Text
Ю. А. дыховичный
КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ
ОПЫТ московского СТРОИТЕЛЬСТВА
ИЗДАТЕЛЬСТВО ЛИТЕРАТУРЫ
ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ
Москва 1970
УДК 624.07 : 728.011.25
Научный редактор—арх. Г. А. ДОВЖИК
ОГЛ А В Л Е Н И Е
Предисловие ......................... 3
Раздел Г
Конструкции жилых домов с несущими стенами
Глава 1. Конструктивные схемы домов с несущими стенами....................... 5
Глава 2. Конструкции подземной части зданий................................ 34
Глава 3. Каркасные решения первых этажей в домах панельной конструкции.. 48
Глава 4. Конструкции несущих стен и узлов опирания перекрытий .............. 58
Глава 5. Конструкции междуэтажных перекрытий ............................. 77
Глава 6. Конструкции наружных стен и их соединений.......................... 85
Глава 7. Конструкции крыш ............... III
Глава 8. Расчет крупнопанельных здании повышенной этажности ................. 116
Раздел II
Конструкции каркасных зданий
Глава 9. Развитие конструктивных схем каркасных зданий ..................... 146
Глава 10. Конструкции элементов каркаса 174
Глава II. Конструкции фундаментов .... 197
Глава 12. Особенности конструкции наружных стен .......................... 207
Глава 13. Расчет каркаса .............. 216
Литература ............................ 248
Дыховичный Юрий Абрамович
КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИИ ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ * * *
Стройиздат
Москва. К-31, Кузнецкий мост, д. 9
Редактор издательства И. С. Бородина. Внешнее оформление художника А. С. Александрова
Технический редактор Д. Я. Касимов. Корректоры Л. П. Атавина, И. А. Зайцева
Сдано в набор 4.VII.1969 г. Подписано к печати 2.II.1970 г. Т-00452. Бумага 84хЮ01/1а—7,75 бум. л. 26,0'1 усл. печ. л. (уч.-изд. 22,74 л.) Тираж 12 500 экз. Изд. № А.VIII.970. Зак. № 959. Цена 1 р. 72 к.
Владимирская типография Главполиграфпрома Комитета по печати при Совете Министров СССР
Гор. Владимир, ул. Победы, д. 18-6
3—2—5
144—69
ПРЕДИСЛОВИЕ
Конструирование и расчет зданий повышенной этажности (9—16 и более этажей), которые начинают составлять все больший удельный вес в застройке Москвы и ряда крупных городов страны, представляют одну из наиболее актуальных и сложных инженерных проблем строительной техники.
По генеральному плану развития Москвы объем строительства жилых домов высотой 12—16 и более этажей будет доведен до 50—60%. Намечается строительство общественных зданий высотой 30— 40 и более этажей. Новые задачи в области многоэтажного строительства связаны с началом большой реконструкции центральной части города.
Повышение высоты зданий сопровождается увеличением их стоимости, что приводит к поискам наиболее рациональных архитектурно-планировочных и конструктивных решений. На этом этапе особенно важен правильный выбор конструктивных решений, которые станут основой строительства на будущие годы.
Все это поставило перед московскими конструкторами комплекс сложных технических задач. Переход на сооружение зданий повышенной этажности не мог быть возвратом к многоэтажным кирпичным домам или высотным зданиям, строившимся в Москве в 1950—1955 гг., с их высокой стоимостью, трудоемкостью и кустарными методами возведения. Нужно было создать принципиально новые типы полносборных зданий повышенной этажности, обладающие высокими эксплуатационными и экономическими качествами — капитальностью и надежностью при наименьших затратах материалов, труда и средств.
Первостепенное значение для многоэтажного строительства имеет выбор конструктивной схемы здания, определяющей надежность, экономичность и трудоемкость его возведения. Практика много-1*
этажного строительства определила две основные конструктивные схемы — с несущими стенами, в том числе крупнопанельными, и каркасную.
Изучение действительной работы панельных конструкций, проведенное за последние годы научно-исследовательскими организациями, обобщение опыта изготовления и монтажа позволили расширить область применения панельных схем и использовать их для зданий все большей этажности — сначала для 9-, потом для 12-, 17- и, наконец, для 25-этажных зданий. Этот путь развития панельных конструкций, проверенный в процессе экспериментального строительства, представляет большой интерес.
Развитие конструктивных схем каркасных многоэтажных зданий идет в московском строительстве также по принципиально новому направлению. Впервые в мировой практике строительства для каркасных зданий высотой 20—30 и более этажей используется сборный железобетон. Индустриальные методы полносборного домостроения, которые еще недавно применялись только в пятиэтажном строительстве, за последние годы стали основными в московском строительстве крупнейших административных и общественных зданий повышенной этажности.
Таким образом, сегодня можно говорить о создании в Москве новых по существу типов жилых и общественных зданий повышенной этажности, собираемых из железобетонных конструкций заводского, производства.
Однако в практике современного индустриального домостроения создалось противоречие между недопустимо широкой номенклатурой заводских изделий и ограниченным набором планировочных решений, тогда как принципы унификации состоят в том, чтобы из ограниченного набора конструкций получить много
3
образие архитектурно-планировочных решений. Разрешить это противоречие должен переход на новую более высокую ступень типового проектирования — от типовых домов к типовым унифицированным конструкциям, к созданию единого каталога изделий, из которых могут быть собраны самые разнообразные типы зданий.
Создание унифицированного набора конструкций для зданий различного назначения особенно важно потому, что в Москве с каждым годом строится все больше зданий, по которым не существуют и не могут существовать типовые проекты (крупные гостиницы и жилые дома, административные здания, научно-исследовательские и проектные институты, научные центры, кинотеатры, крупные рестораны и магазины и т. п.).
Каталог представит собой систематизированный набор взаимосвязанных и унифицированных конструктивных и архитектурных элементов, обеспечивающий сооружение зданий, разнообразных по объемно-планировочным решениям, архитектуре, этажности и назначению при минимальном количестве изделий.
Создание каталога, несомненно, сыграет решающую роль в дальнейшем развитии индустриального домостроения.
Естественно, что каталог должен быть построен на основе наиболее рациональных и проверенных практикой архитектурно-конструктивных решений зданий. Рекомендации по выбору таких решений приводятся в книге. Эти рекомендации относятся к домам повышенной этажности высотой 9, 12, 16, 20 и 25 этажей; одновременно приводятся прогнозы развития конструктивных решений зданий большей этажности.
Рекомендации, выработанные на опыте проектирования, в котором принимал непосредственное участие автор, прове
рены практикой строительства и экспериментальными исследованиями, проведенными за последние годы ЦНИИЭП жилища, ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, НИИЖБ, НИИМосстроем и др. Использованы также последние проектные проработки, выполненные рядом проектных организаций и прежде всего Моспроек-том.
В книге получили отражение и развитие рекомендации научно-технической конференции по строительству, которая была организована по инициативе МГК КПСС и Мосгорисполкома и проходила в Москве в 1968 г., а также научно-технической конференции о мерах по повышению эффективности капитальных вложений, улучшению экономических показателей и качества строительства в феврале 1969 г.
В рекомендациях конференций поставлена задача сделать организацию застройки Москвы, качество строительства и инженерный уровень новых типов жилых и общественных зданий образцом для всех городов страны.
Поэтому опыт Москвы, первой вступившей на путь многоэтажного индустриального домостроения, в процессе освоения и развития которого разрешаются сложнейшие технические проблемы, представляет интерес для использования при застройке всех крупных городов страны.
Анализу конструктивных схем и отдельных конструктивных решений жилых и общественных зданий повышенной этажности, выявлению наиболее рациональных конструкций и путей их дальнейшего развития посвящена книга. Общая направленность предложений, приведенных на страницах книги, — на дальнейшее улучшение конструктивных, эксплуатационных и экономических качеств полносборного многоэтажного домостроения.
Раздел I
КОНСТРУКЦИИ ЖИЛЫХ ДОМОВ С НЕСУЩИМИ СТЕНАМИ
Глава 1
КОНСТРУКТИВНЫЕ СХЕМЫ домов С НЕСУЩИМИ СТЕНАМИ
Практика отечественного и зарубежного строительства выявила три основные конструктивные схемы многоэтажных зданий: схему с несущими стенами, каркасную, а также промежуточную схему— комбинированную, которая включает несущие стены и каркас.
В первом случае все действующие на здание вертикальные и горизонтальные усилия воспринимаются системой поперечных и продольных стен; во втором — каркасом, обеспечивающим прочность, жесткость и устойчивость здания. В комбинированной схеме в статической работе участвуют как несущие стены, так и каркас.
Рис. 1.1. Конструктивные схемы домов с несущими стенами
Конструктивные схемы многоэтажных зданий с несущими стенами высотой 9—• 17 и более этажей можно подразделить на следующие разновидности (рис. 1.1).
1. С поперечными несущими стенами. Эта схема в свою очередь в зависимости от компоновки и расположения несущих конструкций подразделяется на схемы:
а) с узким шагом поперечных стен — в пределах до 3,6 м (рис. 1.1, а);
б) с широким шагом поперечных стен — более 3,6 м (рис. 1.1,6);
в) со смешанными шагами — как узкими, так и широкими (рис. 1.1,6).
По статической схеме наружных ограждений различаются здания: с несущими, самонесущими наружными стенами и с навесными наружными стенами.
2. С поперечными и продольными несущими стенами (рис. 1.1, г).
Эта схема в зависимости от характера опирания перекрытий и соответственно статической работы продольных стен подразделяется на схему с несущими поперечными и внутренней продольной стеной (т. е. с опиранием перекрытий на три стороны) и схему с несущими поперечными и всеми продольными, в том числе фасадными, стенами (т. е. с опиранием перекрытий на четыре стороны).
3. С продольными несущими стенами (рис. 1.1,6). Поперечные стены в этом случае служат только диафрагмами жесткости.
1. Конструктивная схема с поперечными несущими стенами
Схема с узким шагом, поперечных стен
Конструктивная схема крупнопанельных девятиэтажных домов массовых серий (11-57, П-49, 1605/9)*, принятая в ре-
* Типовые проекты домов этих серий разработаны Московским научно-исследовательским и проектным институтом типового и экспериментального проектирования (МНИИТЭП).
5
Рис. 1.2. Крупнопанельные жилые дома серии 11-57
а — общий вид; б — типовая секция дома; в — узлы соединения наружных и внутренних стен: / — внутренняя стеновая панель; 2 — наружная керамзитобетонная панель; 5 —панель перекрытия; 4 — арматурная петля; 5—раствор;
6 — металлическая накладка на болтах; 7—бетонный конус на стальном штыре; 8_гернит;
Р —стальной клин; 10 — бетон; //—стояк отопления; /2 — утепляющий пакет
зультате обобщения предшествующего опыта пятиэтажного полносборного домостроения, принципиально не отличается от схемы с поперечными несущими стенами в пятиэтажных домах серии 1605 (1-464): тот же узкий шаг поперечных стен, конструктивные формы элементов в виде плоских панелей размером на комнату.
Выбор плоских железобетонных конструкций логически вытекает из многолетних поисков различных конструктивных форм элементов перекрытий и несущих вертикальных стен. Обобщение опыта крупнопанельного строительства и технико-экономический анализ показали, что плоские железобетонные панели поперечных несущих стен и перекрытий по
6
своим конструктивным и технологическим качествам, а также технико-экономическим показателям обладают преимуществами по сравнению с другими конструкциями.
Серия П-57 (рис. 1.2). Основные конструкции домов этой серии — внутренние несущие стены, перекрытия, наружные стены — выполняются на вибропрокат-ных станах. Изготовление и монтаж до
мов осуществляет домостроительный комбинат № 3.
В серию П-57 включено шесть разновидностей домов протяженностью 3, 5 и 7 секций, с различной ориентацией по странам света. Чтобы обеспечить наиболее эффективную производительность стана и ограничить количество типоразмеров изделий, принят единый шаг поперечных несущих стен 3,2 м и продольных 5,6 м. Конструктивную основу дома составляют внутренние поперечные несущие стены толщиной 14 см и сплошные размером на комнату панели перекрытий такой же толщины.
Наружные стены — самонесущие, из керамзитобетонных прокатных панелей толщиной 32 см, длиной на два модуля (6,4 м). На продольных и торцовых фасадах предусмотрено устройство лоджий.
Особенность конструктивного решения дома состоит в том, что соединение элементов стен и перекрытий выполняется с помощью болтов. Стыки наружных стеновых панелей замоноличиваются с дополнительной герметизацией. Таким образом, полностью исключены сварные соединения.
Основной узел несущих конструкций— сопряжение поперечных панелей между собой и с перекрытиями — решен по принципу «платформенного стыка». Панели перекрытий «перерезают» сечение поперечной стены, опираясь на половину ее толщины. Таким образом, передача усилий по несущим поперечным панелям в узле становится многоступенчатой— через опорные части плит перекрытий и два растворных шва.
Основное инженерное оборудование совмещено со строительными конструкциями: электропроводка замоноличена в панелях перекрытий и стен во время их изготовления, стояки отопления замоно-личены в панелях поперечных стен, вентиляция — в виде сборных железобетонных тонкостенных каналов.
Дома серии П-49 (рис. 1.3) по существу повторяют принципиальные конструктивные решения домов серии П-57. Планировочная компоновка дома основана на двух продольных шагах 3,3 и 2,7 м и поперечном 6 м. Серия состоит из ше
7
сти разновидностей домов протяженностью 4, 6 и 8 секций, широтной и меридиональной ориентации.
Дома этой серии изготовляются различными предприятиями, что определило некоторое различие в отдельных конструктивных решениях. На домостроительном комбинате № 1 (серия П-49д) наружные стены выполняются в виде многослойных железобетонных панелей.
Рис. 1.3. Крупнопанельный жилой дом серии П-49 а — типовая секция; б — конструктивные узлы (вариант грехслойных железобетонных панелей наружных стен): ^—внутренняя стеновая панель; 2 — наружная железобетонная трехслойная панель; 3— панель перекрытия; 4 — фиксатор; 5 —раствор; 6— терпит в тпоколовой обмазке; 7 — утепляющий пакет; 8 — арматурные петли; 9 — бетон; 10 — слив из оцинкованного железа; // — стояк отопления; 12 — накладка, приваренная к арматурным выпускам
Толщина внутреннего слоя многослойной наружной панели увеличена до 10 см (см. главу 6).
Объем строительства домов серин П-49 достигает в Москве более 1 млн. я? жилой площади в год. Возводятся также 12-этажные дома, в которых в наиболее полной мере удается использовать действительную несущую способность конструкций.
Дома серии 1605 представляют по существу разновидность рассмотренных выше типов. Дома этой серии выпускаются домостроительным комбинатом № 2, где они заменили изготовлявшиеся ранее пятиэтажные дома.
Общий объем производства девятиэтажных панельных домов указанных трех серий достигает в Москве 1,7 млн. м2 жилой площади в год.
g
Острая потребность застройки города жилыми домами повышенной этажности
определила четко
выраженную тенденцию к увеличению высоты крупнопанельных зданий. В связи с этим наряду с массовым строительством по типовым проектам 9-, а в последнее время 12-этажных жилых домов развернулось экспериментальное
строительство домов высотой 17 и более этажей.
Первым шагом в строительстве крупнопанельных зданий повышенной этажности было сооружение в 1964 г. 12-этажного дома из вибропрокатных панелей на ул. Чкалова.
Опытные многоэтажные крупнопанельные 17-этажные дома построены в 1966 и 1967 гг. на проспекте Мира и на Смоленском бульваре (рис. 1.4)*. Сооружение их отвечало задаче создания нового типа многоэтажного жилого дома на базе изделий вибропрокатного производства и по существу открывало новое направление в строительстве домов повышенной этажности.
* Проекты разработаны мастерской № 1 Мос-проекта-1.
Планировочная и конструктивная структура основана на едином продольном шаге 3,2 м со сдвижкой продольных наружных и внутренних стен в шахматном порядке (рис. 1.4,6).
Основной узел сопряжения несущих конструкций — опирание панелей перекрытий на внутренние несущие стены — решен по принципу платформенного стыка. Впервые применена цементная пластифицированная паста, укладываемая
Рис. 1.4. Крупнопанельный 17-этажный жилой дом на проспекте Мира
а — общий вид; б — план типового этажа; в—узел опирания перекры* тий на поперечную стену; г — опирание наружных стен на перекрытие; 1 — внутренняя стеновая панель; 2 — навесная керамзитобетонная панель; 3—панель перекрытия: 4 — гернит; 5—штыри; 6—швы из цементной пластифицированной пасты; 7 — стояк отопления; 8 — фиксатор
Внутренние стены и перекрытия выполнены из плоских железобетонных панелей. Панели поперечных стен в соответствии с величиной действующих усилий приняты толщиной 16 см, панели перекрытия— толщиной 14 см; размеры этих элементов соответствуют конструктивному шагу, что позволило получить равновесные элементы конструкций, а также исключить промежуточные швы в пределах комнат и тем самым улучшить звукоизоляцию помещений.
толщиной всего 5 мм. Фиксация элементов осуществлена в узле при помощи бетонных фиксаторов, соединяющих непосредственно нижние и верхние панели (рис. 1.4,6). Применение такого стыка в условиях больших усилий, действующих в панелях (достигающих в нижних этажах 70 Т1м), возможно при высокой точности изготовления конструкций и принудительного монтажа с жесткими фиксирующими устройствами, что исключает опасность появления случайных эксцент-
2—959
9
a)
Рис. 1.5. Крупнопанельный 25-этажный жилой дом на проспекте Мира а— общий вид; б — плав типового этажа (фрагмент); в — узлы наружных стеи; / — внутренняя стеновая панель; 2 — сборно-монолитные диафрагмы жесткости; 3 — навесная керамзитобетонная панель; 4 — панель перекрытия; 5 — гернит; 6—цементно-песчаная паста; 7 — стояки отопления; 8 — балконная плнта
10
3-3
рицптетов и соответственно перегрузки панелей.
Пространственная жесткость здания обеспечивается совместной работой поперечных и продольных внутренних стеновых панелей и дисков перекрытий.
Наружные стены из керамзитобетона толщиной 32 см, длиной на два модуля-решены по принципу навесных панелей. Крепление панелей наружных стен к перекрытию производится с помощью посадки на фиксаторы и к поперечным стенам— с помощью металлических накладок на болтах. Принципиальной особенностью структурного решения стены служит выполнение всех стыков между наружными панелями внахлестку, благодаря чему вертикальные стыки между панелями (представляющие наибольшую' опасность с точки зрения протекания) дополнительно защищены балконными плитами.
Выполнение стыков внахлестку также наилучшим образом решает проблему температурных деформаций наружных стен, так как по существу исключается раскрытие стыков при колебаниях температуры. Такое решение способствует погашению изготовительных, разбивочных и монтажных допусков.
Торцовые наружные стены, являющиеся по своему характеру несущими, выполняются раздельной конструкции—из плоских железобетонных панелей и утепляющей керамзитобетонной панели с наружной стороны, опирающейся на выступающую кромку панели перекрытия.
Балконы, устройство которых при навесных наружных стенах представляет сложную конструктивную задачу, решены с опиранием на специальную панель — «щеку», подвешенную к торцовым частям поперечных стен и передающую вертикальную нагрузку на наружную керамзитобетонную панель. Чередование балконов и стеновых панелей через два пролета создает выразительное пластическое архитектурное решение фасадов, причем балконы легко могут быть заменены лоджиями или эркерами без изменения конструктивной и планировочной схемы здания.
В первом этаже дома применен двухэтажный рамный каркас, выполненный из сборных железобетонных Т-образных элементов (см. главу 3).
Конструктивное решение 25-этажного жилого дома из вибропрокатных пане-
2
П
.лей1 (рис. 1.5) на проспекте Мира является развитием идей, заложенных ;в проектах построенных 17-этажных жилых домов. Конструктивная схема, как и в предыдущих домах такого типа, принята в виде поперечных несущих стен из прокатных железобетонных панелей толщиной 16 см, расположенных с шагом .3,2 м. Перекрытия — из прокатных плоских железобетонных панелей толщиной 14 см.
Особенность решения наружных стен из керамзитобетонных панелей — новая их структура и система разрезки. Наружные панели, западающие и выступающие, расположены в плоскости стен в шахматном порядке. Благодаря этому здесь не только вертикальные, но и верхние горизонтальные стыки решены внахлестку, т. е. закрыты кромками смежных панелей (рис. 1.5,в). Причем балконная плита служит как бы специальным защитным элементом для нижнего горизонтального стыка. Новый прием решения наружных стен наиболее надежно обеспечивает воздухо- и водонепроницаемость стыков.
Пространственная жесткость здания и восприятие ветровых нагрузок в поперечном направлении обеспечиваются по-новому. Для этого служат сборно-монолитные стены жесткости. Ветровые нагрузки передаются поэтажно на стены жесткости при помощи горизонтальных дисков перекрытий. В продольном направлении жесткость обеспечивается работой продольных несущих стен. Поперечные диафрагмы жесткости выполнены толщиной: средние — 72 см, торцовые— 56 см; слой монолитного железобетона заключен между двумя прокатными панелями толщиной по 16 см, которые служат опалубкой и одновременно полностью участвуют в статической работе диафрагмы жесткости.
Диск перекрытия представляет собой неразрезную трехпролетную плиту, опертую в горизонтальном направлении на четыре поперечные диафрагмы жесткости. Для восприятия растягивающих уси
1 Проект разработан мастерской № 1 Мос-проекта-1.
12
лий в краевых участках диска в панелях перекрытий запроектированы арматурные пояса, которые на поперечных осях свариваются при помощи закладных деталей. Для восприятия сдвигающих усилий в плоскости диска предусмотрены шпонки, образующиеся после заполнения бетоном вырезов в плитах перекрытий.
Первый этаж решен в виде платформы, на которую опирается основная часть здания. Конструкция платформы принята в виде V-образных железобетонных рам, которые изготовлялись на строительной площадке.
Разновидностью дома такой конструкции может служить 27-этажный жилой дом, запроектированный МНИИТЭП на базе изделий типового проекта П-49 (рис. 1.6). По своим конструктивным принципам этот дом мало отличается от только что рассмотренного.
Этот тип дома предполагается включить. в состав серии, в которую входят жилые дома высотой 9—16 этажей, многосекционные, прямоугольной и усложненной конфигурации. Все дома серии основаны на единой конструктивной схеме.
Особенность компоновки дома — развитые в плане диафрагмы жесткости, выполняемые также в виде сборно-монолитной конструкции, состоящей из сборных панелей и заключенного между ними слоя монолитного железобетона. Они воспринимают до 80% ветровой нагрузки, действующей на здание.
Наружные стены навесные, но в отличие от предыдущих решений — в виде железобетонных трехслойных панелей.
В московском строительстве последнего времени наметилась определенная тенденция к укрупнению пролетов между поперечными стенами, что вызвано стремлением к большей свободе планировочных решений в крупнопанельных зданиях.
В пределах рассмотренной конструктивной схемы с частым расположением поперечных стен разрабатываются новые проектные решения домов, в которых применен увеличенный продольный шаг— 3,6 м. Это позволит улучшить пропорции комнат, более четко выявить главную
комнату в планировочной структуре квартиры.
Тенденция к освобождению площади от лишних несущих конструкций получила отражение в конструктивных схемах с широким шагом, а также в смешанных панельно-каркасных решениях, в схемах с продольными несущими стенами и, наконец, в каркасных схемах многоэтаж--ных домов.
Схема с широким шагом поперечных стен
Задача, поставленная при разработке 17-этажного дома (тип М-10)* в квартале 42А Юго-Запада (рис. 1.7), заключалась в создании нового типа жилого дома с широким шагом несущих вертикальных элементов. Конструктивная схема, положенная в основу проекта, построена на шаге поперечных стен 6,3 м и впервые применена для зданий повышенной этажности. Применение такой конструктивной схемы открыло новые возможности «свободного» планировочного решения квартир. Редкое расположение поперечных
1 Проект разработан мастерской № 10 «Мое--проекта-1.»
Рис. 1.6. Крупнопанельный 27-этажный жилой дом
а — макет; б — план этажа
стен позволило получить разнообразные типы квартир на едином унифицированном шаге — одно-, двух-, трех- и четырехкомнатные. Такое решение создает предпосылки для четкой унификации сборных железобетонных конструкций в жилищном строительстве. При широком шаге лучше осуществляется четкое функциональное зонирование квартир (санитарные узлы располагаются около спален, а кухня — рядом с главной комнатой), комнаты имеют хорошие пропорции, близкие к квадрату, создаются интересные интерьеры квартиры (раздвижная перегородка пространственно объединяет столовую и обеденное место в кухне).
В отличие от широко распространенных многоэтажных домов коридорной системы, построенный дом — секционный, с широтной ориентацией.
В первом этаже расположены помещения для обслуживания жильцов дома— кафетерий, стол заказов, бюро добрых услуг, комнаты дневного пребывания
\^3{}(^^300^63QQ^E30&^-630Q^-630lA^300^300^^30&^63№^-630^1--
Рис. 1.7. Крупнопанельный 17-этажный жилой дом с широким шагом поперечных стен (тип М-10)
а — общий вид; б — схема несущих конструкций; в —уз-лы; г — конструктивный разрез; / — поперечные несущие панели; 2 — продольная панель; 3 — ленточные керамзитобетонные панели; 4 — торцовые трехслойные железобетонные панели; 5 — панели перекрытий; 8—бетон марок 200 п 300; 7—железобетонные «пальцы», выпущенные из панели перекрытия; 8 — стальная накладка; 9~ зазор, заполняемый упругим материалом; 10— ригель рамы первого этажа; // — перемычка; /2 — арматурные ветви.
работающие на растягивающие усилия
детей, пункт по приему белья в стирку и т. д.
Поперечные несущие панели выполняются из плоских железобетонных плит толщиной 20 см, перекрытия — из предварительно напряженных плоских панелей толщиной 16 см. По-новому запроектирован основной узел опирания перекрытия на несущие поперечные стены, решение которого составляет главную проблему крупнопанельного домостроения. В отличие от многоступенчатой передачи усилий в платформенных стыках здесь предусмотрена непосредственная передача усилий с панели на панель (рис. 1.7, в) с замоноличиванием узла. В конструктивном отношении такое решение в наибольшей мере отвечает природе железобетона и структуре панельного дома. Узел решен следующим образом: панель перекрытия опирается железобетонными «пальцами» на верхнюю плоскость поперечной стеновой панели; поперечная панель устанавливается на фиксаторы — регулирующие гайки на болтах. Плиты перекрытий в узле соединяются горизонтальными металлическими накладками, «пропущенными» через панель. Благодаря этим связям создается единый диск перекрытия. Фиксаторы обеспечивают высокую точность монтажа. После установки, выверки и рихтовки панелей по всему ярусу раствор выстилался вдоль панели с одной стороны
.14
и вибратором перемещался в стык; показателем полного и гарантированного заполнения стыка служило вытеснение раствора с другой стороны панели. Таким образом, растворный шов в стыке как бы заключен в обойму, что значительно повышает несущую способность узла.
Практика монтажа показала простоту принятого типа соединений. В зимних условиях выполнение замоноличенного стыка не вызывало осложнений — бетонирование производилось с применением протпвоморозных добавок нитрата натрия. в сильные морозы с дополнительным прогревом.
Имеет свои особенности и решение наружных стен. По статической схеме работы они навесные, увеличенной длины— до 7—11 м (ленточные). Это дало возможность не только повысить индустри-альность решения наружных стен, но и разместить стыки по границам дверных проемов. Таким образом, стыки оказались под защитой перекрытий лоджий, что наиболее кардинально решает проблему защиты стыка от атмосферных вод. Керамзитобетонные ленточные панели опираются на кромки перекрытий и крепятся к поперечным панелям.
Лоджии выполняются навесными. Ос
новным несущим элементом являются «щеки», которые в каждом этаже крепятся в двух уровнях: верхнее крепление к поперечной внутренней стене работает на горизонтальные растягивающие усилия, нижнее — опирание на керамзитобетонные панели — служит для передачи вертикальной нагрузки и горизонтальных усилий сжатия. Опыт показал, что такая конструкция лоджий выполняется достаточно просто.
Торцовые несущие стены запроектированы трехслойной конструкции; внутренний слой — из железобетона толщиной 12 см, утеплитель — из пеностекла, наружный слой — из железобетона толщиной 5 см.
Благодаря четкой компоновке удалось получить унифицированное решение сборных железобетонных конструкций. Перекрытия имеют по существу один типоразмер; поперечные несущие панели выполняются двух типоразмеров; навесные наружные панели — четырех типоразмеров. Таким образом, решение с широким шагом поперечных стен дает возможность получать из ограниченного набора унифицированных панелей дома с разнообразными типами квартир, что составляет одну из важнейших задач современного жилищного строительства.
Конструктивная схема первого этажа— каркасная (см. главу 3).
В последнее время в Москве построено несколько домов такого типа.
Опытный 12-этажный жилой дом 1 с широким шагом поперечных стен построен в 1964 г. на Ленинградском проспекте (рис. 1.8). Конструктивная схема дома принята с широким шагом опор — 6,1 м\ в первом и втором этажах — двухэтажный рамный каркас из сборных железобетонных элементов.
Конструкция опирания перекрытий на несущие вертикальные панели — в виде консольного узла со стыком в уровне верха перекрытия, что позволило обеспечить непосредственную и наиболее четкую передачу усилий в стыке. Раствор-
” Проект разработан в мастерской № 2 «Мос-проекта-1.»
15
ный шов выполняется весьма просто, путем установки панелей на подкладках с последующим заполнением швов раствором непосредственно с перекрытия.
В конструктивном решении дома удалось четко провести принцип унификации сборных железобетонных панелей. Так, основные несущие панели поперечных стен выполнены только двух типоразмеров, элементы перекрытия — одного типоразмера.
Успешный опыт возведения этого дома позволил принять такую конструкцию для 16-этажного жилого дома.
Схема с поперечными несущими стенами нашла широкое применение в стро
16
ительстве кирпичных и крупноблочных зданий. В Москве построено значительное количество жилых домов высотой 9—14 этажей с кирпичными несущими поперечными стенами, расположенными с широким шагом — около 6—6,4 м, с самонесущими наружными стенами. По сравнению с традиционными схемами кирпичных домов с продольными несущими стенами удается резко уменьшить толщину наружных ограждений до пределов, ограниченных теплотехническими расчетами, и в целом получить ощутимую экономию кирпича — до 15%.
Эта же схема была положена в основу проектов крупноблочных домов серии
Рис. 1.8. Крупнопанельный 12-этажный жилой дом с широким шагом поперечных стен на Ленинградском проспекте
а — общий вид; б — конструктивная схема (план) и пример планировки однокомнатной квартиры; в — узел опирания перекрытия на несущую поперечную панель; /— панель поперечной стены; 2—настил перекрытия; 3 — фиксаторы; 4— монтажные металлические подкладки; 5 —раствор; 6 — панели продольных стен; 7 — наружные керамзитобетонные панели; 8— навесные «щеки» лоджий
П-18, которые получили в Москве самое широкое применение. Девятиэтажные крупноблочные дома были первыми типами полносборных домов, которые начали строиться на рубеже перехода от пятиэтажных к многоэтажным домам. Освоение конструкций домов такого типа позволило перейти к массовому строительству 12-, а затем 14- и 16-этажных крупноблочных домов 1 (рис. 1.9).
Конструктивную схему дома составляют поперечные несущие стены, выполненные из крупноразмерных бетонных блоков толщиной 40 см из бетона марки 200 с круглыми пустотами, используемыми для размещения вентиляционных каналов. Система разрезки стен двухрядная. Поясные блоки по всему периметру стен соединяются с помощью сварки закладных деталей и образуют таким образом жесткий, по существу, монолитный пояс.
Наружные стены, которые по статической схеме работы самонесущие, выполняются из керамзитобетонных блоков марки 75, объемным весом 1200 кг/м3, толщиной 40 см. В торцовых стенах (несущих) для нижних этажей толщина этих блоков увеличена до 50 см. Пространственная жесткость дома обеспечивается совместной работой поперечных и продольных стен, которая создается соединением стен в местах примыканий путем установки жестких металлических шпонок (рис. 1.9, в).
Междуэтажные перекрытия выполняются из сборных многопустотных настилов с усиленными торцами (см. главу 5).
Схема со смешанными шагами
Примером такой схемы служат проекты 9- и 16-этажных крупнопанельных жилых домов серии П-60*. Объемно-плани-
1 Проекты этой серии разработаны
мниитэп.
* Проекты разработаны авторским коллективом МНИИТЭП и ЦНИИЭП жилища.
17
ровочное решение всех типов домов этой серии основано на двух продольных шагах-— 6 и 3 л. Размещение несущих поперечных железобетонных стен принято по границам квартир. Именно поэтому в компоновку планов наряду с основным пролетом 6 м введен дополнительный узкий шаг 3 м. Таким образом, поперечные стены совмещают функции несущей конструкции и межквартирной перегородки. В рассмотренном 17-этажном доме с широким шагом (тип М-10) межквартирные перегородки не совпадали с несущими и
Рис. 1.9. Крупноблочные жилые доли с поперечными несущими стенами
а — 12-этажпый дом; план типового этажа; б— 14-этаж-пый дом; в — узел; / -—поперечные несущие стены из бетонных блоков; 2 — шлакокерамзитобетонный блок наружной стены; 3 — перемычечный блок; 4 — настил: 5 — стальная шпонка; б — балконная плита; 7—сталь-
ная накладка
их приходилось выполнять из спаренных гипсобетонных панелей, которые располагались в середине пролета перекрытий, что приводило к утяжелению плит перекрытий.
2. Конструктивная схема с продольными несущими стенами
Попытки освободить внутреннее пространство от несущих конструкций привели к поискам схемы с продольными несущими стенами. С принципиальной точки зрения расположение несущих конструкций в плоскости наружных ограждений в наибольшей мере освобождает площадь дома от внутренних стен. Однако это решение вступает в определенное противоречие с конструктивной целесообразностью. При однослойных конструкциях ограждений, выполняемых из ке-рамзитобетона, предельная высота дома, определяемая прочностью материала и технико-экономическими показателями, ограничивается девятью этажами. По та-
18
кои схеме выполнены девятиэтажные дома серии 1-515, являющиеся по существу развитием пятиэтажных домов той же серии1 (рис. 1.10). Серия 1-515 включает две разновидности девятиэтажных жилых домов — четырех- и шестисекционные широтной п меридиональной ориентации. Несущими в домах этого типа являются продольные внутренние и наружные стелы. Пространственная жесткость здания обеспечивается совместной работой продольных, поперечных межсекционных стен и перекрытий. Перекрытия из многопустотных настилов с замоноли-чшшыми стыками представляют собой горизонтальные диски, передающие ветровые .нагрузки на стены лестнич-.ных клеток.
Наружные керамзитобетонные стены — толщиной 40 см, из керамзитобетона
марки 75, объемным весом 1200 кг]м3. Продольная внутренняя стена — из бетонных панелей толщиной 27 см. Стены лестничной клетки — из бетонных блоков толщиной 40 см, внутри которых размещаются вентиляционные каналы.
Недостатки домов этой серии вызваны в основном характером конструктивной схемы — применением несущих наружных стен из керамзитобетонных панелей, в которых совмещены несущие и теплоизоляционные функции. Это ведет к увеличению толщины стены до 40 см (что приближает ее к толщине кирпичной стены), повышению расхода стали и цемента.
3. Конструктивная схема с поперечными и продольными несущими стенами
Схема с поперечными и продольными несущими стенами в зданиях повышенной этажности нашла ограниченное применение. И это не случайно. При использовании схемы с несущими поперечными
‘ Проекты этой серии разработаны в
.мниитэп.
стенами логично стремление к всемерному облегчению продольных фасадных стен. Более того, как мы смогли проследить, при высоте зданий более 12 этажей возникает решение с навесными наружными стенами, которое является оптимальным для зданий повышенной этажности. Вместе с тем опирание перекрытий на внутренние продольные стены
Рис. 1.10. Крупнопанельный жилой дом с несущими продольными стенами серии 1-515. План типового этажа
/ — наружные несущие керамзитобетонпые панели; 2—бетонные несущие панели продольной стены; 3— бетонные панели поперечных стен
в ряде случаев может оказаться целесообразным. Создание условий для опирания плит перекрытий по трем сторонам не только несколько облегчает сами плиты (что, вообще говоря, при малых пролетах— до 3,6 м — несущественно), но и значительно улучшает совместную работу поперечных и продольных стен, так как плиты в этом случае являются своего рода жесткими шпонками в местах сопряжения этих стен.
Поэтому возможной (целесообразной) разновидностью такой схемы будет схема с несущими поперечными и внутренними продольными стенами.
4. Комбинированная (панельно-каркасная) схема
Схемы с внутренним каркасом и наружными несущими стенами пока нашли применение в московском строительстве только для девятиэтажных жилых домов серии П-29 (см. рис. 1.1, е). Несущую основу дома составляют наружные и внутренние кирпичные стены и внутренний продольный железобетонный каркас. Перекрытия выполняются в виде сборных железобетонных настилов, опирающихся
19
на наружные кирпичные стены и на продольный ригель каркаса.
Определенное достоинство такого конструктивного решения в исключении сильно нагруженной внутренней продольной кирпичной стены, что снижает трудоемкость строительства и создает возможности более гибких планировочных реше-
Рис. 1.11. Панельно-каркасный 18-этажный жилой дом. Конструктивная схема
1 — колонны; 2—продольные несущие стены;
3 —поперечные стены (диафрагмы жесткости);
4 — подоконные панели — ригели каркаса
ний. Аналогичные решения принимались в ряде случаев для домов высотой до 14 этажей. Дальнейшее повышение этажности экономически нецелесообразно, так как требует увеличения толщины наружных кирпичных стен для повышения их несущей способности. Поэтому пределом целесообразности применения конструктивной схемы с несущими продольными кирпичными стенами следует считать 12 этажей.
Перспективным направлением может оказаться применение другой разновидности комбинированной схемы —с наружным каркасом и внутренними несущими панельными стенами. Примером использования этой схемы может служить проект 18-этажного жилого дома, разработанный в МНИИТЭП (рис. 1.11).
Основная особенность конструкции дома — расположение поперечных и продольных стен по границам квартир. В этом проектном решении наиболее логично сочетается архитектурная и конструктивная компоновка здания. По существу в границах несущих стен можно предусматривать различные планировки квартир, причем размеры квартир могут меняться в зависимости от шага поперечных несущих конструкций.
Несущие поперечные и продольные
стены — из панелей толщиной 20 см. В плоскости наружных стен во избежание перегрузки торцов поперечных панелей весом наружных стен расположен каркас с шагом колонн 6—9 м и более. Отличительная особенность этого каркаса — применение ригелей большого сечения, которые служат одновременно подоконными утепленными панелями.
Панели перекрытия, выполняемые плоскими железобетонными предварительно напряженными толщиной 16 см, опираются на этот продольный ригель и на несущие продольные внутренние стены.
5. О выборе конструктивных схем жилых домов повышенной этажности
Сложность экономического сопоставления рассмотренных зданий, выполненных по различным конструктивным схемам, определяется влиянием целого ряда факторов — различием объемно-планировочных решений, выбором материалов и конструкций для отдельных элементов, индивидуальным подходом того или иного проектировщика к конструированию элементов. Влияние на стоимость только планировочных факторов может достигать 20%.
Тем не менее с определенной степенью точности можно сопоставить дома примерно одинаковой этажности и однотипных планировочных решений по основным показателям — расходу стали, бетона, цемента и по трудоемкости. Учитывая, что показатели будут неодинаковыми для домов высотой 9 и 16 этажей, имеющих различия как в планировочных решениях, так и в самих конструкциях, приведем их раздельно по этим двум группам зданий (табл. 1.1 и 1.2).
Сопоставление приведенных в табл. 1.1 данных показывает, что наиболее экономичными типами зданий по расходу стали, цемента и бетона, по затратам труда и стоимости являются крупнопанельные дома с конструктивной схемой в виде поперечных несущих стен, расположенных с узким шагом, — серии П-49 и П-57.
Для зданий высотой 16—17 этажей среди сопоставляемых конструктивных
20
Таблица 1.1*
Технико-экономические показатели по надземной части девятиэтажных домов (на 1 ж2 жилой площади)
Конструктивная схема Серия проекта Сметная стоимость в руб. Затраты труда в чел.-днях Расход материалов Число типоразмеров сборных элементов
стали в кг цемента в кг сборного бетона н железобетона в м3
всего в том числе
о д я СО СО о а КС на строительной площад- ке
С поперечными несущими стенами:
крупноблочными П-18 138,2 5,8 1,3 4,5 40,4 351 1,13 198
панельными с узким 11-49-04 119,8 4,5 2,8 1,7 32,2 293 0,76 135
шагом 1-57-05 119,6 4,9 3 1,9 32,8 355 0,83 152
П-57-07 134,6 5,3 3,05 2,25 33,1 345 0,8 145
С продольными несущими стенами панельными 1-515-04/9 125,6 5,7 3,05 2,65 52 325 0,92 125
Каркасная 1МГ-600-3 134 6,1 2,12 3,98 68 240 0,66 128
всех последующих указаны в ценах, действовавших до
Показатели сметной стоимости в данной таблице и во 1 января 1969.
систем — крупноблочной, каркасно-панельной и крупнопанельной — преимуществами по основным качественным показателям обладает крупнопанельная (см. табл. 1.2).
Однако разница в расходе основных материалов — бетона, стали и цемента — для панельных и каркасных домов при высоте 16—17 этажей незначительна. Наиболее решительно в пользу панельных домов говорят показатели трудоемкости, особенно на монтаже, которая оказывается для панельных домов почти в 1,5 раза ниже, чем для каркасных.
Представляет интерес структура образования основных показателей расхода материалов в домах различных конструктивных схем. Удельные показатели расхода бетона, гипсобетона, стали и цемента для крупнопанельных и крупноблочных домов на 1 м2 жилой площади приведены в табл. 1.3 (эти показатели нельзя считать вполне сопоставимыми в силу различий объемно-планировочных решений).
Представляет интерес проведенный в 1966—1967 гг. ЦНИИЭП жилища анализ конструктивных решений жилых зданий высотой 9 и 16 этажей с единым объемно-планировочным решением. Аналогичные исследования проводились в МНИИТЭП и Моспроекте.
Результаты анализа девятиэтажных домов с узким шагом поперечных несущих стен, с широким шагом поперечных несущих стен, с продольными несущими стенами и редко расположенными диафрагмами жесткости подтверждают в целом данные, приведенные в табл. 1.1.
По 16-этажным домам были сопоставлены следующие конструктивные схемы (также применительно к единому объемно-планировочному решению дома): поперечная схема с узким шагом несущих стен; поперечная схема с широким шагом несущих стен; схема с продольными несущими стенами; схема с полным каркасом (с продольным расположением ригелей).
Для получения более достоверных сравнительных характеристик различных
21
Т а б л и ца 1.2 Технико-экономические показатели по надземной части домов высотой 14, 16 и 17 этажей (без встроенных помещений первого этажа) на 1 м'- жилой площади
XI Расход материалов со г-, а
£ о чел.-днях <9 лгр: ИТО
Конструктивная схема Серия проекта <Т) О о в том числе q — О и- щ 1—
Количеств Сметная ci в руб. всего на заводе на стро-ительной площад- ке стали в кг 1 цемента в сборного 2 зобетона г Число тип о сборных
С поперечными несущими стенами: крупноблочными П-18 14 16 160 170 6,1 6,3 1,5 1,6 4,6 4,7 55 59 370 375 1,1 1,1 180 180
панельными с узким шагом Типа П-57 17 159 4,9 2,2 2,7 60 320 0,82 140
панельными с широким шагом М-10 17 180 5,2 2,4 2,8 65 280 0,75 65
панельными со смешанными шагами П-60 16 185 — — — 63 310 0,83 170
Каркасная МГ-601Д 16 154 5,85 2,15 3,7 63 245 0,48 148
На унифицированном каркасе 17 185 6 2,2 3,8 69 250 0,55 ПО
конструктивных систем 16-этажных зданий были проведены статические расчеты конструкций, запроектированы конструктивные элементы и определен расход материалов на основные конструкции зданий. Показатели по всем конструктивным схемам девятиэтажных домов оказались примерно одинаковыми Г При схеме с широким шагом поперечных стен по сравнению со схемой с узким шагом поперечных стен повышение затрат вследствие увеличения пролета перекрытий погашается меньшими суммарными затратами на поперечные стены и перегородки. В схеме с продольными несущими стенами уменьшение объема внутренних стен еще более существенно, и полученная в связи с этим экономия погашает дополнительные затраты, связанные с применением большепролетных перекрытий и с некоторым увеличением толщин наружных стен. Расход стали в конструктивных схемах с большепролетными перекрытиями оказался на 7—10% выше, чем в схеме с узким шагом несущих стен, а расход бетона и цемента соответственно ниже на 10—15%. Трудоемкость возведения домов с этими конструктивными схемами также примерно одинакова.
1 В процессе совершенствования технологии монтажа, особенно при возведении силами домостроительных комбинатов, затраты труда на строительной площадке систематически снижаются и составляют в настоящее время для домов серии 11-49Д по отчетным данным ДСК-1— 1,4 чел.-дня. В связи с тем что конструктивные схемы девятиэтажных домов оказались в сопоставимых условиях экономически равноценными, представляется целесообразным ориентировать проектирование таких зданий на применение конст-
22
Т а б л и ц a 1.3
Удельные показатели расхода основных строительных материалов по крупнопанельным домам (на 1 Л12 жилой площади)
Материал Единица измерения Конструктивные элементы Всего по дому
подземная часть наружные стены внутренние стены перекрытия перего- родки кровля прочие
Серия 11-49-06 (S этажей)
Бетон Г ипсобетон Сталь Цемент Ж3 » кг » 0,1 4,6 30 0,13 9 2 42 0,26 9,6 106 0,22 10,5 92 0,03 0,6 8 0,04 2,3 15 0,08 0,014 5 30 0,86 0,014 41,8 323
Серия 11-57-05 (9 этажей)
Бетон Г ипсобетон Сталь Цемент Л/3 » кг » 0,1 3 30 0,25 8,7 62 0,27 9,1 112 0,22 9,4 94 0,03 0,06 2,3 18 0,03 3,3 9 0,93 0,03 35,8 325
Серия 11-57-07 (9 этажей)
Бетон Гипсобетон Сталь Цемент Л!3 » кг » 0,1 з,з 30 0,24 8,9 59 0,26 9,2 109 0,21 9,7 93 0,03 0,05 2,3 16 0,04 3 14 0,9 0,03 36,4 321
Типа П-57 (12 этажей)
Бетон Гипсобетон Сталь Цемент ж3 » кг » 0,15 4,8 52 0,26 9,3 60 0,24 12,5 124 0,2 9,95 95 0,03 0,03 2,65 24 0,03 3,3 16 0,91 0,03 42,5 371
Типа II-57 (17 этажей)
Бетон м3 0,2 0,25 0,3 0,2 0,03 0,04 1,02'
Гипсобетон » 0,03 . — 0,03
Сталь кг 5,6 11,8 28,6 13,2 .—. 2,3 4,1 65,6
Цемент » 35 67 129 97 — 18 9 355
Бетон Гипсобетон Сталь Цемент Дома с широким шагом поперечных стен (тип М-10) 0,01 4,2 10 0,9 0,2 70,8 310
м3 » кг » 0,15 5,6 30 0,2 7,2 51 0,22 26 107 0,28 23,6 97 0,2 0,04 4 15
Бетон м3 0,15 0,27 Серия II-Cl,25 60 0,27 0,03 0,01 0,98
Г ипсобетон » — — — — 0,12 — — 0,12
Сталь кг 5 11,2 28 16,2 —. 4 3,6 68
Цемент » 30 70 120 95 — 15 10 340
23
руктивных схем как с широким, так и с узким шагом поперечных стен.
При исследовании конструктивных схем 16-этажных зданий выявлено, что схемы с поперечными несущими стенами с узким и широким шагом имеют близкие показатели приведенных затрат (см. табл. 1.2—1.4).
Таблица 1.4
Технико-экономические показатели по надземной части 16-этажных домов при различных конструктивных схемах (на 1 м2 жилой площади)
Конструктивная схема здания Расход материалов
сборного бетона в м3 гипсобе- тона В Л13 цемента в кг стали в кг
Панельная: на узком шаге . 0,85 0,02 370 58
» широком » 0,77 0,16 290 69
с продольными несущими стенами 0,78 0,2 300 65
Каркасная (с продольным расположением ригелей) . . . 0,55 0,2 270 69
Приведенные в табл. 1.4 показатели, полученные теоретическим (расчетным) путем, достаточно близко совпадают с аналогичными показателями табл. 1.2, полученными по рабочим чертежам реальных объектов. Показатели затрат труда на строительной площадке по всем бескаркасным схемам 16-этажных домов оказываются довольно близкими.
Конструктивная схема с полным каркасом по показателям сметной стоимости и по приведенным затратам дала удорожание около 10% по сравнению со схемой с узким шагом поперечных несущих стен. Затраты труда на возведение домов каркасной системы повышаются более чем на 40%. Расход стали в домах каркасной конструкции и панельных с широким шагом практически одинаковый.
Проведенные сопоставления относились к панельным домам без встроенных в первые этажи общественных помещений. Применение в первых этажах панельного дома каркаса резко повышает
общий расход стали и бетона, а также трудоемкость (см. главу 3).
Таким образом, приведенные показатели обусловливают целесообразность для 16-этажных жилых домов бескаркасных конструктивных схем.
Схемы с поперечными несущими стенами с узким или широким шагом при такой этажности в экономическом отношении равноценны, но в статическом отношении схема с узким шагом содержит в себе большие резервы пространственной жесткости, что, как мы увидим далее, составляет важнейшую предпосылку для дальнейшего повышения этажности панельных зданий.
Обе конструктивные схемы с поперечными стенами могут получить равноценное применение при проектировании 16—18-этажных зданий, а для зданий большей этажности предпочтительна схема с узким шагом несущих стен.
Несмотря на полученные аналитические данные, показывающие эффективность схемы с продольными несущими стенами, ее нельзя рассматривать как перспективную. Эта схема значительно уступает схеме с поперечными несущими стенами по степени индустриальности.
Применение конструктивной схемы с несущими продольными стенами приводит к большей многодельности в условиях постройки, так как все работы внутри здания — устройство нитарно-технические ские — выполняются дами и практически стриализации. Помимо этого, значительно усложняется конструктивное решение наружных (несущих) стен, которые при этой схеме должны воспринимать высокие усилия; в узлах наружных стен трудно обеспечить надежную передачу усилий.
Повышение этажности крупнопанельных домов от 5 до 9, затем до 12 и, наконец, до 17 этажей в пределах единой конструктивной схемы не приводит к резкому увеличению расхода материалов и повышению трудоемкости. Возрастание металлоемкости конструкций с увеличением этажности только в незначительной степени обусловлено необходи
полов, крыши, са-и электротехниче-кустарными метоне поддаются инду-
.24
мостью повышения несущей способности конструкций. Гораздо в большей степени перерасход материалов продиктован требованиями ныне действующих норм огнестойкости и технологическими требованиями унификации конструкций.
6. Новые направления развития многоэтажного индустриального домостроения
Как мы видели из рассмотрения последних решений панельных домов повышенной этажности, обычные панельные конструкции могут применяться в домах до 25 этажей. Уже при такой высоте в конструкциях панельных домов возникают дополнительные и довольно значительные усложнения. Они связаны прежде всего с обеспечением необходимой пространственной жесткости здания, что при большой этажности становится сложной инженерной проблемой.
Эта задача усложняется в домах с широким шагом поперечных стен в связи с ростом горизонтальных нагрузок на редко расположенные поперечные конструкции. В зданиях такой этажности короткие панели поперечных стен, разрезанные проемами, вследствие недостаточной жесткости, не могут воспринимать действующие ветровые нагрузки и надежно обеспечивать жесткость здания. Возможным направлением для повышения жесткости является объединение панелей поперечных стен в единый вертикальный диск, для чего перемычки, соединяющие панели, должны быть рассчитаны и законструированы таким образом, чтобы они могли воспринимать возникающие при этом сдвигающие усилия (значительные в нижних этажах). Проектные проработки показали, что такое решение для панельных зданий получается достаточно сложным. Наиболее целесообразный метод повышения жесткости здания — компоновка плана панельного дома с развитыми на всю его ширину поперечными стенами, которые в этом случае будут обладать достаточно высокой жесткостью и в зданиях высотой до 16—17 этажей относительно легко воспринимать горизонтальные нагрузки.
По-новому решена проблема обеспечения поперечной жесткости в 25-этажном доме из вибропрокатных панелей, расположенных с узким шагом (см. рис. 1.5), и в проекте 27-этажного дома аналогичной конструктивной схемы (см. рис. 1.6). В этих домах даже при компоновке поперечных стен на всю ширину здания их несущая способность и жесткость оказались недостаточными для восприятия горизонтальных нагрузок. Поэтому межсекционные стены были превращены в диафрагмы жесткости, выполненные в виде сборно-монолитной конструкции, состоящей из спаренных сборных панелей, между которыми уложен слой монолитного железобетона.
Таким образом, с ростом этажности в структуре панельного дома появилась система жесткостей, которая воспринимает основные ветровые нагрузки, действующие на здание (до 70—80% всей ветровой нагрузки). При этом не только усложняется возведение панельного дома, но и существенно возрастает расход основных материалов — бетона, цемента, стали (табл. 1.5).
Таблица 1.5
Расход бетона и стали при увеличении высоты панельного дома
Тип жилого дома Расход материалов иа 1 м* жилой площади
бетона в лг3 стали в кг
17-этажный дом на проспекте Мира, квартал № 9 (см. рис. 1.4) . . 0,85 71
25-этажный дом на проспекте Мира, квартал № 19 (см. рис. 1.5) . . 1,3 120
27-этажный дом (см. рис. 1.6) 1,35 115
Примечания: 1. Показатели расхода материалов получены по рабочим чертежам.
2. Показатели по надземной части даны с учетом каркасной конструкции первого этажа.
3. Количество этажей показано без учета верхнего технического.
4. Расход стали указан приведенный.
Помимо принципиального изменения конструкции связевых диафрагм с рос
25
том этажности меняются и конструкции самих поперечных панелей, работающих на вертикальные нагрузки. Здесь уже не удается использовать типовые панели массового производства, а приходится создавать и осваивать свою номенклатуру панелей с усиленным армированием и
повышенной маркой бетона. Усложняются с ростом нагрузок и узловые сопряжения.
Проведенные исследования и проектные проработки показали, что традиционные конструкции панельных домов, выработанные сегодняшней практикой проектирования, могут применяться для зданий высотой до 17—20 этажей.
Вместе с тем практика застройки Москвы (и других крупных городов) требует создания индустриальных домов и большей этажности.
В настоящее время разработан ряд таких систем, которые приняты для проверки в экспериментальном строительстве. Идея заключается в логичном сочетании монолитных железобетонных конструкций со стандартными панельными, что позволит возводить на высоком индустриальном уровне здания высотой до 40 и более этажей.
Несущей основой одной из таких конструкций1 служит железобетонная «этажерка», в которую «вставлены» типовые конструкции обычных панельных домов (рис. 1.12).
Роль стоек выполняют стены жесткости, располагаемые в торцах здания, на границах секций и лестнично-лифтовых узлов. Эти стены жесткости, органически связанные с планировочным решением здания, возводятся по ходу монтажа элементов заполнения «этажерки». Опалубкой для стен жесткости служат сами па-
Рис. 1.12. Дом «этажерочкой» кон-струкции
а—общий вид; б—план типового этажа;
1 — сборно-монолитные устои «этажерки:»; 2—панели поперечных стен;
3 —навесные наружные панели
1 Проект разработан мастерской № 1 «Мос-проекта-1.»
26
Рис. 1.13. Схема с монолитным стволом, поддерживающим на консолях панельные конструкции
а—макет застройки; б—конструктивная схема (план, разрез; панельные конструкции условно не показаны); 1 — монолитный железобетонный ствол;
2 — консоль; 3 — фундамент в виде опускного кольца; 4— панели поперечных стен; 5 — навесные наружные панели
нели. Стены жесткости опираются на монолитный железобетонный ростверк, устраиваемый поверх глубинных железобетонных свай большого диаметра, например типа «Беното» (см. главу 11).
В качестве ригелей сборно-монолитной рамы «этажерки» (рис. 1.12) применены продольные монолитные балки, имеющие пролеты, равные расстояниям между стенами жесткости, порядка 20 м. Ригели неразрезные, многопролетные и жестко соединены на опорах со стенами жесткости. Благодаря этому конструкция их значительно облегчается. Ригели располагаются в пределах высоты технических этажей и связываются по поперечным осям сборными железобетонными балками высотой 1,2 м. Ригели воспринимают нагрузку от 16 этажей панельного дома. Панели перекрытия передают ветровую нагрузку на стены жесткости по всей высоте, обеспечивая в то же время их устойчивость как стоек рамы.
Использование предложенной конструкции расширяет возможности архитек
тора, позволяет найти новые архитектурные формы зданий повышенной этажности, что особенно важно при застройке наиболее ответственных участков центральной части города.
Для возведения зданий этой конструкции могут быть использованы выпускаемые строительной промышленностью панели с одинаковыми размерами поперечного сечения и одинаковым армированием для всех этажей здания, т. е. обеспечена высокая степень унификации. Создание монолитных элементов «этажерочкой» конструкции не требует опалубки (ни передвижной, ни переставной).
Первый этаж предназначен для размещения магазинов, ресторанов и других помещений культурно-бытового назначения, которые весьма сложно выполнять в обычных панельных домах (см. главу 3).
Важным качеством этой схемы является отсутствие в ней растягивающих усилий, которые всегда значительно ус-
27
Таблица 1.6
Технико-экономические показатели различных конструктивных схем жилых домов большой этажности (40 этажей)
Конструктивная схема здания Расход материалов на 1 м2 жилой площади
бетона в м2 стали в кг
Панельная система со сборно-монолитными диафрагмами жесткости (по типу 25-этажного дома на проспекте Мира) (рис. 1.5) . . 1,3 120
«Этажерочная» конструкция панельного дома (рис. 1.12) 1,2 130
Конструкция в виде монолитного ствола с консолями (рис. 1.13) 1,45 135
Панельная конструкция с монолитным ядром жесткости (рис. 1.14) 1,3 ПО
Каркасная конструкция — в виде сборного унифицированного каркаса с монолитными диафрагмами жесткости (рис. 9.18) ..... 1 140
Примечания: 1. Сопоставление конструктивных схем проведено на однотипном объемнопланировочном решении.
2. Панельные конструкции приняты однотипными— с узким шагом поперечных стен 3,6 м.
3. Данные по расходу бетона и стали получены па стадии проектных предложений.
4. Из показателей расхода материалов исключены расходы на фундаменты.
ложняют конструкции панельных домов, приводят к существенному увеличению расхода стали. Более того, здесь с повышением этажности здания растягивающие усилия в стенах жесткости в месте примыкания к ростверку уменьшаются, так как вертикальная нагрузка в стенах жесткости резко возрастает и погашает растягивающие напряжения, возникающие от ветровой нагрузки.
Расход материалов — бетона и стали— на эту конструкцию для зданий высотой около 40 этажей оказывается не выше, чем на обычную панельную или каркасную конструкцию (табл. 1.6).
Другое направление в поисках новых конструктивных решений панельных зда
28
ний большой этажности также связано с применением монолитного железобетона. Предлагаемая конструктивная схема1 представляет собой монолитный железобетонный ствол, из которого «выпущены» на нескольких уровнях мощные железобетонные консольные полые плиты, являющиеся как бы платформами для опирания домов-блоков любой панельной конструкции (рис. 1.13). Как и в предыдущем решении, панельная конструкция собирается из стандартных (типовых) элементов и служит заполнением этой основной несущей конструкции. Монолитный железобетонный ствол наиболее рационально возводить в индустриальной подвижной опалубке или с помощью подъемного агрегата, в котором совмещены опалубка, подъемный механизм и подъемный кран для монтажа сборных конструкций. Прообразом такой установки может служить агрегат, использованный (и при том очень успешно) при возведении Останкинской телевизионной башни.
Дома такого типа могут возводиться в районах плотной застройки сложившейся части Москвы, так как для них требуется минимальная площадь земельного участка; кроме того, объем подземных работ, связанных с закладкой фундаментов, прокладкой коммуникаций и т. д., сравнительно невелик. Это решение позволяет создавать интересные и выразительные архитектурные композиции (рис. 1.13, а). Здания могут быть различной высоты — от 16 до 50 этажей.
Разновидность этой системы представляет сборно-монолитная железобетонная конструкция (рис. 1.14), в которой пространственная система диафрагм в виде ядра жесткости выполняется в монолитном железобетоне (например, в той же подвижной опалубке) и к этому ядру «привязывается» сборная панельная конструкция, работающая здесь только на вертикальные нагрузки. Панельные дома такой конструкции могут возводиться высотой до 30 этажей. Представляется, что этот тип дома должен
1 Проект разработан мастерской № 10 «Мос-проекта-1».
получить достаточно широкое распространение в практике строительства в Москве. Важное преимущество такой конструкции'—возможность создания домов различной конфигурации.
Другим направлением является возведение зданий в целом из монолитного железобетона с применением подвижной опалубки. Этот тип многоэтажных зданий получает в последние годы значи-
Рнс. 1.14. Схема панельного дома с монолитным ядром жесткости (план типового этажа)
1 — монолитное ядро жесткости; 2 — панели поперечных стен; 3— иавесиые наружные панели
тельное распространение за рубежом. Недостаток решения'—трудоемкость и мно-годельность, в связи с чем трудно ожидать распространения таких приемов конструктивных решений в практике московского строительства.
Показатели расхода бетона и стали для различных конструктивных схем применительно к жилому дому высотой 40 этажей практически одинаковы. Применение более сложных конструктивных форм — «этажерочкой» конструкции или схемы с монолитным стволом — не вызывает ощутимого увеличения расхода материалов, открывая в то же время целый ряд важных качеств, о которых речь шла выше. Эти качества и определяют, с нашей точки зрения, перспективность предлагаемых конструктивных схем для зданий большой этажности в будущей застройке Москвы.
7. Создание каталога унифицированных изделий — новый этап в развитии индустриального строительства
Широкое применение унифицированных элементов заводского изготовления не только повышает уровень индустриализации строительства, но и одновременно дает большой экономический эффект, поскольку массовое изготовление таких элементов делает рентабельной автоматизацию всего процесса производства, а уменьшение трудовых затрат обеспечивает снижение стоимости унифицированных элементов.
При этом имеется в виду, что завод будет изготовлять только ограниченное по номенклатуре количество элементов и обязательно идентичных по своей конструкции. Такая организация производства унифицированных элементов, безусловно, положительно повлияет на улучшение их качества, так как в условиях массовости изготовления одного или нескольких видов изделий представляется реальная возможность непрерывно совершенствовать технологию.
К сожалению, при переходе к промышленному способу изготовления строительных конструкций, деталей и изделий в Москве вопросам унификации конструктивных элементов не было уделено должного внимания. Это привело к непомерному увеличению номенклатуры строительных элементов, что противоречит самому характеру современного индустриального способа производства. Более того, переход на новые типовые проекты жилых домов повышенной этажности вызвал резкое расширение номенклатуры конструктивных элементов-
Опыт проектирования и внедрения в практику строительства типовых проектов панельных жилых домов серии П-49, П-57, 1605 показал, что принятые в них различные решения конструктивных узлов, систем разрезки стен на панели и привязка их к модульным осям, различия в решении нулевых циклов при разных вариантах наружных стен и т. д. ведут к необоснованному росту количества типоразмеров строительных изделий
29
и исключают возможность их применения в домах с аналогичными параметрами.
Каждый проект имеет собственную номенклатуру изделий, «привязанных» к домам только данной серии.
По существу однотипные в своих объемно-планировочных решениях девятиэтажные крупнопанельные дома с общей конструктивной схемой — с несущими поперечными стенами — имеют разнотипные конструкции, отличающиеся к тому же чрезвычайно большой номенклатурой изделий. Именно поэтому количество типоразмеров изделий катастрофически растет. Предприятия московской промышленности выпускают более 2560 типоразмеров изделий только для панельных домов, в том числе для перекрытий — 320, поперечных стен — 200, наружных ограждений — 400 типоразмеров. При этом рост количества типоразмеров изделий преимущественно определяется незначительными расхождениями конструктивных размеров и деталей конструкций в условиях весьма ограниченного выбора планировочных параметров. Несмотря на такое многообразие заводских изделий, набор архитектурно-планировочных решений крайне ограничен. Таким образом, создалось противоречие между недопустимо широкой номенклатурой изделий и также недопустимо ограниченным набором типов квартир, в то время как принципы унификации состоят в противоположной проблеме — из ограниченного набора конструкций получить многообразие архитектурно-планировочных решений. Эта проблема рождена противоречием между индустриальным способом изготовления конструкций и архитектурным творчеством. Первый требует максимального единообразия изделий, второму необходимо разнообразие. Разрешение этого противоречия — насущная задача сегодняшнего дня.
В каком же направлении должна решаться проблема унификации конструкций в московском строительстве?
Существует мнение, что между сериями, конструкции которых выпускаются различными предприятиями с разными технологиями производства, необязательна унификация. Однако анализ показал, 30
что для разных серий, несмотря на самые различные архитектурно-планировочные решения, может быть строго унифицирован целый ряд конструктивных элементов.
Наиболее перспективной с точки зрения организации строительства является прежде всего унификация конструкций «нулевых» циклов. Такая унификация должна быть в первую очередь проведена внутри серий между ее вариантами.
Необходима также унификация лестнично-лифтовых узлов, санитарно-технических кабин, вентиляционных блоков и т. д. Должны быть созданы единые решения лестнично-лифтовых узлов как по планировочной компоновке, так и по конструкции отдельных элементов. То же относится к конструкции вентиляционных блоков. В большей мере за последние годы унифицированы санитарно-технические кабины для всех основных серий типовых проектов.
Унифицированными, как показала практика проектирования, могут быть и другие элементы дома, например конструкции первых этажей, если в них размещены общественные помещения (см. главу 3).
Другое важное направление унификации — создание унифицированных серий типовых проектов, т. е. серий, основанных на единой номенклатуре сборных железобетонных конструкций.
Вместе с тем все сказанное ни в коей мере не должно привести к однотипности, монотонности и однообразию архитектурных решений крупнопанельных домов. Значительное расширение номенклатуры ограждений позволит получить самые разнообразные решения фасадов. Наружные панели могут быть выполнены из различных материалов, с разными фактурами, с введением элементов лоджий, эркеров и т. п. Недостаточно используются различные приемы блокировки домов в целях создания ансамблей застройки, получения выразительных пространственных композиций. Дополнительный набор элементов, необходимый для этой блокировки, будет оправдан общей унификацией основных изделий всех панельных домов.
Создание унифицированных серий типовых проектов для условий московского строительства не решает полностью всех задач. На данном этапе, когда начинается большая реконструкция центральной части города, дальнейшее применение типовых решений домов может стать известным тормозом на пути прогресса архитектуры и техники строительства.
Принципы типового проектирования на новом более высоком этапе развития индустриального домостроения должны предусматривать переход от типовых домов к типовым унифицированным конструкциям и деталям; такой подход отвечает более высокому уровню проектирования.
Речь идет о создании единого сортамента строительных изделий для жилых и общественных зданий в Москве. Этот общий сортамент должен включать строго координированную единую систему типоразмеров унифицированных строительных изделий, которые должны применяться при проектировании жилых и общественных зданий различной конструкции: крупнопанельных жилых домов и отдельных унифицированных с ними по высоте этажа, общественных зданий с поперечными и продольными несущими стенами из крупных панелей; жилых домов и общественных зданий с несущими поперечными или продольными стенами из кирпича и крупных блоков; жилых и общественных зданий каркасно-панельной конструкции.
Главная цель разработки сортамента — преодоление существующего однообразия, а нередко и недостаточного качества объемно-планировочных решений зданий при одновременном упорядочении и сокращении общего количества типоразмеров строительных изделий.
Чтобы создать основу для составления каталогов и внедрения их в жизнь, разработана специальная модульно-координатная система. Сущность этой системы заключается в выявлении взаимосвязи между элементами здания и подчинения их наиболее целесообразным и обоснованным законам и правилам.
В частности:
а) подчинение осевых размеров зда
ний, количества и градаций типоразмеров, размеров и конфигураций отдельных элементов и частей зданий, их сопряжений и привязок, градаций нагрузок и других параметров определенным закономерностям, основанным на математических модульных рядах;
б) введение единых однозначных привязок всех элементов к сетке пространственных координатных осей здания;
в) создание на этой основе нормалей и каталогов модулированных изделий и типовых узлов.
Такая система создается МНИИТЭП и Моспроектом.
В основе ее следующие положения: осевые размеры по длине, ширине, высоте и толщине отдельных элементов, размеры отверстий и допусков, пролеты несущих конструкций, высоты этажей и т. д. должны быть кратны определенным величинам. Важно правильно выбрать модульный ряд и сам модуль.
В качестве такого модуля принят для московского строительства размер 600 мм и в случае необходимости дополнительный модуль — 300 мм.
На этом модульном ряде и основан каталог. Он содержит необходимую номенклатуру для строительства: жилых домов с высотой этажа от пола до пола 300 см, основанных на едином модульном ряде размеров в плане 120 — 180—240—300 — 360 — 420 —480 — 540 — 600—660 см\ общественных зданий с высотой этажа от пола до пола 330—360— 420—480—660 см, основанных на едином модульном ряде размеров в плане 120— 240—300—360—480—600 — 720 — 900 — 1200—1500—1800—2400 см.
При составлении каталога предусмотрена возможность осуществления различных конструктивных схем зданий: панельных с узким, широким и смешанным шагом поперечных несущих стен для жилых домов; каркасных с поперечным и продольным направлением ригелей для жилых и общественных зданий и др.
Этажность жилых домов предусматривается 9—12—16—20 этажей, общественных зданий — до 30 этажей.
Каталог включает широкий набор изделий, обеспечивающих создание разно
31
образных архитектурно-планировочных и объемных структур зданий (дома с прямоугольной конфигурацией, угловой, ступенчатой со сдвижкой в плане, трилистник и т. п.).
Унификация сборных изделий проводится исходя из конструктивного признака, т. е. по каркасным и панельным конструкциям. Вместе с тем учтена возможность унификации наружных стен, лестнично-лифтовых узлов, санитарнотехнических устройств (вентиляции, санитарно-технических кабин и т. д.), электротехнических устройств (электропанели) и т. п. для жилых домов с различными несущими конструкциями.
Для наружных стен принимаются взаимозаменяемые конструкции панелей — однослойные керамзитобетонные и трехслойные с эффективным утеплителем. Наружные панели, независимо от этажности домов, предусмотрены навесными. В случаях когда они являются несущими, например на торцах панельных зданий, их конструкция может состоять из одного элемента соответствующей несущей способности или из двух элементов — внутренней несущей железобетонной панели и наружной утепляющей.
Разрезка наружных стен на панели предусматривает одно- и двухмодульные панели, горизонтальные и вертикальные с проемами. Кроме этого, номенклатура включает ленточные (полосовые) панели как горизонтальные, так и вертикальные (двухэтажные). Причем в пределах одного фасада может сочетаться как горизонтальная, так и вертикальная разрезка панелей, что позволит еще в большей мере разнообразить архитектуру зданий. Этой же задаче отвечает набор элементов лоджий, эркеров и других элементов фасадов.
Сортамент предусматривает строго определенные решения узлов и деталей конструкций панельных домов, в наибольшей мере оправдавшие себя в практике крупнопанельного строительства. Так, например, на первом этапе опирание панелей перекрытий на внутренние стены принято по принципу платформенных узлов. Панели перекрытий размещаются в пределах планировочного шага, разме
32
ром на конструктивный модуль, вследствие чего их конструктивные размеры будут отличаться от планировочных только на толщину шва между панелями.
В основу каталога положены унифицированные решения стыков наружных и внутренних несущих и ограждающих конструкций, выбранные в результате анализа существующих решений (см. главы 4—6). Унификация конструкций стыков позволит избавиться от существующей необоснованной их разновидности.
Сопряжение панелей внутренних и наружных стен предусматривается с заведением панелей внутренней стены на 30 мм в паз, образующийся между панелями наружных стен. Панели внутренних стен в одном из направлений проходят насквозь, а в другом примыкают к стене с разрывом.
Соединение наружной стены с перекрытием для случая несущих и навесных наружных ограждений решается однотипно, что позволит применять панели наружных стен в различных конструктивных схемах зданий.
В результате создается общая номенклатура — серия каталогов отдельных сборных элементов, изделий, закладных деталей, узлов сопряжений, типовых блоков, типовых секций, нормалей пролетов, сечений элементов и т. д. для всех типов зданий, материалов и конструкций.
Переход на модульно-координатную систему позволит осуществить подлинную техническую революцию в промышленности строительных материалов и деталей, где изготовление изделий по смодулированным каталогам сделает возможным унификацию бортов форм и изготовление их из прокатных профилей; закладные детали можно будет изготовлять из ограниченного количества смодулированных изделий; будут созданы каталоги арматурных каркасов и сеток, определены нормали длин арматуры и т. п.
Переход на применение единого сортамента конструкций для индустриального строительства создает предпосылки для новой организации заводского производства по открытой системе, когда заводы выпускают широкую номенклатуру изделий, из которых могут быть собраны
здания самых различных типов. Эта система должна вытеснить действующую сейчас закрытую систему производства, являющуюся основной в работе домостроительных комбинатов, при которой домостроительными комбинатами выпускаются изделия только для строго определенных типов зданий. Тенденция к открытой системе, которая намечается в индустриальном строительстве, в значительной мере подтверждается практикой зарубежного строительства.
Поиски индустриальных методов строительства за рубежом прошли стадию так называемой «закрытой сборности» (закрытые системы «Камю», «Куанье» и т.п.). Закрытая система предусматривала использование сборных элементов, изготовляемых по индивидуальному заказу для каждого проекта, намеченного к осуществлению. Этим определилась недостаточная экономическая эффективность таких систем из-за малой серийности и нарушения ритмичности производства вследствие частой переналадки оборудования.
Характерно, что ни одна из закрытых систем не обладала свойством взаимозаменяемости с другими системами. Это затрудняло специализацию строительной промышленности и снижало эффективность использования капиталовложений.
В связи с этим в ряде западноевропейских стран возникла тенденция развития заводского производства взаимозаменяемых частей и функциональных элементов, из которых можно составить большое число различных комбинаций,— переход к так называемой открытой
системе индустриализации. По прогнозам французских специалистов применение открытой системы индустриализации позволит значительно увеличить объем производства серийных элементов и соответственно объем полносборного строительства.
В этом же направлении ведутся работы в Англии, Дании и других странах.
Зарубежные специалисты (архитекторы, инженеры-конструкторы, технологи) считают, что дальнейший технический прогресс в области сборного домостроения может быть обеспечен в значительной степени комбинацией метода гибкой технологии с методами стандартизации. В качестве примеров сборного домостроения, развивающегося в этом направлении, можно указать на датскую систему «Есперсен» и английскую систему «Состон». Система «Есперсен» получила распространение благодаря своей технологичности и широкому варьированию планировки квартир на базе продольного модуля 30 см и поперечного модуля 120 см при высоте этажа от пола до пола 280 см. В основу системы «Состон» положен планировочный модуль 60 X Х20 см. Пролет плит перекрытий варьируется от 3,6 до 4,8 м с градацией 20 см, а ширина — с градацией 60 см.
При разработке новых типов панельных домов принимаются постоянными лишь те параметры, которые не имеют отношения к архитектурному решению жилых домов (например, высота этажа, постоянство формы боковых ребер панели), в то время как длина панели может изменяться.
3—959
33
Глава 2
КОНСТРУКЦИИ ПОДЗЕМНОЙ ЧАСТИ ЗДАНИЙ
В последние годы значительное место в работе проектировщиков отводится поискам рациональных конструкций подземной части зданий. И это не случайно, решения подземной части оказывают большое влияние на экономику строительства. Применявшиеся ранее решения отличались большой трудоемкостью и значительными расходами материалов. Достаточно сказать, что до 1960 г. на строительстве пятиэтажных домов (серий 1-510 и 1-515) расход бетона на фундаменты и стены подвала составлял почти 35% общего расхода бетона, потребного для возведения всего здания.
Новые конструктивные решения подземной части зданий (фундаментов, внутренних и наружных стен) выгодно отличаются от прежних традиционных — они более экономичны и индустриальны.
От правильного решения подземной части здания во многом зависит и общая пространственная жесткость дома панельной конструкции — одна из важнейших проблем крупнопанельного строительства.
1. Совершенствование конструкции фундаментов
Конструкция фундаментов — основного элемента подземной части зданий — долгое время не претерпевала серьезных изменений. Еще до сих пор применяются тяжелые, массивные сборные фундаменты, которые по существу происходят от монолитных лент, как бы механически разрезанных на отдельные элементы. Можно сказать, что в этих конструкциях фундаментов, в отличие от других элементов здания, не использованы возможности получения более рациональных конструктивных форм, которые открывает сборный железобетон по сравнению с монолитным.
Практика проектирования и проведенные в последние годы исследования показывают, что наиболее перспективными 34
в совершенствовании конструкций фундаментов могут быть два направления: более полное использование действительной несущей способности грунтов оснований и поиски новых конструктивных форм самих фундаментов.
Одной из попыток, предпринятой в направлении более эффективного использования несущей способности грунтов, является применение прерывистых фундаментов (рис. 2.1). В основу создания
Давление р 6 кг/смг
Рис. 2.1. Прерывистые фундаменты и график зависимости осадки прерывистых фундаментов от давления и расстояния между блоками
/ — ленточный; 2 — прерывистый с расстоянием между блоками 15 см\ 3 — то же, 30 см
такой конструкции были положены исследования НИИ оснований и подземных сооружений (1958—1960 гг.), которые позволили сделать вывод, что грунты, при фундаментах такой конструкции работают лучше, чем под сплошными ленточными фундаментами. Кроме того, создается возможность несколько увеличить расчетное сопротивление грунтов (примерно на 10%) и тем самым более эффективно использовать их несущую способность. Конструкция прерывистых фундаментов широко применяется сейчас в массовом строительстве, став одной из основных при проектировании фундаментов из сборных железобетонных блоков. Однако практика использования прерывистых фундаментов показала, что эта конструкция не дает значительного повышения экономичности фундаментов, а снижение расхода бетона не превышает 10%.
Значительно более широкие возможности в совершенствовании конструкций
фундаментов открывает переход на новую методику проектирования —• методику расчета оснований по деформациям с учетом фактических модулей сжимаемости грунтов. Полное использование несущей способности грунтов возможно в том случае, если расчет их производить по предельным деформациям (по осадкам). Задача заключается в том, чтобы обеспечить равномерную осадку всего сооружения. При изучении действительных качеств грунтов особенно важно знать их фактический модуль сжимаемости. Обычно же при исследованиях грунтов определяется только расчетное сопротивление, т. е. величина давления, которая может быть воспринята грунтами. По этой допускаемой величине давления и подбирается ширина подошвы фундаментов. Однако этот традиционный подход к проектированию фундаментов не отражает действительной несущей способности грунтов и поэтому остаются неиспользованными значительные запасы прочности, имеющиеся в грунтах.
В 1959 г. Моспроектом и НИИ оснований и подземных сооружений была выдвинута идея проектирования фундаментов с учетом фактических модулей сжимаемости грунтов. Опытное проектирование выявило возможность при таком подходе резко уменьшить ширину подошвы фундаментов и получить новую систему «узких» фундаментов или, применительно к пятиэтажным зданиям с продольными несущими стенами и в ряде случаев к девятиэтажным зданиям, перейти по существу к бесфундаментным конструкциям. В процессе проектирования оказалось, что если рассчитывать ленточные фундаменты по деформациям, можно значительно повысить величину расчетного сопротивления основания и уменьшить ширину ленты в 2—3 раза против обычных типовых фундаментов.
Экспериментальное строительство домов с узкими фундаментными лентами, ширина которых определена расчетом основания по деформации с учетом модулей сжимаемости грунтов основания (табл. 2.1), позволило сопоставить фактические осадки здания с расчетными, а
3*
также определить деформации осно'-~ ваний.
Экспериментальные крупноблочные пятиэтажные дома со шлакобетонными наружными стенами, продольной несущей внутренней стеной из бетонных блоков и перекрытиями из многопустотных настилов были построены в квартале №58 Фили — Мазилово (корпус № 18) и в: квартале № 74 Хорошево — Мневники (корпус № 10).
Таблица 2.1
Ширина фундаментных лент
Фундаментные j енты Ширина фундаментных лент в см
по типовому проекту 1-510 (корпус № 17 в районе Фили—Мазилово и № 12 в районе Хорошево— Мневники) в экспериментальных корпусах
№ 18 Фили— Мази- лово № 10 Хорошево— Мнев- ники
Внутренняя дольная . . про- 200 80 60
Наружная продольная и поперечная 140 60 40
Внутренние перечные . . по- 100 60 40
В процессе строительства и до последнего времени проводились систематические инструментальные наблюдения за осадками этих зданий. По данным этих наблюдений для каждого экспериментального дома величины осадок во времени представлены на графике (рис. 2.2).
Как видно из представленных графиков, осадки здания на узких фундаментах (а по существу вообще без фундаментов) практически мало отличаются от осадок здания, построенного в тех же грунтовых условиях с обычными фундаментами. Так, абсолютная величина осадок экспериментального корпуса № 18 в районе Фили — Мазилово равна всего-17 мм и лишь на 10% больше, чем в корпусе № 17, имеющем ширину фундаментов, в два раза большую.
35-
Следует напомнить, что давление под подошвой фундамента в корпусе № 18 достигает 4,5 кГ/см2, т. е. в 2 раза превы-
шает заданное расчетное сопротивление, а в районе Хорошево — Мневники давле-
ние под подошвой узких фундаментов со- грунтов.
Рис. 2.2. Графики осадок экспериментальных пятиэтажных домов с узкими фундаментами
а — для корпусов № 17 и 18 в районе Фили — Мазилово; б — для корпусов Ks 10 и 12 в районе Хорошево — Мневники
ставляет почти 5 кГ/см2, т. е. также значительно больше, чем заданное расчетное сопротивление.
Неравномерность величин осадок, замеренных по длине корпусов, не превышает 2—3 мм, т. е. значительно меньше регламентированных нормами. Наблюдения за состоянием конструкций здания не выявили каких-либо деформаций надземной части, что также подтверхсдает равномерность общей осадки здания.
Таким образом, проведенные эксперименты убедительно показали, с одной стороны, отсутствие пропорциональности между уменьшением ширины фундаментных лент и ростом осадок зданий и, с другой стороны, что особенно важно, полную возможность уменьшения ширины фундаментных лент при расчете оснований по деформациям. Оценка результатов экспериментального строительства показывает, что применение узких фундаментов позволяет сэкономить 35—40% бетона.
На основе успешного опытного строительства пятиэтажных зданий в настоя
щее время проводится широкое экспериментальное строительство многоэтажных домов (9 этажей) с узкими фундамен-
тами, размеры которых определены с учетом фактических модулей упругости
Отработка нового метода проектирования фундаментов на базе проведения тщательных исследований грунтов позволит почти в 2—3 раза снизить расход материалов на конструкции фундаментов. Для реализации этого метода изыскательским организациям придется определять фактические модули сжимаемости грунтов.
Естественно, нельзя применять узкие фунда-
менты независимо от конструктивных схем зданий и характера грунтов. Основываясь на опыте экспериментального строительства и на проведенных исследованиях, можно рекомендовать этот вид фундаментов для зданий, обладающих высокой пространственной жесткостью, при строительстве в условиях более или менее однородных грунтов с достаточной несущей способностью.
Второе направление совершенствования фундаментов состоит в поисках рациональных конструкций самих фундаментов.
Основным видом фундаментов для полносборных зданий высотой 9 и 12 этажей являются ленточные сборные фундаменты.
Переход в массовом строительстве на систему с поперечными несущими стенами, расположенными с относительно малым шагом 3—3,3 м, характеризуется значительным уменьшением нагрузок и соответственно облегчением фундаментов. Так, в типовых крупнопанельных домах серий П-57, П-49, 1605 высотой 9 и 12 этажей применяются сборные фундаментные блоки шириной 120 и 160 см, высотой 30 см и длиной до 300 см (рис. 2.3).
Тенденцию к укрупнению сборных фундаментов можно видеть на примере использования крупноразмерных фундаментов для панельных зданий с продоль-
дамента. Песчаная подготовка перед укладкой фундаментных блоков уплотняется . площадочными вибраторами. Укрупнение элементов ленточных фундаментов-
Рис. 2.3. Фундаменты девятиэтажного панельного дома с поперечными несущими стенами (серии П-57)
/ — фундаментные блоки; 2—поперечные стеновые панели; <3 — панель перекрытия:
4 — цокольные наружные панели
ными несущими стенами (рис. 2.4). Для необходимого контакта подошвы фундамента с грунтом основания используется
Рис. 2.4. Крупноразмерные элементы фундаментов
песчаная подсыпка толщиной 8—10 см, которая обминается по мере роста нагрузок на фундамент, что исключает вероятность резкой концентрации напряжений в поперечном или продольном сечении фун-
позволяет в 2—3 раза снизить их построечную трудоемкость по сравнению с обычными фундаментными блоками. Расход материалов (стали и бетона) для этих фундаментов практически одинаков.
Важное значение для экономичности сборных фундаментов имеет правильное' определение их сортамента, что должно в наибольшей мере приблизить рабочий размер (ширину) блоков к требуемому по расчету. К сожалению, до сих пор этой задаче не уделяется должного внимания. Между тем от рационального проектирования сортамента экономика строительства зависит не в меньшей степени, чем от конструктивного решения.
Сортамент фундаментных блоков построен по принципу подчинения ширины-ленты фундамента единому планировочному модулю здания. Градация размеров при этом принимается равной модулю (400 мм) или полумодулю. Такой прием построения сортамента является формальным, так как рабочий размер фундамента обычно не зависит от модульной сетки здания, а жестко установленная градация создает затруднения при под
боре фундаментов. Так, например, при переходе от блока Ф-16 к блоку Ф-20 площадь подошвы увеличивается на 25%, а при переходе от Ф-28 к Ф-32 — на 14,3%.
Произвольное назначение градации и числа типоразмеров сортамента, как правило, ведет к значительному перерасходу материалов
Вместе с тем с помощью математической статистики можно вывести закон распределения расчетных сопротивлений грунтов на основании статистического изучения строительных площадок районов массового строительства.
Закон распределения нагрузок на фундаменты для основных массовых серий типовых проектов также может быть получен статистическим путем. В отличие от предыдущего закона он не имеет четкой математической формы и является функцией величин нагрузок в применяемых проектах. Однако и здесь может быть выведена достаточно четкая зависимость.
На основе этих законов должно производиться проектирование сортамента фундаментных блоков с учетом наименьшего интегрального расхода материалов, трудовых затрат и стоимости.
Серьезной задачей является выбор рациональной конструктивной формы блоков. Попытки перейти на предварительно напряженные, например струнобетонные, сборные фундаментные плиты или на более сложные конструктивные формы, например в виде ребристых плит, не дали положительных результатов.
При применении струнобетонных фундаментов по сравнению с обычными типами фундаментов достигается значительная экономия: стали — почти в 2 раза и бетона — на 30%. В частности, напряженное армирование, погашая главные растягивающие напряжения, позволяет существенно снизить высоту фундаментных блоков и назначить ее из условия прочности на изгиб.
Однако предварительно напряженные фундаментные блоки не получили пока практического осуществления, так как технология их изготовления более сложна и еще не освоена. Увеличение толщины защитных слоев бетона приво
38
дит к дополнительному расходу бетона по сравнению с плоскими фундаментными блоками.
Расчеты показывают, что область применения сборных фундаментов, определяемая предельными размерами и несущей способностью блоков, их весом, ограничивается даже при грунтах с высокой несущей способностью зданиями высотой не более 12 этажей. Для зданий большей этажности применяют монолитные ленточные, перекрестные или плитные фундаменты. Однако устройство фундаментов этих типов вследствие высокой трудоемкости противоречит основному принципу массового полносборного домостроения — его индустриальности.
Дальнейшим шагом в совершенствовании конструкций фундаментов стало применение короткосвайных фундаментов.
Для реализации этого решения необходимо было создать такую рациональную конструкцию свайных фундаментов, которая по технико-экономическим показателям была бы лучше ленточных фундаментов даже с минимальной глубиной заложения.
Многочисленные испытания забивных свай различных длин показали, что при заглублении свай в плотные грунты сопротивление грунта под нижними концами свай достигает 80—85% общего сопротивления сваи и примерно в 8 раз больше, чем под глубокими фундаментами равной площади в таких же грунтах.
Следует подчеркнуть, что речь идет, не о повторении традиционных решений свайных фундаментов, а о совершенно новом подходе к проектированию свайных фундаментов в крупнопанельном домостроении.
Применение короткосвайных фундаментов для панельных зданий позволяет наиболее кардинально решить одну из важнейших проблем полносборного строительства — увеличить жесткость опорной конструкции здания и тем самым значительно снизить вероятность неравномерных осадок, к которым очень чувствительны конструкции крупнопанельных домов. Наряду с конструктивными преимуществами выполнение нулевого цик-
ла с применением коротких свай даст и
экономические выгоды.
Важное достоинство короткосвайных фундаментов, которое подтверждено практикой строительства, высокая их индустриальность по сравнению с ленточными, особенно при выполнении работ в зимних условиях. Подсчеты показывают, что трудоемкость короткосвайных фундаментов оказывается на 10—30% ниже (см. табл. 2.2), при этом (что очень важно) исключается вероятность промерзания основания здания, последствия которого при пучинистых (глинистых и суглинистых) грунтах опасны для конструкций панельного дома, так как возникающие осадки приводят к деформациям надземных конструкций здания.
Рис. 2.5. Конструкция свайного фундамента со сборным ростверком
а — фото с натуры; б — конструктивное решение свайного фундамента: 1 — сборный железобетонный ростверк;
2 — сборный оголовок; 3 —- свая; 4 —бетон; 5 —цокольная панель; 6 — перекрытие над техническим подпольем;
7 — раствор
В связи с этим в массовом строитель-
стве в последние годы широко применяются короткосвайные фундаменты для полносборных домов всех серий.
В результате проработки различных вариантов конструкций свайных фундаментов удалось получить такое решение, при котором по сравнению с традиционным резко снижается (более чем вдвое) объем земляных работ.
Особенность новой конструкции — в отсутствии поперечных несущих конструкций в пределах подполья и в расположении ростверков непосредственно под полом первого этажа (рис. 2.5), что позволило резко уменьшить расход бетона.
Новым является также однорядное размещение свай, расположенных под по-
перечными несущими стенами с шагом 2—2,5 м. Вместо традиционного монолитного применен сборный железобетонный ростверк (рис. 2.5). Сложнейшая конструктивная задача — создание надежного опирания сборного ростверка на сваи (получающие при забивке неизбежные отклонения от проектного положения как по вертикали, так и по горизонтали) — решена применением сборного оголовка, в котором замоноличивается голова сваи (рис. 2.5). Таким образом, после замоноличивания оголовки создают необходимую «платформу» для опирания сборного ростверка.
Сборные ростверки могут применяться при однорядном или двухрядном шахматном расположении свай.
Работа ростверка в системе панельного дома имеет ряд особенностей. Вследствие чрезвычайно высокой жесткости
Г- 1
39
50 см, при двухрядном — расстоянию между продольными осями свай плюс толщина сваи.
Устройство продольных ростверков в плоскостях наружных и внутренних продольных стен не требуется.
Цокольные панели наружных стен крепятся к торцам поперечного ростверка и сами выполняют роль продольного
5}
а — схема производства работ; б — график испытаний опытных свай; •----- • ---ротсверка;--------одиночной
сваи; ------сваи совместно с ростверком
несущих стен панельного дома по сравнению с жесткостью растверка значение и роль последнего как элемента, распределяющего усилия на сваи и исключающего вероятность их неравномерной осадки, выполняет жесткий вертикальный диск несущих стен. Таким образом, ростверк, строго говоря, перестает выполнять несущие функции и является конструктивным элементом, с помощью которого усилия от панелей стен «перетекают» на сваи. Поэтому сечение ростверка и его армирование определяются по конструктивным соображениям. Так, высоту ростверка для девятиэтажных панельных домов принимают не более 35 см, ширина ростверка может приниматься равной: при однорядном расположении свай (сечением 30x30 см) —
ростверка.
Экспериментальную проверку в строительстве проходят сваи с забивным трубчатым оголовком, представляющим собой железобетонную трубу
длиной 1,5 м (рис. 2.6), которая забивается вслед за предварительно забитой сваей. Трубчатый оголовок соединяется с телом сваи при помощи монолитного оголовка. Устройство трубчатого оголовка позволяет применить сборный ростверк, так как даже при смещении свай от проектного положения надежно обеспечивается опирание сборного ростверка.
Одним из возможных путей дальнейшего распространения сборных железобетонных ростверков является применение так называемых плоских свай. Такие сваи имеют сечение 50x20 см и также обеспечивают с учетом неточностей при забивке возможность опирания сбор-
ных ростверков.
Успешно применена в экспериментальном строительстве конструкция свайных фундаментов без ростверка. В этом случае панели первого этажа опираются непосредственно на сваи через сборно-монолитные оголовки (рис. 2.7). Относительно малый шаг свай исключает работу поперечных панелей на изгиб, а также не вызывает опасной концентрации напряжений в местах опирания панелей на оголовки свай. Роль ростверка выполняют панели поперечных стен. Работая по схеме многопролетных балок — стенок, эти панели воспринимают реактивные местные сжимающие нагрузки от свай, передаваемые через свайные оголовки и панели перекрытия технического подполья.
Проведенные в ЦНИИСК им. В. А. Ку
40
черенко в 1968 г. исследования работы такой конструкции показали, что стандартные панели первого этажа в девятиэтажном доме при опирании их на оголовки свай без ростверков, а также панели перекрытия над техническим
Рис. 2.7. Конструкция свайного фундамента без ростверка
1 — свая; 2 — сборный железобетонный оголовок; 3 — бетон; 4 — бетонная подготовка; 5 — раствор; 6—перекрытие над техническим подпольем
подпольем не требуют каких-либо усилений.
Экономическая целесообразность применения свайных фундаментов для девятиэтажных панельных домов с несущими поперечными стенами подтверждена и технико-экономическими исследованиями (см. график на рис. 2.8 и табл. 2.2).
На приведенном графике по вертикали отложена стоимость общестроительных работ подземной части в тысячах рублей (без стоимости перекрытия), а по горизонтали — глубина забивки свай в метрах. Наклонные линии характеризуют стоимость подземной части при свайных фундаментах для различной глубины забивки свай; горизонтальными линиями показана стоимость подземной части при ленточных фундаментах в зависимости от глубины заложения фундамента.
Анализ показывает, что если в верхнем слое грунты слабые или насыпные, требующие заложения ленточных фундаментов на глубину, большую, чем предусмотрено типовым проектом, фундаменты из коротких свай оказываются экономичнее ленточных. Если необходимая глубина забивки свай незначительна, свайные фундаменты дешевле ленточных, заложенных на глубину, предусмотренную типовым проектом.
По мере увеличения толщины слабых грунтов стоимость свайных фундаментов повышается в меньшей степени, чем стоимость ленточных, поэтому целесообразность замены ленточных фундаментов свайными возрастает с ухудшением грунтовых условий.
Как показывают данные табл. 2.2, наиболее рациональной из рассмотренных типов свайных фундаментов применительно к девятиэтажным домам являет-
Рис. 2.8. График сопоставления стоимости свайных и ленточных фундаментов для девятиэтажного панельного дома с поперечными несущими стенами (серия П-49)
/—из плоских свай сечением 50X20 со сборным ростверком; 2 — из свай сечением 30X30 с поднятым монолитным ростверком; 3 — то же, со сборными оголовками и сборным ростверком; 4 — то же, с низким ростверком; 5 — то же, без ростверка;
6 —сборный ленточный фундамент
Для зданий с большими нагрузками на фундаменты, например с широким шагом несущих стен, а также для зданий большой этажности приходится использовать многорядное расположение свай,
4—959
41
Таблица 2.2
Технико-экономическое сопоставление различных конструкций фундаментов для девятиэтажных панельных домов серии П-57 (на 1 .и2 площади застройки)
Тип фундамента Расход материалов Стоимость в руб. Трудоемкость в чел.- днях
бетона в м3 цемента в кг стали в кг
Ленточный на естественном основании С = =2,5 кГ1см'2 (рис. 2.3) 0,22 66,5 8,1 7,6 0,28
Из свай 30 X ХЗОсм с нижним монолитным ростверком (расположенным ниже пола подвала) . . . 0,21 82,5 12,2 9,8 0,33
То же, с верхним монолитным ростверком (расположенным под полом первого этажа) 0,21 82,5 12,2 10,2 0,4
То же, со сборным ростверком н оголовками (рис. 2.5) 0,16 59,2 11,3 ' 9,3 0,25
То же, со сборным ростверком и трубчатыми оголовками (рнс. 2.6) 0,26 88 13 11,5 0,36
Из плоских свай 50x20 см со сборным ростверком . 0,2 80 12 9,6 0,24
Из свай ЗОХ ХЗО см с оголовками и без ростверка (рис. 2.7) .... 0,15 49,7 7,2 6,1 0,2
Примечания: 1. Все варианты предусматривают устройство технического подполья высотой 2 м.
2. Данные взяты из рабочих чертежей и смет.
что, естественно, не дает возможности применить сборные ростверки, так как крайне сложно добиться надежного сопряжения между верхом оголовков свай, расположенных в несколько рядов, и низом сборного ростверка. В этих случаях применяются монолитные железобетонные ростверки. Новым в этом традиционном решении является отказ от срубки верхних концов свай для заделки выпусков арматуры свай в ростверк. Этот
процесс отличается большой трудоемкостью, требует много времени и средств и в то же время, как нам представляется, не вызывается конструктивной необходимостью.
В целях снижения трудоемкости и повышения экономической эффективности свайных фундаментов, работающих на вертикальные нагрузки, сопряжение свай с ростверками предложено осуществлять без выпусков арм.дту.ры свай. При этом сваи должны заделываться в монолитный ростверк на 10 см, а в случае применения сборных ростверков с оголовками величину заделки голов свай в оголовок следует принимать не менее 20 см.
Практической реализации этого предложения способствовала освоенная московскими строителями срезка бетона свай под определенную проектную отметку. Учитывая, что в жилом многоэтажном панельном доме горизонтальные усилия, действующие на сваи, ничтожно малы по сравнению с вертикальными нагрузками, принятая заделка свай в ростверк вполне достаточна. Такая заделка позволяет воспринять изгибающий момент около 2 Т • м, т. е. почти равный несущей способности на изгиб сваи. Это решение значительно упрощает выполнение свайных фундаментов.
Новым направлением в проектировании свайных фундаментов, которое может дать экономические выгоды, является учет совместной работы ростверка с грунтом. Как показали исследования НИИ оснований и подземных сооружений, а также опыт проектирования, нагрузка на сваю при совместной работе с ростверком, опирающимся на грунт, может быть значительно повышена по сравнению с нагрузкой на одну сваю без учета совместной работы ростверка с грунтом, так как часть нагрузки передается через подошву ростверка (рис. 2.9). В зависимости от грунтовых условий увеличение несущей способности при включении в работу ростверка может достигать 50%. Экспериментальное строительство домов на свайных фундаментах, запроектированных по такому способу, позволит отработать методику расчета
42
и определить область рационального применения этой конструкции.
Успешный опыт применения короткосвайных фундаментов позволил использовать их в качестве основных решений для крупнопанельных девятиэтажных домов серий П-57, П-49, 1605, 1-515, а так-
Рис. 2.9. Графики коэффициентов условий работы свай с ростверком, опирающимся на грунт (а, б), и ростверком, приподнятым над грунтом (s), показывающие эффективность учета совместной работы сваи и ростверка с грунтом
а — при шаге Qd и bld=1,67; б — при шаге 3d и 6/d=l,67; в — при шаге 3d
же для 12-этажных крупноблочных домов серии П-18.
Во всех новых типах крупнопанельных экспериментальных домов повышенной этажности также применены короткосвайные фундаменты — в 17-этажных домах на проспекте Мира, на Смоленском бульваре, в квартале № 42-А Юго-Запада, в 25-этажном доме на проспекте Мира и др. В настоящее время на свайных фундаментах ежегодно возводится в Москве около 500 зданий.
2. Совершенствование конструкций стен подземной части зданий
Стены подземной части выполнялись до последнего времени из массивных бетонных блоков с развитыми цокольными частями. Толщина бетонных блоков стены подвалов принималась согласно установившимся многолетним традициям большей, чем толщина цокольной части стены первого этажа. Такой прием проектирования не вызывался требованиями расчета, но был узаконен с точки зрения «кон
4*
структивных соображений». В связи с этим находили массовое применение в московском строительстве (применяются и сейчас в ряде городов страны) бетонные блоки следующей толщины: 58 см — при толщине стены первого этажа 51 см, 78 см — под стену 64 см и 98 см—-под стену 78 см. Прочностные качества бетонных блоков использовались здесь на 10— 15%.
В последние годы стены подземной части зданий с несущими продольными стенами, выполняемыми из кирпича, бетонных блоков или керамзитобетонных панелей, конструируют из тонких бетонных
Рис. 2.10. Конструкция стен подземной части здания
а— из обычных стеновых блоков; б—из тонких стеновых блоков: 1 — фундаментный блок; 2—стеновой блок; 3 — гидроизоляция
блоков толщиной 38 см (рис. 2.10). В этом случае достигается более полное использование их прочностных качеств; сама конструкция стала логичной — из более прочного материала выполняется стена меньшего сечения, чем опирающаяся на нее стена из менее прочного материала — кирпича или легкого бетона.
Другое прогрессивное направление — укрупнение размеров блоков. В домах с несущими продольными стенами, например серии 1-515, начали применять крупные керамзитобетонные блоки весом до 3,5—4 т. В крупнопанельных домах с поперечными несущими стенами серий П-49, П-57 и 1605 подземная часть здания монтируется из крупноразмерных элемен-
43
гов — сборных большеразмерных фундаментов, панелей наружных и внутренних стен размером на конструктивный шаг, панелей перекрытия, перекрывающих целиком конструктивную ячейку.
В пятиэтажных домах с поперечными стенами нашли применение две конструк-
з
Рис. 2.11. Конструкция поперечных стен подземной части здания
а — ъ виде плоских панелей; б — в виде железобетонных рам; в — узел сопряжения панелей; 1 — плоские панели;
2 — сборные железобетонные рамы; 3 — фундаментный блок; 4 — цокольная панель; 5—арматурная петля;
6 — бетон
тивные разновидности несущих стен подземной части здания — в виде плоских панелей толщиной 14 см, являющихся по существу продолжением поперечных стен коробки здания (рис. 2.11, а), и в виде железобетонных рам (рис. 2.11,6). Последнее решение оказалось более экономичным по расходу бетона (почти в 2,5 раза). Однако для зданий высотой 9 этажей оно нерационально, так как рост нагрузок превращает такую конструкцию в рамный каркас и приводит к значительному увеличению расхода стали. Поэтому в типовых проектах девятиэтажных панельных домов поперечные несущие конструкции подземной части приняты в виде плоских железобетонных панелей, аналогичных панелям типовых этажей, толщиной 14 см, с необходимыми отверстиями для прохода и пропуска инже
нерных коммуникаций. Такую конструкцию для панельных домов повышенной этажности следует признать наиболее рациональной.
Наружные стены подземной части зданий выполняются в двух конструктивных вариантах: 1) в виде керамзитобетонных панелей толщиной 34 см, марки 200 (объемным весом 1200 кг/м5), с наружным фактурным слоем толщиной 4 см из бетона, с облицовкой керамической плиткой (дома серии П-57); 2) в виде трехслойных железобетонных панелей толщиной 28 см, с внутренним слоем толщиной 8,5 см, наружным 4,5 см, из бетона марки 200, с утеплителем в виде цементного фибролита (дома серии П-49д).
Вертикальные стыки наружных стеновых панелей подземной части здания выполняются с замоноличиванием конструктивным бетоном марки 200 и устройством металлических связей, которые располагаются в трех уровнях: две связи выполняются в виде петлевых стыков арматуры (рис. 2.11, в), одна — в виде металлических планок, устанавливаемых на болтах, для обеспечения устойчивости и крепления панелей во время монтажа.
Опыт применения наружных стен подземной части зданий приводит к выводу, что с точки зрения требований капитальности и долговечности наружные стены подземной части зданий целесообразно выполнять трехслойными железобетонными. Применение керамзитобетонных панелей может быть оправдано только конъюнктурными соображениями — наличием производственной базы. При этом необходимо создавать наружный бетонный слой толщиной 5—6 см для надежной защиты керамзитобетона от увлажнения и разрушения, т. е. по существу переходить к многослойной конструкции.
Конструирование панелей — решение стыковых соединений и армирование — должно быть подчинено повышению общей продольной жесткости панельного дома.
Повышенная жесткость подземной части здания достигается увеличением толщины внутреннего и наружного слоя железобетонной панели соответственно до 10 и 5 см из бетона марки не ниже 200 и
44
жесткими соединениями панелей между собой и с примыкающими поперечными стенами с помощью рабочих выпусков арматуры (которые должны быть продолжением продольных арматурных стержней панелей), а также замоноли-чиванием соединений бетоном марки не ниже 200.
В горизонтальных швах между надземной и подземной частями крупнопанельного здания для обеспечения совместной их работы при возможных неравномерных осадках основания следует предусматривать гидроизоляцию цементным раствором состава 1 : 3, толщиной 30 льи, с водостойкими добавками. Применение рулонной гидроизоляции в этом случае не допускается.
Значительная продольная жесткость стен подземной части, состоящих из монолитно связанных между собой железобетонных панелей, исключает необходимость устройства железобетонных поясов.
Учитывая, что наружные продольные стены в конструкции дома с поперечными стенами в статическом отношении являются самонесущими, не обязательно предусматривать под ними самостоятельный фундамент; возможно опирание их на выпуски поперечных стен.
3. Некоторые вопросы
общей пространственной жесткости панельного дома
и неравномерных осадок оснований
Проблема общей пространственной жесткости панельного здания непосредственно связана с решением его подземной части. Конструкция подземной части в совокупности с конструкциями надземной части здания или самостоятельно (в зависимости от конструктивной системы проектируемого здания) должна обеспечивать разность осадок смежных опор в пределах, которые регламентируются условиями их прочности и трещиностой-кости.
На первом этапе становления полносборного домостроения рядом специалистов высказывались серьезные опасения о возможных деформациях панельных
домов, связанных с неравномерными* осадками грунтов оснований.
Однако практика крупнопанельного1 строительства в значительной степень? опровергла эти опасения. Представляют' интерес некоторые результаты наблюдений за осадками панельных домов различных систем, построенных на площадках с разными грунтовыми условиями, в том числе характеризующимися относительно низкой несущей способностью* грунтов. Показательно, что речь идет с> пятиэтажных домах, построенных в 1959—1962 гг., конструкции которых обладали пониженными характеристиками: прочности п жесткости, в особенности со единения поперечных и продольных стен, что характерно для конструктивных решений! панельных домов тех лет.
С целью широкого исследования влияния неравномерной осадки на конструкции зданий различных систем начиная с 1960 г. НИИ оснований и подземных сооружений ведутся наблюдения за панельными домами серии К-7 (несущие конструкции — поперечные тонкостенные балки-стенки, наружные стены — навесные трехслойные железобетонные панели, стыки — без замоноличивания), домами' с несущими поперечными стенами из ви-брокирпичных панелей серии П-32, крупнопанельными домами с несущими продольными стенами из керамзитобетонных, панелей серии 1-515.
Цель этих наблюдений — определить* осадки оснований домов и выявить трещины осадочного происхождения, возникающие в конструкциях зданий, наряду с исследованием влияния жесткости' самих зданий на деформацию оснований. Наблюдения велись за значительным количеством зданий, например по серии К-7 — шесть домов, построенных в районе Бутырского хутора, по серии П-32 — три дома, построенных в районе Хорошево—Мневники, и серии 1-515 — два дома,-построенных в том же районе.
Объекты наблюдений специально были выбраны на площадках с неблагоприятными грунтовыми условиями: грунты основания были представлены разнородными напластованиями—мелкозернистыми водонасыщенными песками с вклю
45*
чениями супесей и суглинков, обладающими относительно низкой несущей способностью — до 1,5 кГ!см2.
Результаты наблюдений показали, что наибольшая разность осадок смежных опор в домах серии К-7 составила за период строительства 3—4 мм при величине перекоса 1 • 10”3. В домах с поперечными несущими стенами серии П-32 максимальная осадка была равна 12 мм, минимальная—5 мм, средняя — 8 мм. Прогиб продольных стен составил от Ю,15 • 10~3 до 0,03 • 10~3. Максимальное значение перегиба 0,25-10-3. Такую же примерно величину перегиба имел и дом с продольными несущими стенами серии 1-515.
Разность осадок была значительной только в период строительства, когда .жесткость здания не достигала требуемой величины, в связи с тем что стыки здания обладали повышенной податливостью. В конструкциях домов в процессе эксплуатации не было обнаружено сколько-нибудь заметного раскрытия трещин.
Проведенные исследования показали лишний раз способность конструкций панельных домов к перераспределению усилий в случаях появления осадок одной из опор. Следовательно, конструкции панельных домов обладают повышенной жесткостью, не учитываемой существующими методами расчета. Другой вывод состоит в том, что осадки фундаментов крупнопанельных домов за строительный период достигают примерно 70—80% соответствующей полной осадки (даже при глинистых грунтах, где стабилизация осадок продолжается в течение нескольких лет). Иными словами, если технология монтажа здания предусматривает последующее бетонирование стыков между панелями поперечных и продольных стен, то основные осадки зданий произойдут до замоноличивания соединений и, таким образом, в процессе эксплуатации конструкция панельных домов почти не будет испытывать воздействий от последующих неравномерных осадок основания.
С увеличением этажности зданий возрастает и пространственная жесткость конструкций крупнопанельных, блочных
.46
и кирпичных домов. Так, расчеты показывают, что жесткость девятиэтажных крупнопанельных домов (серий П-57, П-49) по сравнению с пятиэтажными домами аналогичных типов выше примерно в 3—3,5 раза. Поэтому конструкции домов повышенной этажности более активно сопротивляются неравномерным осадкам.
Для гарантии надежности работы здания при возможных неравномерных осадках основания несущие конструкции должны рассчитываться и разрабатываться с учетом влияния этих осадок (см. главу 8).
При проектировании панельных зданий с легкими навесными наружными стенами, которые не могут воспринимать усилий от неравномерных осадок основания, подземные конструкции необходимо рассчитывать на неравномерные осадки основания без учета статической работы конструкций подземной части.
$ * *
Таким образом, развитие конструкций фундаментов, как нам представляется, должно идти по следующим направлениям. Основным типом фундаментов должны стать короткосвайные, обладающие серьезными преимуществами перед обычными ленточными фундаментами — более высокой индустриальностью (особенно при производстве работ в зимнее время), меньшим расходом материалов, более низкой стоимостью. Применение короткосвайных фундаментов для панельных домов позволяет наиболее кардинально решить одну из важнейших проблем полносборного строительства — уменьшить вероятность неравномерных осадок. В качестве наиболее рационального типа свайных фундаментов можно рекомендовать конструкцию без ростверков, которая значительно повышает эффективность применения свайных фундаментов.
Наружные стены подземной части зданий целесообразно выполнять в виде трехслойных железобетонных панелей размером на конструктивный модуль,
внутренние стены — в виде плоских железобетонных панелей. Соединения между панелями должны выполняться с конструктивным замоноличиванием.
Для ленточных фундаментов основным конструктивным решением останутся сборные железобетонные блоки. Должно получить развитие новое направление проектирования — применение узких фун
даментов, основанное на наиболее полном использовании несущих качеств грунтов. Благодаря уменьшению ширины подошвы можно расширить область применения сборных железобетонных фундаментов для зданий повышенной этажности, а также укрупнить размеры блоков, тем самым повысив индустриальность этой конструкции.
Глава 3
КАРКАСНЫЕ РЕШЕНИЯ ПЕРВЫХ ЭТАЖЕЙ В ДОМАХ ПАНЕЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ
Переход на панельное строительство зданий повышенной этажности выдвинул принципиально новую задачу, связанную с размещением в первых этажах помещений общественного или торгового назначения.
Необходимая свобода планировки первого этажа и подвала обеспечивается переходом на конструктивную систему в виде отдельных, по возможности редко расположенных, опор.
Таким образом, в пределах одного сооружения появляются две принципиально различные конструктивные схемы— панельная в верхних этажах и каркасная в нижних.
Проблема осложняется в связи с тенденцией к повышению этажности крупнопанельных жилых домов, которое сопровождается ростом усилий в несущих конструкциях зданий, тех усилий, которые предстоить «перехватить» в уровне первого этажа (эти усилия в первом этаже девятиэтажного дома серии П-57 достигают 35—45 Т/м, а в 16—17-этажном доме такого же типа — 150 Т/м).
В инженерном отношении эта проблема может быть сформулирована так: найти наиболее простое и рациональное решение передачи равномерно распределенных усилий, действующих в панелях поперечных несущих стен (или продольных несущих стен), на сосредоточенные опоры — стойки каркаса первого этажа. Таким образом, задача заключается в создании наилучших условий совместимости этих двух систем.
Поиски наиболее рациональных решений этой достаточно сложной инженерной задачи привели к появлению нескольких конструктивных разновидностей.
Прежде всего по выбору материала каркаса были проанализированы три возможных решения: из монолитного железобетона, металлический и сборный железобетонный. Первое решение чрезвычайно трудоемко и соответственно вступает в противоречие с индустриальными 48
конструкциями здания. Достаточно сказать, что трудоемкость возведения одного этажа в монолитном железобетоне превышает трудоемкость возведения всей жилой части панельного дома, т. е. от второго до девятого этажа. Второе решение требует большого расхода стали и, помимо этого, не исключает необходимости бетонирования металлических конструкций в целях противопожарной и антикоррозионной защиты.
Таким образом, наиболее рациональным и по существу единственно правильным решением в современных условиях представляется выполнение каркаса первого этажа из сборного железобетона. Однако при этом основной предпосылкой является создание ограниченного набора унифицированных сборных конструкций для домов различных серий, т. е. четкая унификация параметров планировочных решений и конструкций первых этажей для различных серий типовых проектов, в частности для серий крупнопанельных домов с поперечными стенами — П-57, П-49, 1605, а также экспериментальных домов, решенных по аналогичной схеме.
Статическая схема каркаса первого этажа предложена и разработана в двух вариантах: в виде двухконсольной однопролетной системы и двухпролетной разрезной системы. Варианты систем и эпюры моментов для этих случаев, характеризующие величины действующих в конструкциях больших усилий, приведены в табл. 3.1.
Конструктивную разновидность двухконсольной схемы представляет решение рамы в виде двух соединенных между собой Т-образных стоек. Такое решение было впервые проверено в 12-этажном крупнопанельном доме, построенном на Ленинградском проспекте, а затем повторено в 17-этажных домах на проспекте Мира и на Смоленском бульваре (рис. 3.1).
Второй вариант каркаса — решение по двухпролетной разрезной схеме — был применен на строительстве 10-этажных домов серии П-57 на улице Удальцова (рис. 3.2). Колонны выполнялись сборными железобетонными сечением 40 X Х50 см, а ригели — из железобетона с
жесткой арматурой (в виде спаренных двутавров № 45).
При разработке типовых решений первых этажей для крупнопанельных домов разных серий предпочтение было отдано
Рис. 3.1. Двухконсольная система из Т-образных ко-лонн в 17-этажных домах
а — на проспекте Мира (общий вид и разрез); б — на Смоленском бульваре; 1 — Т-образные стойки; 2—ростверк; 3—сваи;
4 — коробчатые настилы
двухпролетной схеме. Предпосылкой для этого послужил ряд факторов: более рациональное сочетание технологии тор-
говых и других предприятий культурно-бытового назначения с размещением стоек; более простое при этой схеме решение сборных железобетонных ригелей, кото
рые выполнялись длиной всего 6 ж, не отличалось от традиционных сборных железобетонных конструкций и потому их освоение в промышленности не вызывало серьезных трудностей.
Решая конструктивную схему первых этажей, нельзя рассматривать ее без взаимосвязи со статической работой несущей конструкции здания — поперечных стен. При опирании поперечных панелей на ригели рам в них появляется концентрация напряжений в надколонных зонах. Причина этого—относительно малая жесткость ригеля по сравнению с вертикальным многоэтажным диском поперечной стены. Концентрация напряжений в поперечных панелях почти в одинаковой степени свойственна обеим схемам (разница лишь в величине напряжений). Напряженное состояние усложняется в связи с возможными неравно-
мерными осадками опор — колонн каркаса первого этажа.
Однопролетная двухконсольная конструкция в сложной многократно стати-
45.
Таблица 3.1
Схема каркаса
Двухконсольная однопролетная типа «ригель — колонны»
С разрезным ригелем
Конструктивные схемы каркасов первых этажей крупнопанельных зданий
Материал конструкции
Эскиз
Эпюра моментов
Объект
ригеля
колонны
Сборный железобетон
Монолитный железобетон
Сборный железобетон
Сборный железобетон
То же
17-этажный дом с широким шагом поперечных стен в квартале № 42А Юго-Запада*
10-этажный дом серии П-57 на Ленинском проспекте № 1—7
Монолитный железобетон с жесткой арматурой
13-этажные дома серин П-57 на Русаковской ул.* в районе Давыдково
Двухконсольная однопролетная из Т-образпых колонн
7777777 77777777
*Ы /1 \ tew—
3500 3500
Двухкопсольная из V-образпых элементов
ty-570/n'
Двухпролетная
Эпюры моментов приведены для каркаса указанных объектов.
Сборный железобетон 12-этажный дом с широким шагом поперечных стен на Ленинградском проспекте*; 17-этажные дома типа П-57 на проспекте Мира и Смоленском бульваре
Сборно-монолитный железобетон 25-этажный дом на проспекте Мира *
Монолитный железобетон с жесткой арматурой Сборный железобетон Сборный железобетон То же 10—11-этажные дома серии 11-57 на ул. Удальцова Унифицированный каркас первых этажей для домов серий П-57, П-49 и 1605*
чески неопределимой системе панельного дома, казалось бы, является более ясной и простой, в большей мере отвечающей особенностям работы конструкции дома в целом. Действительно, осадка одной из опор в этом случае не должна приводить к существенной перегрузке вертикального диска поперечных панелей и не вызо-
Рис. 3.2. Двухпролетная система в 10—11-этажных домах на ул. Удальцова
/—колонны каркаса; 2 — стены лестничных клеток
вет случайных перегрузок стойки, полу-чившей меньшие осадки. Это объясняется возможностью поворота ригеля на двух опорах, при котором в панельной системе верхних этажей не возникнут сколько-нибудь значительные дополнительные усилия, в то время как при двухпролетной схеме осадка крайних или средних опор, казалось бы, может привести к появлению и развитию растягивающих усилий в горизонтальных швах панелей и в самом ригеле. Однако это предположение не учитывает чрезвычайно высокой жесткости вертикального диска, работающего как единое целое и практически исключающего вероятность неравномерной осадки опор в поперечном направлении. Даже в случаях недостаточно однородных грунтов, при появлении опасности неравномерной осадки одной из опор каркаса первого этажа, неизбежно за счет высокой жесткости всего диска (работающего в этом случае как штамп) усилия внутри системы будут перераспределяться и соответственно выравниваться осадки опор (так как деформации такого жесткого диска практически исключены).
Серьезное преимущество двухпролетной схемы — меньшие величины опорных реакций, что значительно упрощает систему опирания ригелей на колонны, являющуюся наиболее сложным узлом в конструкции сборного железобетонного каркаса. Поэтому в качестве типового решения
каркаса первых этажей была принята схема в виде двухпролетной разрезной, рамы (рис. 3.3).
Однако расположение стоек по осям поперечных несущих стен панельного дома в ряде случаев неприемлемо с точки зрения технологических требований и не-позволяет получить современных решений крупных торговых и культурно-бытовых предприятий. Поэтому возникла необходимость располагать стойки каркаса первого этажа с более редким шагом, чем поперечные панели самого дома. Для: этого случая был выбран шаг 6—6,4 м. По ригелям каркаса приходится создавать достаточно мощное перекрытие, выполняемое также из сборных железобетонных конструкций, на котором возможно расположение поперечных стен на любом участке пролета перекрытия. Перекрытие выполняется из сборных железобетонных ребристых настилов высотой 85 см. Решение каркаса с широким' шагом опор в наибольшей мере отвечает требованиям унификации и позволяет свести количество элементов к минимуму.. Так, задачу по созданию унифицированного каркаса первых этажей удалось решить на основе относительно небольшой номенклатуры изделий, состоящей из 17 типоразмеров.
Типовые решения унифицированного, первого этажа разработаны для типовых проектов крупнопанельных домов трех основных серий П-57, П-49 (варианты «П» и «Д») и 1605.
Типовое решение унифицированного-каркаса предусматривает возможность, установки на нем крупнопанельных домов высотой 9 этажей.
Общая устойчивость и пространственная жесткость каркаса первого этажа обеспечивается стенами лестничных клеток, которые выполняются либо в виде-армированной кирпичной кладки (в зданиях высотой до 9 этажей), либо из бетонных блоков, либо в монолитном железобетоне (в зданиях большей этажности) .
Перекрытие над первым этажом с за-моноличенными стыками между настилами и с продольными железобетонными рандбалками в плоскости наружных стен
52
обеспечивает образование жесткого горизонтального диска, способного передавать ветровые усилия с «коробки» здания на стены лестничных клеток.
ки. Благодаря этому создается жесткий диск перекрытия, работающий совместно с системой продольных (контурных) и поперечных балок.
Рис. 3.3. Типовое решение унифицированного каркаса для домов серий П-57, П-49, 1605
а— схема каркаса и перекрытия; б — вариант каркаса с продольным расположением ригелей; в — узлы каркаса; 1 — колонна 400X400 мм; 2—ригель; 3 — коробчатый настил; 4—продольная балка; 5 — стены лестничных клеток; 6 — керамзитобетонная панель; 7 — второстепенная балка (под несущими поперечными стенами); 8— плита перекрытия
В этих целях коробчатые настилы укладывают с зазорами от 60 до 90 мм. Зазоры заделывают на всю высоту бетоном с установкой в них арматурной сет-
Узлы сопряжений сборных железобетонных элементов, так же как и сам каркас, решаются достаточно просто (рис, 3.3, в).
53
В последнее время в развитие конструктивной схемы унифицированного каркаса предложена схема с продольным расположением главных балок и опиранием на них поперечных балок прямоугольного сечения, располагаемых под каждой несущей поперечной стеной панельного жилого дома (рис, 3,3,6), Таким образом, независимо от использования узкого, широкого или смешанного шага поперечных несущих стен при любом расположении в плане этих стен, конструкция перекрытия над первыми этажами решается в единой системе.
В этом решении удается исключить применение тяжелых коробчатых настилов и получить ощутимую экономию стали и бетона. Используются здесь в основном те же унифицированные сборные железобетонные изделия, что и при поперечном расположении главных балок.
Одновременно с принятой схемой для типового решения каркаса на ряде экспериментальных объектов применяются и другие конструкции первых этажей. В частности, получила распространение и представляет несомненный интерес двухконсольная система, состоящая из Т-образных элементов, шарнирно соединенных между собой (см. рис. 3.1).
Положительным качеством решений с Т-образными колоннами является четкая и ясная статическая работа такой конструкции. Удачная форма опор отвечает плавному переходу усилий от равномерно распределенных к сосредоточенным; в этом сборном элементе совмещается ригель с колонной, что исключает устройство на монтаже наиболее сложного узла опирания ригеля на колонну. Единственный монтажный стык сборных конструкций между выступающими консолями располагается в зоне наименьших, почти «нулевых» моментов и поперечных сил.
Такая конструкция оптимальна по расходу материалов. Однако серьезный ее недостаток — невозможность транспортирования выполненных из сборного железобетона Т-образных элементов из-за больших габаритов, превышающих предельно допустимые для перевозки в пределах города, и большой вес, дости-
Таблица 3,2.
Показатели расхода стали и бетона на каркасы первых этажей панельных жилых домов
Тип дома и место строительства : Количество этажей (жилых) Схема каркаса первого этажа Расход материалов
S Е- <\) та U 03 ! 1 бетона | В At3
11-57, 11-49 8 Двухпролетная с широким шагом опор (рис, 3,3) 115 0,56
23 0,11
Двухпролетная с узким шагом опор 58 12 0,32
0,065
П-57 (Давыдково) 12 Однопролетная, двухконсольная с широким шагом опор (табл. 3.1) 165 24 0,6
0,09
П-57 (Смоленский бульвар) 16 Двухконсольная из Т-образных элементов с широким шагом (рис. 3,1,5) 270 0,8
26 0,08
П-57 (проспект Мира) 16 То же, с узким шагом (рис. 3.1, а) ПО 11 0,55 0,055
Примечания: 1. Расходы стали и бетона представлены в виде дроби: в числителе— на 1 м2 площади застройки дома, в знаменателе — на 1 м2 жилой площади.
2. Расходы материалов приняты по рабочим чертежам.
3. Металл указан приведенный к стали класса A-III.
гающий 12—15 т. В связи с этим при строительстве домов на Ленинградском проспекте, проспекте Мира и на Смоленском бульваре Т-образные конструкции изготовлялись на полигоне, организованном непосредственно на постройке.
Все рассмотренные каркасные решения первых этажей имеют высокий-расход стали и бетона. Как видно из табл, 3.2, расход стали и бетона на каркас первого этажа даже для девятиэтажных домов достигает соответственно 23 кг и 0,11 ж3 на 1 м2 жилой площади. Расход стали на каркас первого этажа составля-
54
ет почти половину потребности в металле на всю жилую часть здания (т. е. на 8 этажей).
Поэтому конструкция с широким шагом опор может быть оправдана только при размещении в первых этажах крупных торговых предприятий или культурно-бытовых предприятий общегородского значения, причем в жилых домах, расположенных на ответственных магистралях города. Для остальных случаев, когда необходимо разместить в первых этажах относительно небольшие предприятия торговли или помещения культурно-бытового назначения, более правильно применять конструкцию каркаса с узким шагом опор. В этом решении рамы каркаса располагаются непосредственно под поперечными панелями, что позволяет резко облегчить конструкцию ригелей и исключить мощное перекрытие над первым этажом, применив вместо него обычные плиты. Расход материалов резко снижается (см. табл. 3.2): на 1 м2 жилой площади девятиэтажного дома 12 кг стали и 0,065 м3 бетона.
Значительно осложняется решение каркаса первых этажей при проектировании зданий высотой 16 и более этажей.
В то же время для зданий повышенной этажности, которые из условий застройки обычно располагаются на основных магистралях города, задача размещения крупных общественных предприятий в первых этажах стоит особенно остро.
Попытки применения для таких случаев каркаса с редким расположением стоек и соответственно с вывешиванием промежуточных несущих стен привели к крайне неэкономичным решениям, что можно видеть на примере 17-этажного дома на Смоленском бульваре (см. табл. 3.2).
Следует указать, что даже при расположении рам каркаса под каждой поперечной стеной в ригелях рамы действуют чрезвычайно высокие изгибающие моменты и поперечные силы. Поэтому, если размещение в первых этажах встроенных помещений вызывается крайней необходимостью, целесообразно развивать высоту ригеля и доводить ее до 2—
2,5 м. Такое решение принято, в частности, в 17-этажном доме с широким шагом несущих конструкций, который построен в квартале № 42А Юго-Запада, (рис. 1.7, г).
Рис. 3.4. Двухкоп-сольная система каркаса первого этажа в виде V-образного элемента в 25-этажном доме на проспекте Мира
Несколько иное конструктивное воплощение получила эта идея в 25-этажном доме из вибропрокатных панелей на проспекте Мира (рис. 3.4). Здесь ригели высотой в этаж поддерживаются V-об-разными стойками. Все горизонтальные усилия, действующие в уровне первого этажа, воспринимаются поперечными межсекционными стенами, которые опираются непосредственно на фундамент. Эти стены обеспечивают и общую устойчивость здания.
При размещении магазинов в первых этажах дополнительным осложнением является необходимость устройства технического этажа между первым и вторым этажом дома, в котором должны быть размещены все санитарно-технические коммуникации, электроустройства и т. д. Этот технический этаж может располагаться в пределах высоты ригелей (для чего в ригелях предусматриваются проходы для обслуживания коммуникаций).
В зданиях высотой 9 этажей устройство дополнительного технического этажа не может быть оправдано по экономическим соображениям, поэтому санитарно-технические коммуникации рекомендуется располагать в подвесном потолке.
Рассматривая особенности решения каркаса первого этажа панельных домов, нельзя не остановиться на конструкции фундаментов. Для повышения надежности работы конструкции здания в целом и исключения вероятности неравномерных осадок целесообразно всемерно уве-
55.
личивать жесткость подземной части дома. Наиболее эффективно эта проблема решается путем применения свайных фундаментов.
Для зданий высотой до 17 этажей рационально под колоннами каркаса применять обычные забивные сваи с расчетной нагрузкой до 50—60 Т. Для зданий большей этажности при значительных нагрузках на колонны (600—800 Т и более) целесообразно устройство глубинных опор, например в виде набивных свай системы «Беното» (см. главу 11).
В целях уменьшения трудоемкости выполнения «нулевого» цикла и повышения уровня его индустриальности целесообразно отказаться от выполнения традиционных подвалов или технических подполий. Строительство 17-этажного дома на проспекте Мира и Смоленском бульваре подтверждает целесообразность размещения всех коммуникаций в техническом этаже, расположенном между первым и вторым этажом. При этом решении исключается необходимость в устройстве подвала или технического подполья и ростверки (или фундаменты) располагаются непосредственно под полом первого этажа. '
Какой же вывод можно сделать из опыта проектирования и строительства панельных домов с каркасным решением первых этажей?
Несмотря на все попытки получить рациональное, экономичное решение, высокий расход материалов и высокая стоимость присущи всем вариантам. Проведенные технико-экономические расчеты показали, что стоимость встроенных магазинов в 2 раза превышает стоимость аналогичных магазинов, расположенных в отдельно стоящих зданиях. Технологические качества встроенных магазинов также оказываются более низкими, чем отдельно стоящих.
В принципиальном отношении нельзя признать целесообразной и логичной конструкцию, в которой основные несущие элементы здания не доходят до основания, и появляются качественно иные конструктивные схемы, работающие в невыгодных статических условиях. Усложняются пути передачи усилий (что всегда
56
Таблица 3.3
Показатели расхода стали, бетона и данные по трудоемкости возведения многоэтажных домов каркасной и панельной конструкции
Тип дома
Расход материалов на 1 м* жилой площади
стали бетона
в кг в ле3
Трудоемкость (построечная) в чел.-днях на 1 ле2 жилой площади
Панельный, типа П-57, с каркасным решением первого этажа, с узким шагом (в квартале № 9 на проспекте Мира)
16
60 0,82 2,7
71 0,85 3,3
Панельный, типа П-57, с каркасным решением первого этажа, с широким шагом (на Смоленском бульваре) 16 60 0,82 2,7
87 0,88 3,7
Каркасный, серии МГ-601Д, с магазином в первом этаже (на Овчин-никовской набережной) 16 63 0,7 3,7
66 0,73 3,95
Примечания: 1. Показатели расхода стали, бетона и данные по трудоемкости приведены в виде дроби: в числителе — на жилую часть дома (без первого этажа); в знаменателе — на все здание в целом (без фундамента).
2. В показатели расхода бетона включен также объем керамзитобетонных наружных ограждений.
приводит к дополнительному расходу материалов). Таким образом, высокие показатели расхода материалов и стоимости заложены в самой природе архитектурного и конструктивного решения. Полученные данные говорят об общей нерациональности самого приема устройства встроенных помещений и соответственно применения каркасных конструкций в первых этажах крупнопанельных домов.
Каким же образом наиболее правильно решить задачу при размещении многоэтажных зданий на магистралях горо-
да и при необходимости устройства в первых этажах помещений торгового или культурно-бытового назначения? В этом случае каркасная конструкция обеспечивает возможность гибкой планировки первых этажей. Представляется целесообразным разработать индивидуальные проекты многоэтажных жилых домов (высотой 16—25 этажей) на унифицированном каркасе, успешно применяемом в Москве для зданий самого различного назначения.
Надо подчеркнуть, что технико-экономические показатели домов каркасной конструкции по сравнению с панельными домами с каркасным решением первых этажей оказываются более выгодными (табл. 3.3). С архитектурной точки зрения включение каркасных домов с разнообразными решениями фасадов в застройку улицы обогатит ее композицию, позволит сделать ее более пластичной и выразительной.
В случаях относительно невысокой застройки, например в пределах 9 этажей, могут применяться панельные дома массовых серий П-57 и П-49 с типовыми, унифицированными каркасными решениями первых этажей. При этом с позиций экономической целесообразности более приемлемым решением является каркас с узким шагом. В Москве намечается ежегодно возводить примерно 25—30 домов такого типа.
При развитии строительства домов панельной конструкции с широким шагом поперечных стен целесообразны решения с встроенно-пристроенными магазинами, когда площади под основным’ зданием могут быть использованы для размещения подсобных помещений, а торговые залы выносятся за пределы здания. В этом случае легко обеспечить современные решения магазинов с редким расположением опор, с большими рабочими площадями в торговых залах и т. д.
Глава 4
КОНСТРУКЦИИ НЕСУЩИХ СТЕН И УЗЛОВ ОПИРАНИЯ
ПЕРЕКРЫТИЙ
1. Конструирование несущих панелей
В крупнопанельном домостроении применяют для внутренних несущих стен бетонные и железобетонные панели нескольких конструктивных разновидностей.
На первом этапе панельного строительства для внутренних несущих стен нашли применение плоские бетонные панели, многопустотные элементы из тяжелого бетона, панели из спаренных часторебристых прокатных плит, тонкостенные железобетонные панели с контурным ребром, работающие на изгиб по схеме балок-стенок, виброкирпичные панели и др. Такое многообразие конструктивных форм внутренних стен возникло в связи с поисками рациональных решений и появлением новых технологий изготовления панелей.
Анализ опыта пятиэтажного строительства показал, что наиболее рациональными с позиций всего комплекса требований — прочностных, технологических, экономических — являются поперечные стены из плоских железобетонных панелей (табл. 4.1). Это решение стало по существу единственным и для зданий повышенной этажности. В настоящее время плоские панели для зданий высотой 9—12 этажей выполняются толщиной 14 см. Выбор этого сечения был продиктован не только условиями прочности, но в основном требованиями звукоизоляции от воздушного шума.
Как показали экспериментальные исследования, звукоизоляция межквартирных стен из железобетонных панелей толщиной 12 см не удовлетворяет нормам (в среднем Ев — -—3 дб). Стены из железобетонных панелей толщиной 14 см в домах различных типов имеют разные показатели звукоизоляции. Например, в доме серии 1-515 Ев--—1 дб, т. е. вполне допустимо. В домах с попереч-58
ными несущими стенами, например в доме из вибропрокатных панелей по проезду Ольминского, звукоизоляция стен оказалась неудовлетворительной. Это объясняется не только различным качеством строительно-монтажных работ, но и различными конструктивными решениями здания в целом, влияющими на передачу звука косвенными путями по смежным конструкциям.
Можно рекомендовать • увеличение толщины панелей межквартирных стен до 16 см. При повышении этажности домов с узким шагом, например до 16—17 этажей, переход на толщину стен 16 см определяется не только условиями звукоизоляции, но и условиями прочности, а также противопожарными требованиями. При более высоких усилиях, например в конструктивной схеме с широким шагом несущих стен, в домах высотой 16 этажей и более целесообразно увеличить толщину поперечных стен до 18—20 см. Это увеличение толщины панелей (что, кстати, позволяет перейти на более крупные фракции заполнителей бетона) практически не влияет на стоимость дома в целом.
Применение многопустотных панелей, пустоты которых используются как вентиляционные каналы, ограничивается высотой зданий в пределах 9—12 этажей. При большей этажности с увеличением действующих усилий значительно усложняются как конструкция самой панели, так и стыковые соединения.
Целесообразность выбора конструкции несущих поперечных стен в виде плоских бетонных либо железобетонных панелей подтверждается и практикой зарубежного строительства. Внутренние стены применяются за рубежом в большинстве случаев в виде плоских панелей размером на комнату из тяжелого бетона марки 200—250 толщиной 13— 15 см. В крупнопанельном 22-этажном доме, построенном фирмой «Камю», толщина панелей стен достигает 20 см, что значительно превышает требуемую на основании статического расчета, и определяется требованиями звукоизоляции.
Таблица 4.1
Технико-экономические показатели несущих поперечных стен различных конструкций в пятиэтажных крупнопанельных домах (иа 1 м2 панели)
Тип и схема конструкции Серия дома Приведенная толщина бетона или раствора в см Расход цемента в кг Расход стали в кг Стоимость в руб. Заводская трудоемкость в чел.-днях
Бетонная панель толщиной 12 см То же, 14 см 1-464 МГ-300 12 14 36 38 1,8 1,8 5 5,5 0,14 0,16
Спаренные часторебристые железобетонные вибропрокатные панели 1 П-35 10 70 6 7,5 0,22
Тонкостенные железобетонные панели типа балки-стенки К-7 7 9 40 45 4 V 7 8 0,16 0,25
1А 7777& г
Бетонная многопустотная панель толщиной 22 см 1-468 10 40 5 5,3 0,18
Виброкирпичная панель толщиной в '/г кирпича П-32 9 28 5,4 5 0,32
Примечание. В числителе приведены показатели для межкомнатной перегородки двутаврового сечения, в знаменателе — для межквартирной из спаренных панелей швеллерного сечения.
59
Рис. 4.1. Схемы армирования бетонных панелей
а—одиночной сеткой; б — двойной сеткой; в — каркасами; г — схема армирования опорной части панели
Одним из наиболее существенных недостатков панелей внутренних стен, особенно распространенным на первом этапе панельного строительства и присущим почти всем технологиям изготовления изделий, является повышенное трещинообразование. Трещины технологического происхождения образовывались в начальный период работы панелей. Раскрытие трещин в первый же год эксплуатации увеличивалось под влиянием усадочных напряжений и ряда других факторов, например деформаций основания.
60
Исключение или хотя бы сокращение числа и величины раскрытия технологических трещин необходимо в первую очередь не из условий прочности, а по требованиям звукоизоляции и сохранности качества отделки.
Уменьшению трещинообразования в панелях способствует правильная система армирования. На основании результатов исследований и натурных наблюдений можно сделать следующие рекомендации по армированию несущих панелей.
Введение дополнительной арматур
ной сетки с ячейкой 500x500 или 300X Х300 мм из стержней диаметром 4—5 мм, располагаемой вдоль осевой поверхности панели (рис. 4.1,а), дало несколько лучшие результаты. Однако наиболее удачным оказалось армирование двумя сетками, располагаемыми вдоль лицевых поверхностей панелей. Специально проведенные обследования показали, что число дефектных изделий при различных способах армирования составляет: при контурном армировании 10%, при армировании одиночной сеткой 6—7%, при армировании двумя сетками 1%.
Таким образом, конструктивное армирование бетонных и железобетонных панелей внутренних несущих стен должно быть двусторонним (рис. 4.1,6, в), причем площадь сечения вертикальной и горизонтальной арматуры с каждой стороны панели должна быть не менее 0,6 см1 на 1 пог. м сечения стены. Площадь сечения вертикальной арматуры железобетонных панелей с каждой стороны должна быть не менее 0,15% поперечного сечения стены, а горизонтальной арматуры не менее 0,6 см? на 1 пог. м вертикального сечения стены.
Двустороннее армирование железобетонные панелей рекомендуется выполнять сварными каркасами и сетками. При этом вертикальные стержни каркаса должны иметь диаметр не менее 10 мм и соединяться между собой хомутами, расположенными с шагом по вертикали не более 20с/. Сетки рекомендуется применять с ячейкой 400X400 мм из стержней диаметром 4—5 мм.
Сильно нагруженные панели внутренних несущих стен в нижних этажах зданий повышенной этажности следует усиливать косвенным армированием в виде горизонтальных каркасов — не менее трех каркасов, располагаемых в верхней и нижней зоне. Расстояние между этими каркасами должно быть не более 50 мм по вертикали (рис. 4.1,а). Такое косвенное армирование опорных зон позволяет увеличить несущую способность панели на 20—25%.
Армирование целесообразно выполнять в виде пространственного кар
каса, состоящего из сварных каркасов и сеток.
Существенное влияние на выбор системы армирования оказывает технология изготовления сварных каркасов или сеток. В последнее время появляются новые механизированные и автоматизированные установки, а также специальные стенды для изготовления арматурных сеток и каркасов, что предъявляет свои дополнительные требования к конструированию.
Стеновые панели с проемами рекомендуется проектировать замкнутыми, если конструкция пола допускает наличие перемычки по низу проема. В противном случае по низу проема должна устанавливаться временная монтажная связь. Над проемом должна устанавливаться расчетная арматура в виде вертикальных сварных каркасов, заходящих в каждую сторону за грани проемов не менее чем на 500 мм. Каркасы рекомендуется выполнять с продольными стержнями из арматуры периодического профиля и поперечными стержнями диаметром 4—5 мм с шагом не более 200 мм (см. рис. 4.1, в).
Важно правильно выбрать толщину панелей поперечных стен и марку бетона. Рассмотрим расчетные показатели несущей способности панелей в зависимости от их толщины и марки бетона при учете нормативной величины случайного эксцентрицитета 2 см при высоте этажа 2,8 м (табл. 4.2).
Анализируя данные таблицы, видим, что увеличение марки бетона на 50 кГ^м^ приблизительно равносильно увеличению толщины стены на 2 см и соответственно увеличение марки бетона на 100 kI'Icm2 — увеличению толщины ее на 4 см.
Для обеспечения расчетной прочности платформенных стыков необходима соосность несущих внутренних стеновых панелей. Увеличение эксцентрицитета приложения нагрузки приводит к резкому снижению несущей способности панелей и стыков. Расчетная несущая способность стеновой панели, в зависимости от величины эксцентрицитета, представлена в табл. 4.3.
61
Таблица 4.2
Несущая способность панелей внутренних стен в Т/пог. м
Тип стены Марка бетона Несущая способность стены в Т/пог. м при толщине в см
ы| 16 18 20
Бетонная • Железобетонная 150 200 250 300 300 при максимальном армировании 36,1 (48) 42,1 (56) 55,6 (76) 69,1 (92) 47 (58,7) 54,9 (68,5) 72,4 (93) 90 (112,5) 242 57,9 (69,5) 67,6 (81) 89,3 (НО) 111 (133) 273 68,8 (80) 80,2 (93,4) .109 (126,5) 132 (153,5) 305
Примечание. Величины без скобок подсчитаны для табличного значенияф, в скобках — для значения ф =1.
Таблица 4.3
Несущая способность панели в %
Толщина панели в см Эксцентрицитет в см
0 1 2 3 4
14 16 100 100 82 84 68 72 56 62 48 54
Для практического применения можно рекомендовать стены толщиной 16 и 20 см из бетона марок 200 и 300. Толщина панелей 16 см удовлетворяет требованиям огнестойкости для зданий высотой 12 и более этажей. Так, испытания показали, что стены толщиной 16 см имеют предел огнестойкости 3,5 ч при проценте армирования 0,1—0,3 (признак предела огнестойкости — потеря несущей способности во время или после нагрева).
2. Обеспечение пространственной жесткости зданий повышенной этажности
С переходом к многоэтажному строительству важнейшей задачей становится обеспечение пространственной жест
кости зданий. Для панельных зданий высотой 9 этажей как при узком, так и при широком шаге пространственная жесткость обеспечивается так же, как и в пятиэтажных зданиях.
В зданиях повышенной этажности короткие панели поперечных стен, разрезанные проемами, вследствие недостаточной их жесткости, как правило, не могут воспринимать действующие ветровые нагрузки и надежно обеспечивать жесткость здания. Возможным направлением для повышения жесткости является объединение панелей поперечных стен в единый вертикальный диск, для чего перемычки, соединяющие эти панели, должны быть рассчитаны и закон-струированы таким образом, чтобы они могли воспринимать возникающие при этом сдвигающие усилия (которые в нижних этажах достигают значительных величин). Проектные проработки показали, что такое решение в панельной конструкции получается достаточно сложным. Способом повышения жесткости здания, как уже отмечалось, может быть компоновка плана панельного дома с развитыми на всю ширину поперечными стенами, которые в этом случае будут обладать достаточно высокой жесткостью для восприятия горизонтальных нагрузок.
Целесообразно переходить к пространственной системе диафрагм жесткости— двутавровых, угловых, П-образ-ных в плане, имеющих большой момент инерции. При этом особое внимание должно быть обращено на обеспечение совместной работы поперечных и продольных стен. Наиболее надежно это достигается устройством в местах сопряжений стен специальных шпонок — стальных или монолитных, созданием зубчатых соединений и т.д.
Серьезного внимания требует обеспечение продольной жесткости зданий. Сложность этой задачи усугубляется в домах башенного типа, где не удается получить развитых в плане продольных стен — диафрагм жесткости (архитектор всегда старается «расчистить» план от лишних несущих стен, ограничивающих планировочные возможности). На
62
личие широкого торца здания и лоджий, «щеки» которых являются развитыми парусами, ухудшает аэродинамические свойства дома (можно ввести такое понятие для домов большой этажности, где ветровые нагрузки могут оказаться доминирующими при расчете конструкций) и приводит к увеличению ветровых нагрузок.
Так, недостатком конструкции в 17-этажном крупнопанельном доме с широким шагом поперечных стен в квартале № 42А Юго-Запада (см. рис. 1.7) является наличие коротких, не развитых в плане продольных диафрагм жесткости. В их работу на продольные ветровые нагрузки включены и примыкающие отрезки поперечных стен (таким образом, продольные диафрагмы получают расчетную схему в виде двутавра). Однако такое решение вызвало появление в верхних этажах растягивающих усилий в полках двутавра, т. е. в поперечных стенах. А это в свою очередь привело к необходимости усиления армирования поперечных стен для восприятия значительных растягивающих усилий и соответственно усложнило решение стыков. В конструктивном отношении более правильно создание развитых по длине продольных стен — диафрагм жесткости, которые совместно с основными поперечными стенами должны образовывать пространственную систему.
3. Особенности совместной работы стен в зонах их сопряжений
Проблемы совместной работы стен особенно актуальны для домов повышенной этажности и прежде всего для конструктивных схем с несущими поперечными стенами. Такая конструктивная схема предполагает достаточно четкое разделение функций между поперечными и продольными стенами, первые из которых служат основными элементами, воспринимающими все нагрузки здания и передающими их на фундаменты, а вторые выполняют в основном функции наружных ограждений, передающих свой вес на поперечные стены, за исклю
чением их отдельных участков, являющихся элементами жесткости и обеспечивающих продольную устойчивость здания.
Однако вопросы пространственной работы конструкций гражданских зданий— количественный и качественный характер распределения усилий между сопрягающимися конструкциями стен и предпосылки, обеспечивающие надежную совместную работу этих конструкций, — остаются до последнего времени-недостаточно ясными.
При конструктивной схеме с поперечными несущими стенами в кирпичных и блочных домах повышенной этажности и в особенности при широком. шаге поперечных стен разность абсолютных длительных деформаций стен, сопрягаемых в узлах, значительно увеличивается и в ряде случаев превосходит предельную по трещинообразова-нию1.
Анализ материалов обследования поврежденных зданий (рис. 4.2), показавший полную повторяемость характера и размеров трещин, их расположения и последовательность развития от верхних этажей к нижележащим, а также изучение результатов экспериментальных исследований позволили определить причины, вызывающие трещинообразование в местах сопряжений внутренних и наружных стен в кирпичных и блочных домах. Этими причинами являются неравномерные деформации кладки сопрягаемых в одном узле участков внутренних и наружных стен, увеличивающиеся во времени под влиянием процесса ползучести, условия выполнения кладки (летние или зимние) и недостаточные связи между стенами.
Трещины имеют общий характер и располагаются под углом 45—60° (рис. 4.2, а), раскрытие трещин увеличивается по мере перехода от нижних к верхним этажам, где достигает в отдельных случаях 10—15 мм.
1 Исследования совместной работы стен в зонах их сопряжений проведены в последние годы ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко совместно с Мос-проектом.
63
Рис. 4.2. Деформации стен в местах сопряжений
а — схемы деформаций поперечных стен: /— поперечная стена; 2 —наружная продольная стена; 3—трещины; б—графики абсолютных деформаций стен: / — наружные стены из керамзитобетоиных блоков; // — внутренние стены из бетонных блоков; /// — наружные стены из семищелевых блоков; IV — внутренние стены из силикатного кирпича
Обследование конструкций домов, в которых поперечные стены пяти верхних этажей были выполнены из силикатного кирпича, а трех нижних — из красного, показало, что хотя поэтажный характер трещин во внутренних стенах аналогичен описанному выше, однако величина раскрытия трещин во внутренних несущих стенах несколько меньше и не превышает в верхних этажах 5—6 мм. При выполнении поперечных стен целиком из красного кирпича наблюдаются лишь незначительные волосные трещины.
Длительное обследование зданий и анализ трещинообразования приводят к выводу, что основной причиной возникновения трещин являются различные
величины деформаций (в частности, деформаций ползучести) внутренних и наружных стен, выполненных из разных материалов — силикатного кирпича (внутренние стены) и керамических камней (наружные), обладающих различной деформативностью, т. е. различными упруго-пластическими свойствами. Вследствие этого деформации сжатия таких стен даже при одинаковых напряжениях неодинаковы (деформации ползучести кладки из силикатного кирпича почти в 2—2,5 раза выше, чем кладки из красного кирпича). Существенное влияние на величину этих деформаций оказывает напряженное состояние стен. Так, напряжение в кладке
-64
внутренних поперечных стен почти в 3 раза выше, чем в кладке наружных стен.
Значительную роль играет время возведения здания — зимняя или летняя кладка, а также качество кладки — толщина растворных швов, качество перевязки, выдерживание порядовок и т. д. Зимняя кладка обладает не только большими деформациями в период оттаивания, но и повышенными, почти в 2 раза, деформациями даже после достижения проектной марки раствора.
Раскрывая природу явления, можно сказать, что если бы между стенами отсутствовали связи, разница деформаций стен была бы очень значительной и достигала в конструкции кирпичного дома высотой 8—9 этажей 3—4 см. Связи между стенами в виде перевязки кладки, шпонок, арматурных связей и т.п. препятствуют свободной деформации, в результате чего в зоне сопряжений стен создается напряженное состояние, характеризующееся напряжениями сдвига и растяжения. В тех случаях когда возникающие касательные и главные напряжения достигают величин, превышающих расчетное сопротивление кладки, в стенах появляются трещины— косые или вертикальные. Этому способствует малое сопротивление сдвигу конструкций сопряжений блочных, панельных и кирпичных стен.
Натурные наблюдения, лабораторные эксперименты, теоретические изыскания позволили сделать ряд практических рекомендаций по расчету (см. главу 8) и конструированию сопряжений стен различных конструкций, которые исключают вероятность появления трещин.
Прежде всего необходимо стремиться к проектированию внутренних и наружных стен из материалов, обладающих одинаковыми упругими свойствами. В случаях, когда по экономическим соображениям это невыгодно, в многоэтажных зданиях с кирпичными несущими стенами при выполнении наружных стен из семищелевых керамических блоков допускается кладка несущих внутренних стен только из красного
кирпича. Кладка внутренних стен из силикатного кирпича в этих условиях не должна применяться. Следует избегать ослабления напряженных внутренних стен каналами, большими проемами и т.п. Места сопряжений стен должны быть армированы сетками из арматуры диаметром 8—10 мм с расстоянием между сетками по высоте 0,8—1 м.
Для усиления связей между стенами можно рекомендовать заводить край настила перекрытий в ненагруженную стену, в этом случае настил превращается в своего рода шпонку. Обязательно должна выполняться расчетная проверка сопряжений стен, в частности величин перекоса.
При необходимости повышения этажности каменных зданий указанного типа рациональны такие конструктивные схемы, при которых исключается резкая разница в напряженности кладки поперечных и продольных стен, приводящая к неравномерному деформированию их в узлах. Например, может быть применено усиление наиболее нагруженных поперечных стен дополнительными примыканиями к ним стен лоджий или отрезков внутренних стен, разделяющих отдельные помещения. В этом случае деформативность внутренних стен уменьшится, что приведет к более равномерной напряженности узлов сопряжения наружных и внутренних стен.
В панельных домах совместная работа стен обеспечивается замоноличен-ными соединениями панелей. Шпонки должны быть рассчитаны по методике, приведенной в главе 8.
Помимо этого, условия пространственной работы панельного дома значительно улучшаются, когда перекрытия надежно связаны не только с поперечными, но и с продольными стенами путем заводки кромки перекрытия в наружную и внутреннюю продольные стены.
Соединения панелей несущих поперечных и внутренних продольных стен должны выполняться с конструктивным замоноличиванием, эффективность которого повышается при устройстве зубча-
5—959
65
Рис. 4.3. Вертикальный стык внутренних стеновых панелей в 27-этажном доме
/ — панели; 2— плита перекрытия; 3 — шпонки; 4— стальной стержень; 5 — бетон марки 300;
6 — закладные детали
то-шпоночных (рис. 4.3) либо сварных соединений, препятствующих взаимному сдвигу панелей.
Рис. 4.4. Узлы сопряжения внутренних стеновых панелей (а) и характер распределения перерезывающих усилий в стыке между вертикальными панелями (б)
1 — панель; 2 — шпонки; 3—монолитный бетон
Однако применение в стыках сварных соединений закладных деталей, воспринимающих большие по величине срезывающие усилия (10—20 Т на этаж), приводит не только к усложнению конструкции, но и к высокому расходу стали. Так, расход стали на закладные детали и анкерующие их в панели элементы составляет до 60% общего расхода стали на бетонные панели и до 35% на железобетонные.
Поэтому более рациональным решением является конструкция замоноли-ченных вертикальных стыков с образованием бетонных шпоночных швов (рис. 4.4 и 4.5).
Грани панелей следует выполнять с усложненными стыковыми поверхностями с тем, чтобы разрушение не происходило по более слабому контакту между монолитным и сборным бетоном. Для обеспечения равнопрочности соединения поверхность сцепления должна быть на 25—30% больше, чем поверхность прямого стыка (см. рис. 4.4, а). При этом величина расчетной перерезывающей силы, воспринимаемой сты
66
ком, будет пропорциональна прочности бетона замоноличивания. По высоте стыка шпонки целесообразно располагать в зонах, близлежащих к перекрытиям (над и под перекрытием). Это отвечает характеру распределения перерезывающих усилий в стыке, которые
Рис. 4.5. Конструкция несущей панели
/ — внутренняя панель; 2 — скосы боковых кромок панели; 3 — гнездо для размещения петли;
4 — петля; 5 — конусное отверстие; 6 — стояки отопления
концентрируются в концевых зонах по высоте стыка, т. е. в зонах около опор перекрытий (рис. 4.4,6).
Применение замоноличенных стыков между панелями значительно улучшает их звукоизоляцию.
Наружные стены в домах высотой 12 этажей следует проектировать только навесными, что исключает вопрос о различной деформативности стен.
В поперечных стенах, работающих на значительные ветровые нагрузки, из
5*
меняется характер статической работы перемычки: объединяя смежные поперечные панели, они воспринимают высокие скалывающие усилия, которые должны надежно передаваться на саму панель. Для этого необходимо соответствующим образом законструировать узел опирания перемычки, где предусматриваются развитые закладные детали и дополнительное армирование, отвечающее характеру действующих усилий.
Анкеры закладных деталей или выпуски для устройства стальных связей должны быть соединены с арматурой панелей для передачи на нее усилий, возникающих в вертикальных и горизонтальных стыках.
В тех редких случаях, когда в поперечных стенах могут возникать растягивающие усилия от ветровых нагрузок, приходится предусматривать специальное армирование и стыкование этой арматуры. Конструктивное решение, при котором панели начинают работать на растягивающие усилия, приводит к значительному усложнению конструкции в целом и потому не может быть рекомендовано к применению.
В условиях высоких напряжений следует обращать особое внимание на армирование зоны вокруг проемов, когда они выполняются внутри панели, или зоны около проема, когда перемычка является элементом панели и выполняется в виде «флажка». Схема армирования отвечает в этом случае работе панели как элемента рамы. Дополнительные вертикальные и горизонтальные арматурные стержни, а также наклонные стержни в углах проема должны воспринимать усилия от изгибающих моментов, которые могут возникнуть в конструкции на этих участках.
Заметим, что кромки по периметру проемов должны быть скошены во избежание появления вредных усилий при выемке панели из формы (см. рис. 4.5). Скосы на вертикальных гранях панелей необходимы также для надежного замоноличивания вертикальных стыков.
Для обеспечения устойчивости панелей на время монтажа в стыках долж
67
ны обязательно предусматриваться монтажные связи.
Горизонтальные плоскости контура панели должны быть строго перпендикулярны вертикальной плоскости панели. Перекос горизонтальных кромок панелей в зданиях повышенной этажности при больших вертикальных нагрузках может привести к возникновению значительных горизонтальных составляющих, которые являются дополнительной и к тому же вредной нагрузкой на диски перекрытий и продольные диафрагмы жесткости.
На верхней горизонтальной плоскости панели предусматриваются подъемные петли, которые обычно выполняются встроенными (рис. 4.5), чтобы не выступать за борт формы. Предусматриваются также различные виды фиксаторов.
4. Горизонтальные стыки между несущими панелями
Передача вертикальных усилий в горизонтальных стыках между панелями представляет наиболее сложную задачу крупнопанельного строительства.
В практике нашли применение четыре основных типа соединений (рис. 4.6): платформенный стык, особенностью которого является опирание перекрытий на половину толщины поперечных стеновых панелей, т. е. ступенчатая передача усилий, при которой усилия с панели на панель передаются через опорные части плит перекрытий;
зубчатый стык, представляющий модификацию стыка платформенного типа, обеспечивает более глубокое опи
рание плит перекрытий, которые наподобие «ласточкиного хвоста» опираются на всю ширину стеновой панели, но усилия с панели на панель передаются не непосредственно, а через опорные части плит перекрытий;
контактный стык с опиранием перекрытий на выносные консоли и непосредственной передачей усилий с панели на панель;
контактно-гнездовой стык с опиранием панелей также по принципу непосредственной передачи усилий с панели на панель и опиранием перекрытий через консоли или ребра («пальцы»), выступающие из самих плит и укладываемые в специально оставленные в поперечных панелях гнезда.
Платформенный стык применен для всех типов девятиэтажных домов, а также в порядке эксперимента — в 17-этажных и 25-этажных зданиях с узким шагом поперечных несущих стен.
Обследование и анализ работы узлов такого типа позволяют выявить следующие его особенности. Известно, что сечение в зоне горизонтального стыка более опасное, чем в середине высоты панели; трещины, а затем отслаивание бетона панелей возникают именно в зоне стыков. Основные факторы, влияющие на прочность этого стыка: эксцентрицитет продольной силы вследствие смещения панелей стен, а также отклонения по толщине и глубине опирания плит перекрытий (эксцентрицитет в 2 см уменьшает несущую способность панели толщиной 14 см до 30%); неполное заполнение шва раствором в поперечном сечении; неравномерность толщины и сжимаемости растворного шва по его
Рис. 4.6. Типы горизонтальных стыков между несущими панелями
а — платформенный; б — зубчатый; в — контактный на выносных консолях; г—контактно-гнездовой
68
Продолжение табл. 4.4
Таблица 4.4
Средняя относительная прочность узлов опирания перекрытий на панели стен
Характеристика образцов Относительная прочность отдельных типов образцов при растворах в шве прочностью в кГ[см*
60—1501 0-5 60—150 0-5
Фрагмент сплошной панели без стыка, принятый за эталон . . . 1 1
Фрагмент стыка с контактным опиранием . . 0,9 0,6 — —
Фрагменты стыков с платформенным опиранием плит перекрытий: а) швы хорошего качества, глубина заделки плит перекрытий по 5 см . 0,73 0,4 1 1
б) небрежное заполнение швов со значительными пустотами . . • 0,62 0,34 0,85 0,85
. в) разная толщина плит перекрытий 10 и 12 см . . . 0,73 — I —
г) уширенный вертикальный шов до 4 см, глубина заделки плит перекрытий 4 + 4 см . 0,73 0,28 1 0,7
д) зубчатая форма опорных торцов перекрытий . . . 0,8 0,48 1,1 1,2
е) горизонтальные швы армированы сварными сетками с размером ячеек 5x5 см из стержней d=4 мм . . 0,95 0,4 1,3 1
ж) верх и низ панелей армированы двумя сварными сетками с ячейкой 5x5 см . . . . 0,95 0,4 1,3 1
з) тонкие горизонтальные швы толщиной 5 мм при высоком качестве стыкуемых торцов панелей и плит перекрытия . . . 0,9 0,7 1,23 1,75
и) панели армированы продольной арматурой d= =8 мм, [1=0,25 % 0,85 0,4 1,16 1
Характеристика образцов
Относительная прочность отдельных типов образцов при растворах в шве прочностью в кГ/см2
60—15о| 0—5 |б0— 15о| 0—5
панели армированы продольной арматурой d= = 14 мм, [1 =1%;
низ и верх панелей армированы двумя сварными сетками с ячейкой 5x5 см, [1= =0,58% . . .
плиты перекрытий неразрезные, швы пеармиро-ванные . . . .
длине и как следствие концентрация напряжений в зоне стыка.
Так, например, в платформенном стыке, не заполненном раствором, трещины в опорной части панелей начинают появляться при напряжениях, составляющих всего около 20% призменной прочности бетона панелей.
Многочисленные экспериментальные исследования, выполненные рядом научно- исследовательских институтов (ЦНИИСК, НИИМосстроя, ЦНИИЭП жилища), выявили следующие особенности действительной работы платформенных стыков. Разрушение стыковых соединений при платформенном опирании плит перекрытий обычно происходит от скалывания бетона панелей над и под плитами перекрытий по наклонной плоскости. Перед разрушением узла наблюдаются значительные горизонтальные деформации (раздвижка) плит перекрытий.
Результаты исследований прочности узлов опирания плит перекрытий на панели стен, отражающие влияние различных факторов на действительную работу узла, приведены в табл. 4.4.
Из проведенных исследований можно сделать выводы о действительной работе платформенного стыка.
69
Таблица 4.5
Деформации платформенного узла
Прочность раствора в кГ/см* Деформация в мм при усилии
0.5 Np np
100—150 о,1 0,3
30—70 0,2 0,5
5—10 0,35 0,7
0 0,8 1,15
Растворный шов имеет неодинаковую плотность и разный модуль деформаций, поэтому напряжение в бетоне панелей по площади контакта с растворным швом передается неравномерно. Вертикальный шов между опорными торцами плит перекрытий (разрезность плит перекрытий) нарушает монолитность сечения и уменьшает его сопротивляемость при сжатии сдвигающим и растягивающим усилиям. Поперечные деформации неотвердевшего раствора в несколько раз больше деформаций бетона. По этой причине в бетоне опорных участков панелей возникают растягивающие напряжения, снижающие несущую способность узла.
Преждевременное разрушение узла от скалывания по косым площадкам опорных кромок панелей при уменьшенных площадках опирания перекрытий может быть предотвращено косвенным армированием опорных граней панелей двумя-тремя горизонтальными сварными каркасами. Введение косвенного армирования опорных граней стеновых панелей повышает их прочность в зоне узла на 20—25%. Испытания показали высокую несущую способность узла на прочном растворе с армированием горизонтального шва сварной сеткой. Имелись случаи, когда разрушалась стеновая панель, а узел оставался неразрушенным.
Прочность узла с неразрезными плитами перекрытий (вертикальный шов отсутствовал) получена значительно большей, чем при разрезном перекрытии.
При разной толщине плит перекрытия и малой прочности раствора усилие в стыке передается со значительным эксцентрицитетом. Это объясняет-70
ся неодинаковыми деформациями раствора и неравномерным распределением напряжений по сечению панели вблизи шва.
Средние абсолютные величины деформаций горизонтальных швов приведены в табл. 4.5.
Деформации сжатия растворных швов почти в 10 раз превышают деформации бетона.
В стыковом соединении платформенного типа при прогибе перекрытий возможно возникновение значительного опорного момента, оказывающего влияние на несущую способность узла.
При полной или частичной заделке плит перекрытий в опорных торцах панелей стен над плитами перекрытий будут возникать горизонтальные растягивающие, а под плитами перекрытий сжимающие усилия, которые должны учитываться при проектировании узлов (методика расчета платформенных узлов приведена в главе 8).
Анализируя напряженное состояние платформенного узла, можно выявить ряд его особенностей.
Пусть внешняя нагрузка от веса перекрытий Pi, Р2 и от вышестоящей панели Р3 приложена к стыку таким образом, что равнодействующая этой нагрузки Р оказывается приложенной с эксцентрицитетом е по отношению к оси рассматриваемой нижестоящей панели (рис. 4.7). Если бы деформации панели 1 были свободными, то от сжатия и изгиба ее опорная плоскость повернулась на угол ф0 (штрихпунктир на рис. 4.7). Этому повороту препятствует узел, образованный плитами перекрытий и вышестоящей панелью. Результатом напряженного состояния будет некоторый поворот всего узла (стыка) на угол фр < Фо-
В четырех элементах в стыке возникнут изгибающие моменты, равные в сумме M — Roeo.
Расчетные эксцентрицитеты устанавливаются в результате напряженного состояния стыка после завершения деформаций. Их величина зависит от начальных эксцентрицитетов, от соотношения изгибных жесткостей стеновых па
нелей и перекрытий, образующих стык, и от степени неравномерности обмятая раствора в зазорах стыка. Последние
Рис. 4.7. Схема работы платформенного стыка
два параметра характеризуют жесткость защемления стеновых панелей в стыке.
Выполненный по этой методике расчет несущей стены 12-этажного крупнопанельного дома с переменным шагом поперечных стен 3 и 6 м показал *, что при случайном эксцентрицитете в 2 см в стыке на уровне пола второго этажа расчетные эксцентрицитеты в примыкающих к стыку стеновых панелях толщиной 14 см оказались равными 0,77 и 0,76 см. При смещении стеновой панели второго этажа целиком на 2 см от проектного положения расчетные эксцентрицитеты приложения равнодействующей вертикальных нагрузок по верхнему и нижнему торцам этой панели оказались равными соответственно 0,37 и 0,53 см. Влияние рассмотренных случайных эксцентрицитетов, возникающих вследствие дефектов монтажа, практически перестало сказываться уже в панелях четвертого этажа.
1 Методика и расчеты выполнены канд. техн, наук Б. А. Косициным (ЦНИИСК)-
При защемлении стеновых панелей в стыках платформенного типа ползучесть материала приводит к снижению изгибающих моментов в панелях стен как в пролете, так и в стыках и, следовательно, к уменьшению расчетных эксцентрицитетов сжимающих сил при одновременном росте изгибающих моментов в перекрытиях, образующих стык .
Таким образом, в стыках платформенного типа имеются некоторые дополнительные, не учитываемые расчетом, запасы прочности.
За последнее время выработаны решения, позволившие расширить область применения платформенных стыков при условии обеспечения ряда дополнительных мер. В качестве такой меры может быть выполнение калиброванных по толщине опорных частей плит, что практически достигается фрезеровкой участков плит (как это было впервые сделано в 17-этажном доме из вибропро-катных панелей, построенном на проспекте Мира), а также применением тонких растворных швов толщиной до 5 мм, выполненных на цементно-песчаных пастах.
Чем же отличается цементно-песчаная паста от обычного раствора и что дает ее применение?
Цементно-песчаная паста (состава 1:1 по весу) состоит из портландцемента марки 400—500 и мелкого песка с модулем крупности 1,2 с максимальным размером частиц 0,6 мм. В качестве пластифицирующей и противоморозной добавки применяется нитрит натрия в количестве 5—10% от веса цемента. Паста имеет водоцементное отношение 0,4— 0,45 и как в летних, так и в зимних условиях сохраняет подвижность и удобо-укладываемость в течение 4—5 ч. Прочность цементно-песчаной пасты 28-дневного возраста составляет 300— 400 кГ/см2 при твердении в летних условиях и 100 кГ/см2 при твердении в зимних условиях при температуре —20° С. При положительных температурах ( + 20° С) в последующие 28 дней паста набирает прочность до 400 кГ/см2, обеспечивая прочность узлов сопряжения несущих панелей многоэтажных зданий, смонтированных на морозе (до—20° С)
71
Таблица 4.6
Результаты испытаний образцов платформенных стыков на центральное сжатие
№ образца Выполнение образца стыка Разрушающая нагрузка в Т Момент появления первой трещины (в % от разрушающей нагрузки) Предел’’' прочности бетона в кПсм*^ Марка раствора в кГ/см2 Марка пасты в кГ/см2 Характер разрушения образцов
1 Насухо 86 27,5 360 . У стыка
2 На растворе ПО 100 360 50 — То же
3 На пасте 160 100 360 — 100 По стеновой панели
4 Насухо 103 50 315 — —. У стыка
5 На растворе 132 100 315 100 — То же
6 На пасте 143 100 315 — 200 По стеновой панели
7 То же 105 90 200 — 200 Разрушалось перекрытие, имеющее меньшую толщину
8 » 80 95 184 200 Разрушалась стеновая панель со стороны перекрытия, имеющего меньшую толщину
9 » 84 95 184 — 200 То же, имеющего большую толщину
Примечания: 1. Образцы № 1—6 не имели уступов по толщине перекрытий.
2. Образцы № 7—9 имели уступ по толщине перекрытий, равный 5 мм.
без обогрева швов. Но главное преимущество пасты по сравнению с обычным цементным раствором заключается в ее пластичности. При установке панели на тонкий шов из пасты происходит плотное касание, как бы склеивание панелей между собой. Подвижка и рихтовка панелей во время монтажа практически не нарушают прочности таких швов.
Исследования прочности соединения элементов на цементно-песчаных пастах проводились в НИИМосстрое. Результаты испытаний образцов, собранных из двух элементов стеновых панелей размером 64X44X14 см и двух элементов перекрытий размером 19X44X14 см, приведены в табл. 4.6. Испытания показали, что образцы, собранные на обычном растворе с нормальной толщиной шва 2 см, разрушались у стыка. Разрушение образцов, собранных на пастах, происходило по стеновой панели, и прочность стыка оказывалась выше прочности панели.
Цементно-песчаная паста (тонкий слой) работает в стыке в условиях стесненных поперечных деформаций. При уменьшении толщины слоя пасты возра
72
стает ее прочность, поэтому в платформенных стыках не происходит разрушения шва. При тонких швах можно было бы ожидать снижения несущей способности платформенного стыка из-за наличия уступов по толщине элементов перекрытий. Однако начальный модуль упругости цементно-песчаной пасты, равный около 200 000 кГ/см2, близок к модулю упругости бетона. Этим же объясняется, что уступы величиной до 5 мм не снижают несущей способности платформенного стыка. Таким образом, практически удается получить равнопрочную конструкцию, в которой прочность стыков не уступает прочности самих стеновых панелей.
Уже первые опыты применения паст для монтажа внутренних стеновых панелей подтвердили целесообразность их использования: средняя толщина швов составила 5 мм (из-за неровностей стыкуемых поверхностей) при минимальной толщине в местах контакта 2—3 мм.
Таким образом, применение цементно-песчаных паст позволяет получать равнопрочное соединение по стыкам и панелям, что особенно важно в зданиях
повышенной этажности; вести монтаж крупнопанельных зданий как в летних, так и в зимних условиях без обогрева швов; сократить расход раствора в 3—4 раза благодаря получению при контактном способе монтажа тонких швов. При-
Рис. 4,8. Рекомендуемая конструкция платформенного стыка
1 — поперечная несущая стеновая панель; 2 — панели перекрытия; 3 — цементная пластифицированная паста; 4 — штырь-фиксатор ^=20^25 мм\ 5 — конусообразное гнездо; 6 — регулирующая гайка; 7—стальная шайба; 8 — пластмассовая прокладка; 9—пазы в панелях перекрытия для пропуска фиксатора
менение цементно-песчаных паст ликви-дирует неопределенность в работе стыка.
Однако повышение точности изготовления и монтажа, естественно, требует значительных усилий и средств. Применение паст вместо раствора, как мы видели из результатов испытаний, повышает прочность стыка, но при этом погрешности изготовления и монтажа деталей, в результате которых зазоры между панелями стен и перекрытий могут возрастать до 2—3 см ' вместо проектных 0,5 см, сводят на нет положительные качества платформенных стыков на цементно-песчаной пасте. Следовательно, при использовании паст обязательна повышенная точность изготовления панелей поперечных стен и опорных частей плит перекрытий.
При этих условиях (достаточно жестких и практически трудновыполнимых) платформенные стыки могут применяться при величине нормальных напряжений в опорной зоне поперечных панелей до 0,5 Rnp бетона панелей. Рекомендуемая конструкция платформенного стыка приведена на рис. 4.8.
Зубчатые стыки, которые являются разновидностью платформенного стыка (рис. 4.6, б), были предложены для ряда проектов, но не получили практического осуществления. Анализируя особенности этого типа соединений, можно отметить, что зубчатый стык не дает каких-либо качественных улучшений работы узла или передачи нагрузок с панели на панель. Дело в том, что благодаря отработанной технологии монтажа удалось добиться достаточно высокой точности сборки конструкций, что исключает из числа главных вопросов заботу о точности опирания перекрытий (допуск на глубину опирания плит, как правило, не превышает 10 мм, т. е. опирание плит при обычном платформенном стыке оказывается не менее 40—50 мм, что является достаточным).
Вместе с тем в зубчатом стыке не исключается главный недостаток платформенных стыков — сложная многоступенчатая передача усилий.
Рассматривая зарубежный опыт широкого применения платформенных стыков, нужно обратить внимание на качественное отличие технологии выполнения узла от принятой в нашем строительстве. За рубежом плиты перекрытий укладывают не на раствор, а на специальные металлические подкладки. Заполнение нижнего шва раствором выполняется через вертикальный шов между плитами. Такое последующее заполнение шва делает его более однородным, ровным по толщине и соответственно более надежным, так как превращает узел в монолитный. Однако указанная технология значительно сложнее и темпы монтажа ниже, чем при нашей технологии.
Решение узла на выносных консолях (рис. 4.6, в) отвечает принципу контактных сопряжений элементов и в статическом отношении является оптималь-
6—959
73
ным — здесь достигаются условия для непосредственной передачи усилий с панели на панель и для наиболее надежного опирания перекрытий на несущие стены. Такое решение было принято в первом многоэтажном панельном доме с широким шагом поперечных стен — 12-этажном доме на Ленинградском проспекте.
Однако широкому применению стыков такого типа мешает усложненная крестообразная форма панелей. Такие панели могут быть выполнены только в кассетных машинах.
В связи с этим принципы, заложенные в решении рассматриваемого узла, получили дальнейшее развитие в виде контактно-гнездового стыка, где панели перекрытий опираются на консоли, выпущенные из самих панелей перекрытий. Для опирания «пальцев» перекрытий в стенах предусмотрены гнезда (рис. 4.6, г).
Основное достоинство этого решения— высокая надежность узлов благодаря четкой передаче усилий с панели на панель через растворный шов, который работает здесь как бетон, заключенный в обойме. По существу в этой конструкции узла достигается монолитное соединение сборных конструкций. В этом замоноличенном узле обеспечивается надежная звукоизоляция от проникания шума из смежных помещений. В зимних условиях могут применяться растворы с противоморозными добавками, а для более интенсивного роста прочности растворных швов в случае необходимости используются комбинированные методы—противоморозные добавки и прогрев.
Таким образом, в силу изложенных соображений, для крупнопанельных домов повышенной этажности при напряжениях в панелях более 0,5 /?пр бетона (при расчете на внецентренное сжатие от вертикальных и ветровых нагрузок) следует рекомендовать замоноличенные горизонтальные стыки между панелями с непосредственной передачей усилий с панели на панель.
Перспективным направлением может стать переход на «сухие» стыки с заме-74
ной растворных соединений упругими прокладками. Хотя растворный шов погашает все неточности изготовления панелей, неровности их поверхностей и при достаточной прочности раствора обеспечивает прочность узла, позволяющую наиболее полно использовать несущую способность панелей, но применение раствора, в частности, в платформенных стыках имеет и ряд существенных недостатков: двукратное расстилание раствора по верху стеновой панели под каждую опирающуюся на нее панель перекрытий, расстилание раствора по верху перекрытий под стеновую панель следующего этажа и удаление избытков раствора после установки каждого из элементов— процесс трудоемкий, сбивающий ритм монтажа здания; медленное нарастание прочности раствора (даже при применении противоморозных добавок) в зимнее время ограничивает темпы монтажа здания в зависимости от требуемой несущей способности узлов; неопределенность толщин горизонтальных швов нарушает точность монтажа, что создает дополнительные трудности и, главное, вносит неопределенность в работу узла; различные толщины слоя раствора по длине шва, неоднородность его консистенции и неизбежно возникающие усадочные трещины по границам шва не обеспечивают плотного примыкания элементов к раствору, что повышает звукопроводность узлов и снижает эксплуатационные качества панельных зданий.
Таким образом, применение в качестве основного вида соединения панельных конструкций растворных швов не отвечает ни индустриальным методам сборки, ни требованиям к качеству панельных зданий.
Возникла мысль заменить раствор в горизонтальных швах платформенных узлов несущих стен сухими прокладками, обладающими определенными прочностными и упругими свойствами и удовлетворяющими требованиям долговечности (рис. 4.9).
Особую сложность представляет здесь выбор материала прокладок, который обеспечивал бы требуемую проч-
ность и трещиностойкость узлов, имел толщину в пределах 5—6 мм, был конкурентоспособным по стоимости со швами из цементно-песчаной пасты.
Одной из основных предпосылок применения стыков на сухих упругих прокладках является обеспечение высокой
Рис. 4.9. Конструкция платформенного стыка с упругими прокладками
1 — панели поперечных стен;
2 — панели перекрытий; 3—упругая прокладка; 4—упругая прокладка или раствор
точности изготовления сборных элементов здания и гладкость их опорных поверхностей. Такие предпосылки сегодня становятся реальными: так, расчетные допуски на изделия при современных технологиях изготовления сборных железобетонных конструкций составляют по толщине 1—2 мм, по длине 3 мм.
Экспериментальные исследования, проведенные в ЦНИИСК, показали высокую несущую способность образцов с прокладками из асбестового картона. В качестве эталонных образцов испытывались узлы с растворными швами. Для определения критерия наименьшей прочности узла были испытаны образцы, собранные насухо без раствора и прокладок (испытания с прокладками из поролона, древесноволокнистой и древесностружечной плит представляли лишь теоретический интерес).
Средние величины напряжений в шве при появлении первой трещины (ffi,Tp) и разрушении (ffpa3p ) узла для каждой группы «близнецов» относительно к напряжению при первой трещине и разрушении эталонного образца со швом, заполненным прочным раствором (соответственно (Ттр.эт и ^разр.эт), приведены в табл. 4.7.
Испытания показали также, что абсолютные величины деформаций весьма малы.
Стыки с асбестоцементными прокладками были проверены в натурных условиях в 17-этажном панельном доме на
Таблица 4.7
Результаты испытаний платформенных узлов на «сухих» прокладках
Материал горизонтального шва а1,Тр а разр
СТ] ’ /о 1,тр.эт а ’ /о разр.эт
Раствор Опирание насухо без рас- 100 100
твора и прокладок . . Поролон толщи м oii 26,7 /5,5
16 мм Мягкая древесноволокнистая плита толщи- 29,1 78
пой 10 мм Древесностружечная пли- 128 126
та толщиной 6 мм . . Асбестовый картон тол- 146 137
щиной 6,5 мм .... 142 162
Смоленском бульваре и в девятиэтажном доме в районе Дмитровского шоссе. На основании этого эксперимента можно сделать вывод о целесообразности и перспективности общего направления дальнейших исследований стыков с сухими упругими прокладками.
Вместе с тем успех применения этой конструкции целиком зависит от выбора материала прокладок, которые должны обладать комплексом разнохарактерных свойств — прочностью, упругостью, долговечностью. Асбестовые прокладки из-за недостаточной упругости не обеспечивают необходимого уплотнения горизонтальных швов, что хотя и не влияет на прочностные показатели, но ухудшает звукоизоляционные качества ограждений.
По-видимому, перспективным может оказаться применение асбестовых прокладок в сочетании с клеящими составами типа эпоксидных смол и т. п.
* *
Обобщение опыта применения различных конструктивных решений несущих стен и узлов опирания перекрытий позволяет рекомендовать при создании новых типов зданий следующие конструкции.
Основным решением несущих стен по-прежнему будут оставаться плоские
6*
75
железобетонные панели. В целях повышения эксплуатационных звукоизолирующих качеств рекомендуется увеличить толщину панелей до 16 см, что одновременно позволит применять их для домов высотой 16—18 этажей.
В предстоящих поисках новых конструктивных решений панельных домов особое внимание должно быть обращено на обеспечение пространственной жесткости зданий путем создания развитых в плане поперечных стен либо объединения поперечных и продольных стен в общую пространственную систему с устройством конструктивно замоноличенных соединений. При этом наружные стены в домах высотой более 9 этажей должны рассматриваться как навесные не участвующие в статической работе по обеспечению жесткости зданий.
Основным типом узла опирания пере
крытий на несущие стены продолжает оставаться платформенный стык, но в новом его качестве — с применением тонких растворных швов на цементно-песчаных пастах и повышенной точностью изготовления опорных частей плит, что обеспечивает необходимую надежность такого соединения; платформенный стык может применяться при напряжениях до 0,5 Rnp бетона панелей. В зданиях повышенной этажности и при широком шаге несущих стен следует расширить применение контактных стыков, обеспечивающих монолитность и поэтому наибольшую надежность этого основного узла панельного дома.
Новое направление в конструировании стыков открывают безрастворные стыки на упругих прокладках, экспериментальные исследования которых должны быть продолжены.
Глава 5
КОНСТРУКЦИИ
МЕЖДУЭТАЖНЫХ ПЕРЕКРЫТИЙ
Междуэтажное перекрытие — одна из наиболее сложных и ответственных частей здания, требующая 20—25% общих затрат труда на постройке. Стоимость перекрытий с полами достигает 25—30% стоимости общестроительных работ. На перекрытия расходуется 20—25% стали и 20% бетона от общего расхода этих ма-_ териалов на все здание.
Выбор рациональной конструкции междуэтажного перекрытия существенно повышает технико-экономические качества крупнопанельного строительства.
В московском полносборном домостроении в зданиях с поперечными несущими стенами применялись два типа междуэтажных перекрытий (табл. 5.1):
1) в виде плоской железобетонной плиты толщиной 10—12 см, поверх которой в условиях постройки устраивается пол — линолеум по стяжке, укладываемой по звукоизоляционной засыпке; такая конструкция в течение многих лет использовалась в пятиэтажных панельных домах серии 1605 и до сих пор применяется как основная в наиболее массовой серии 1-464; разновидностью этой конструкции (в домах с узким шагом до 3,6 м) в последнее время является плоская железобетонная плита толщиной до 14 см, поверх которой уложен пол из линолеума на мягкой упругой основе;
2) в виде раздельной конструкции из двух прокатных железобетонных скорлуп, нижняя из которых несущая, а верхняя панель пола опирается на нижнюю через упругие прокладки; разновидность раздельной конструкции — перекрытие в виде нижней самонесущей железобетонной прокатной плиты потолка и верхней несущей ребристой плиты пола (такая конструкция применялась в пятиэтажных домах серии К-7).
В развитие раздельного типа перекрытия была предложена конструкция, выполняемая из двух материалов: несущая часть перекрытия — в виде усиленной часторебристой или плоской железо
бетонной плиты, панель пола — в виде гипсобетонной плиты, уложенной на упругих прокладках.
В домах с несущими продольными стенами с редко расставленными поперечными стенами (с пролетами более 6 м) применяются конструкции междуэтажных перекрытий из многопустотных настилов, поверх которых в условиях постройки укладывается подготовка под полы и сами полы. Настилы выполняются толщиной 22 см, шириной 80, 120, 160, 200 см. В последнее время наметилась тенденция к применению сплошных (плоских) предварительно напряженных железобетонных панелей толщиной 16 см, непосредственно по которым укладывают линолеум на мягкой, упругой основе.
Экспериментально исследуется возможность применения для междуэтажных перекрытий панелей из керамзитобетона объемным весом 1700—1800 кг!м?.
Поиски рациональной конструкции перекрытия осложняются тем, что, являясь комплексной конструкцией, перекрытие включает набор различных элементов — пол, звукоизолирующую прослойку, несущую часть и потолок, — каждый из которых должен удовлетворять разным, зачастую противоречивым требованиям.
Полы должны быть износостойкими, иметь достаточную твердость, ударную вязкость, влагостойкость, обладать хорошими декоративными свойствами, а также обеспечивать необходимые требования по теплоусвоению. Звукоизолирующая прослойка должна обеспечивать звукоизоляцию перекрытия от ударного и воздушного шума, быть биостойкой и не изменять своих свойств во времени. Несущая часть перекрытия должна удовлетворять требованиям прочности и жесткости при наименьшем расходе бетона и стали. К перекрытию в целом предъявляются требования огнестойкости, жесткости как в вертикальной, так и в горизонтальной плоскости, наибольшей заводской готовности, транспортно-монтажной сохранности и надежности монтажных стыков, экономичности.
Звукоизоляция перекрытий (одно из наиболее трудновыполнимых требований) обеспечивается двумя принципиально
77
Таблица 5.1
Технико-экономические показатели конструкций перекрытий для малых пролетов — до 3,2 я (на 1 я2 перекрытия)
Перекрытие Серия Вес Приведенная Расход материалов в кг Трудоемкость в чел.-днях Стон-
схема конструкция проекта в кг толщина бетона в см стали цемента заводская построечная общая мость в руб.
Акустически однородные перекрытия
12 3 4 . Плоская железобетонная плита толщиной 10 см, многослойный пол 1605 (1-464) 330 10 5,8 48,5 0,12 0,45 0,57 16,4
0,39 10,6
ь ц То же, толщиной 14 см, рулонный пол на упругой основе П-57 П-49 1605/9 350 14 5,1 48 0,15 0,21 0,16 0,36 13,6
6,4
1 1 3
Перекрытия раздельного типа
Комплексная панель из двух прокатных скорлуп П-32 270 10 8,7 70 0,24 0,21 0,45 15,8
0,16 6,4
Раздельная конструкция пола и потолка из железобетонных ребристых панелей К-7 280 12,7 9,9 76 0,22 0,32 0,16 0,54 14,3
6,4
Несущая конструкция в виде ребристой железобетонной плиты и пол в виде гипсобетоиной плиты Вариант П-32 270 6 11,5 58 0,2 0,22 0,16 0,42 16,5
6,4
Примечание. В числителе приведены суммарные данные на несущую часть перекрытия и пол, в знаменателе — только на пол.
Обозначения на рисунках: / — рулонный пол — линолеум, релин и т. п.; 2 — гипсобетонная плита; 3 — звукоизоляционная упругая прокладка; 4 — железобетонная плита; 5 —воздушный зазор и звукоизоляционная прокладка по контуру плиты; 6 — линолеум на упругой основе.
различными средствами: при акустически однородных конструкциях — собственным весом, который должен быть не ниже 350 кГ/м2-, в многослойных или раздельных (т. е. акустически неоднородных) конструкциях — сочетанием в перекрытии акустически разнородных слоев.
В первом случае энергия воздушного шума погашается массивностью несущей конструкции перекрытия. Ударный звук поглощается специальным покрытием пола из рулонного материала на упругой основе. Во втором случае при расчленении элементов перекрытия (плита пола и плита перекрытия либо плита перекрытия и плита потолка и т. п.) воздушный шум поглощается благодаря различным частотам свободных изгибных колебаний элементов перекрытия (при их разной массивности и жесткости) и звукопоглощающему влиянию воздушной и материальной прослойки между элементами перекрытия. Ударный звук в таких конструкциях поглощается звукоизоляционными прокладками между элементами перекрытия и основанием пола.
Серьезный недостаток перекрытия первого типа (см. табл. 5.1) —низкая заводская готовность, так как на заводе изготовляется только несущая часть перекрытия— железобетонная плита, а наиболее трудоемкий процесс устройства пола выполняется на строительной площадке вручную.
Из приведенных в табл. 5.1 техникоэкономических показателей видно, что перекрытия первого типа не только более трудоемки, но и дороги.
Вместе с тем недостаток раздельной конструкции перекрытия, состоящей из двух железобетонных прокатных скорлуп,— высокий расход стали (почти в 2 раза больше, чем на плоскую плиту) и более высокий расход цемента. Кроме того, часторебристые тонкостенные плиты перекрытия имели много трещин, вызванных повышенной усадкой песчаного бетона и повышенной деформативностью самих плит.
Как показали обследования, проведенные Моспроектом, НИИЖБ, НИИМосстроем, основными причинами появления большого количества трещин,
а также повышенной деформативности панелей была неотработанная технология их изготовления. Усадочные трещины возникали в результате применения песчаного бетона с большим расходом цемента, а также форсированного пропаривания изделий. Трещины появляются уже в процессе изготовления на стане из-за недостаточной жесткости формующей ленты, вследствие «жесткой» термической обработки бетона, а также при распалубке панелей. Исследования НИИЖБ выявили, что в таком цементно-песчаном бетоне, применяемом при формовании часторебристых панелей на вибропро-катном стане, значительно снижается модуль упругости; это приводит к повышенным деформациям плит перекрытия. Причем прогибы увеличиваются во времени вследствие развития деформаций ползучести, которые для цементно-песчаных бетонов оказались почти в 2 раза выше, чем для обычных бетонов. В результате в ряде случаев прогибы потолочных плит достигали 20—30 мм.
Натурные исследования более 30 перекрытий такого типа в разных домах показали неудовлетворительные звукоизоляционные качества этой раздельной конструкции. Средние показатели звукоизоляции перекрытий в трех обследованных домах составляли: от воздушного шума —7 дб и —6 дб против допускаемого СНиП (глава II-B.6-62) Ев= — 1 дб, а от ударного звука —4 дб, —3 дб, и —1 дб против допускаемого нормами Еу =0 дб. Ухудшение звукоизоляции перекрытий в процессе эксплуатации происходит вследствие образования в них и развития с течением времени трещин. Кроме того, малая ширина опорной части верхней скорлупы (60 мм) вызывает перегрузку прокладок из древесноволокнистых плит, что приводит к потере ими упругих свойств и также снижает звукоизоляцию перекрытий. Сложная в производстве конструкция примыкания верхней скорлупы к стенам приводит к тому, что на постройке происходит замоноли-чивание акустического шва (зазор 25 мм между верхней скорлупой и панелью стены, который должен заполняться в построечных условиях изоляционной дре
79
весноволокнистой плитой); появление жестких мостиков значительно снижает звукоизоляцию перекрытий и приводит к распространению шумов по зданию.
Таким образом, технико-экономические исследования, результаты испытаний и опыт эксплуатации показывают, что раздельные перекрытия, применяемые в домах серий П-32 и П-35, в дальнейшем, не могут быть рекомендованы для строительства из-за большой деформатив-ности, малой трещиностойкости, неблагоприятных соотношений жесткостей скорлуп, способствующих появлению резонансных колебаний и снижению звукоизоляции.
В связи с этим значительный интерес представила конструкция междуэтажного перекрытия в виде плоской железобетонной плиты толщиной 14 см с наклейкой непосредственно по плите линолеума на упругой основе. Звукоизоляция от воздушного шума обеспечивается самой железобетонной плитой, вес которой 350 кГ/м? погашает энергию воздушного шума; энергия ударного звука погашается упругим слоем рулонного ковра — линолеума на мягкой основе. Перекрытие этого типа является наиболее индустриальным из всех известных конструкций; значительно сокращает трудовые затраты на строительстве. Стоимость такого перекрытия также оказывается сравнительно невысокой (см. табл. 5.1). Панели перекрытий можно изготовлять на прокатных станах либо в кассетных установках, либо на конвейерных линиях, получая точные размеры и гладкие поверхности, на которые без всякой подготовки наклеивается звукоизоляционный линолеум.
Проведенное сопоставление расхода цемента и стали в плоских плитах толщиной 14 см и ребристых показывает, что применение плоских плит и в этом отношении является предпочтительным. Применение плоских перекрытий позволяет уменьшить высоту этажа с 2,85 до 2,7 м (что составляет до 1,5% общей стоимости строительства) и соответственно снизить расход стали и цемента на вертикальные элементы (в связи с уменьшением их высоты) .
80
Приведенные соображения дали основание для применения этой конструкции перекрытия во всех новых сериях крупнопанельных домов с узким шагом поперечных стен — в 9- и 12-этажных домах серий П-57, П-49 и 1605, а также в экспериментальных 17- и 25-этажных домах аналогичной конструктивной схемы.
В целях определения звукоизолирующих качеств акустически однородных перекрытий такого типа МНИИТЭП и ЦНИИЭП жилища были проведены замеры в домах из вибропрокатных конструкций и в домах с внутренними стенами и перекрытиями из тонкостенных конструкций раздельного типа серии К-7-3 (табл. 5.2).
Таблица 5.2
Результаты измерения звукоизоляционных качеств перекрытий
Тип дома
Серии К-7-3, Медведково . . .
Из вибропрокатных конструкций, пр. Ольминского .
То же, ул. Чкалова ............
То же, проспект Мира.............
Как видно из табл. 5.2, перекрытия, звукоизоляция которых от воздушного шума в лабораторных условиях соответствует нормативным требованиям, в реальных условиях в ряде случаев оказались неудовлетворительными. Одна из причин — в интенсивной передаче шума косвенными путями по примыкающим стенам. Наихудшая изоляция оказалась у перекрытий, опирающихся на тонкие балки-стенки в домах серии К-7-3, наилучшая— при опирании на стены толщиной 16 см в доме на проспекте Мира. Увеличение жесткости и массы стен уменьшает прохождение звука. В связи с этим необходим выбор параметров акусти
чески однородного перекрытия с учетом конкретных конструктивных особенностей здания.
В целях определения влияния толщины плиты перекрытия на звукоизоляционные качества ЦНИИЭП жилища были испытаны перекрытия с панелями толщиной 14, 16 и 18 см и двухслойным звукоизолирующим линолеумом на войлочной основе.
Испытания показали, что применение звукоизолирующего линолеума, обеспечивая изоляцию от ударного звука, приводит к ухудшению показателя звукоизоляции от воздушного звука на 1—2 дб за счет провалов на средних частотах, вызванных резонансными явлениями в двухслойном покрытии пола, которое может рассматриваться как система масса — пружина с частотой собственных колебаний 400—800 гц. Для обеспечения новых нормативных требований по изоляции от воздушного шума (Ев=0 дб) толщина сплошной панели с полом из звукоизолирующего линолеума должна быть: 18 см при толщине несущих стен 14 см; 16 см при толщине стен 16 см; 14 см при толщине стен 18 см и более.
В связи с этим для строительства будущих лет принята и закладывается в каталог унифицированных изделий толщина плит перекрытий 16 см — единая для узкого и широкого шага панельных домов, что отвечает в наибольшей мере принципам унификации, так как при этом удается получить единые вертикальные элементы, с которыми сопрягаются плиты перекрытия, во всех схемах панельных домов — с узким шагом, широким шагом и со смешанными шагами. В последнем случае благодаря единой толщине плит перекрытий значительно упрощается опирание на несущие стены плит смежных пролетов — широкого и узкого.
Увеличение толщины плит пролетом до 3,6 л; с 14 до 16 см позволит также получить некоторую экономию арматуры —• порядка 10—15%.
Оценивая результаты испытаний и практику применения акустически однородных перекрытий, нужно сказать, что изоляция от воздушного шума перекрытий из сплошных железобетонных плит
может быть обеспечена только при правильном конструктивном решении узлов примыкания к другим конструкциям — монтаже по слою раствора, с заводкой плит перекрытий в наружную стену И т. д.
В целях улучшения звукоизоляции основные усилия следует направлять на ликвидацию косвенных путей проникания воздушного шума, в частности на обеспечение надежной защиты каналов для электропроводки и прежде всего сквозных проходов через перегородки (для этого необходимо создать специальные детали — электрокоробки), а также на изоляцию стояков отопления и проходов труб через перегородки.
Резонансные явления, ухудшающие звукоизоляционные качества такой конструкции от воздушного шума, могут быть в значительной мере исключены улучшением качества линолеума на упругой основе. В связи с этим на предприятиях промышленности строительных материалов Москвы осваивается выпуск различных видов синтетических ковров, обладающих необходимыми упругими свойствами. Наряду с коврами на войлочной основе освоены ковры на губчатой основе, ворсистые ковры. Испытания показали, что наименьшую остаточную деформацию (0,03%) при нагрузке 0,35 кГ^см2 имеют образцы теплого линолеума на поливинилхлоридной пористой основе.
Наши исследования показали, что для перекрытий больших пролетов (6 м и более) из двух применяемых решений — в виде многопустотных настилов и в виде плоских предварительно напряженных панелей — наиболее перспективно последнее.
Значительное влияние на экономичность такой конструкции оказывает определение оптимальной толщины панели, которая должна быть продиктована критериями наименьшей стоимости и расхода стали. Проведенные нами сравнительные расчеты показали, что оптимальной, с позиций указанных требований, при пролете 6 м является железобетонная плита толщиной 16 см или керамзитобетонная плита толщиной 18 см.
81
Плоская панель толщиной 16 см с уложенным по ней ковром на упругой основе в наибольшей мере отвечает требованиям индустриализации и обладает наименьшей трудоемкостью (табл. 5.3).
При использовании многопустотных настилов все работы по устройству подготовки под полы и самих полов — укладку звукоизоляционного насыпного слоя, стяжки, настилку паркета — приходится выполнять на месте строительства. Попытки повысить индустриальность, конструкции перекрытий из настилов являются в значительной мере паллиативными. Для обеспечения необходимой звукоизоляции от воздушного шума приведенную толщину бетона настилов надо увеличить с 10 см минимум до 14 см (т. е. достичь веса 1 м2 перекрытия^ 350 кГ). Освоение таких настилов требует серьезного переоборудования производства.
Серьезный недостаток многопустотных настилов, ограничивающий возможность их применения в многоэтажных зданиях, — пониженная несущая способность торцовых частей, которые, будучи заделанными в несущие стены, должны воспринимать высокие усилия сжатия, действующие в этих стенах. Испытания показали, что обычные типы настилов могут быть использованы при напряжениях в стенах не более 30 кГ/см2. Для применения настилов в крупноблочных домах высотой 9 этажей и выше, а также в девятиэтажных панельных домах, где напряжения в несущих стенах превышают указанные пределы, были разработаны и освоены конструкции настилов с одним усиленным торцом, что дало возможность применять их в условиях более высоких напряжений в несущих стенах — до 100 кГ/см2. Другой торец настила может быть усилен либо путем увеличения толщины ребер за счет сокращения диаметра пуансонов (что ведет к неоправданному увеличению расхода бетона и соответственно стали), либо путем усиления армирования ребер близ торца поперечными стержнями. В этом случае торцовая часть настила может воспринимать напряжение в стене до 45—50 кГ/см2.
Возможно применение раздельной конструкции перекрытия, в которой в качестве панели пола наиболее целесообразно использовать гипсобетонную плиту размером на комнату. Недостаток такого решения кроме повышенной стоимости (см. табл. 5.3) —большая многотип-ность панелей пола. Унификация этих панелей связана с необходимостью более жесткого размещения поперечных межквартирных и межкомнатных перегородок, что по существу ликвидирует все преимущества схемы с широким шагом несущих стен.
Широкие перспективы открывает применение панелей из керамзитобетона. Такое решение позволит облегчить собственный вес изделий, уменьшить расход арматуры, а также получить дополнительную экономию материалов на вертикальных несущих элементах благодаря уменьшению нагрузки от перекрытий.
Важным положительным качеством керамзитобетонных панелей являются лучшие показатели теплоусвоения поверхности, что при укладке линолеума на мягкой основе позволит получить более теплый пол. Предпосылками для использования керамзитобетона в панелях перекрытий служат широкие возможности московской промышленности по выпуску «тяжелого» керамзитового гравия объемным весом 600—800 кг/м2, который нецелесообразно использовать для панелей наружных стен. Конструирование и расчет предварительно напряженных керамзитобетонных панелей не отличается от обычных железобетонных.
Расчет деформаций (прогибов) изгибаемых предварительно напряженных керамзитобетонных конструкций, работающих как в первой, так и во второй стадии напряженно деформированного состояния при кратковременном действии нагрузки, может производиться по формулам СНиП П-В. 1-62, как для аналогичных элементов из обычного бетона.
Марку бетона для керамзитобетонных панелей рекомендуется принимать не ниже 200, что одновременно обеспечивает достаточную несущую способность опорных частей панелей, заделываемых в несущие сильнонапряженные стены.
82
Таблица 5.3
Технико-экономические показатели конструкций перекрытий для больших пролетов — 6 м (на 1 м2 перекрытия)
Тип покрытий Схема Вес в кг Конструктивная толщина (вместе с полом) в см Приведенная толщина бетона в см Расход материалов в кг Трудоемкость в чел.-днях Стоимость в руб.
S ч со GJ О S sf 2 заводская пост-: роеч-ная общая
Плоская железобетонная предварительно напряженная панель толщиной 16 см, рулонный пол на упругой основе 400 17 16 11 77,2 0,22 0,21 0,43 16,6
Плоская керамзитобетонная предварительно напряженная панель толщиной 18 см, рулонный пол на упругой основе м 325 19 18 9,5 78 0,24 0,21 0,45 18
Многопустотный настил (22 см), многослойный пол, выполняемый на постройке (линолеум; цементная стяжка 3 с.ц; песок 5 см) iiiiiiiiii ||гттттттт7хпз71 420 30—32 10 6,1 59 0,2 0,47 0,67 21,3
Многопустотный настил с увеличенной толщиной бетона (22 см), рулонный пол на упругой основе 350 23—25 14 6,9 67 0,26 0,21 0,47 17
Раздельный тип — многопустотный настил и пол в виде гипсобетонной плиты (линолеум; гнпсо-бетонная плита 6 см; упругие прокладки) 350 30—32 10 6,1 76 0,28 0,3 0,58 22,5
В зданиях повышенной этажности в соответствии с противопожарными требованиями необходимо повышение огнестойкости перекрытий. Основной мерой служит увеличение толщины защитного
слоя арматуры. При этом резко сокращается плечо внутренней пары сил, особенно в длинномерных предварительно напряженных панелях, так как в них применяются для растянутой арматуры
83
сорта сталей, требующие для обеспечения 1,5-часового предела огнестойкости толщин защитных слоев 30—35 мм. В конструкциях, армированных сварными сетками, толщина слоя принимается 20 мм.
В результате расход стали на армирование перекрытий пролетом около 3 м возрастает на 15—20%, а на армирование перекрытий пролетом около 6 м из предварительно напряженных настилов (сплошных или многопустотных) — почти вдвое (с 6 до 10 кг/м2) по сравнению с расходом стали на армирование перекрытий в пятиэтажных зданиях. К сожалению, необходимость увеличения предела огнестойкости перекрытий вдвое при изменении этажности научно не обоснована, а снижение экономичности конструкций при этом весьма значительно.
В связи с этим серьезную задачу представляет снижение расхода стали на плиты перекрытий. Один из таких путей — применение сеток с укороченными стержнями, что обеспечивает экономию стали в перекрытиях 14—15%.
В целях снижения расхода конструктивной арматуры, необходимой для обеспечения сохранности плит во время распалубки и монтажа, рекомендуется предусматривать строповку панелей перекрытий, опирающихся по контуру или на две длинные стороны, за шесть петель, а панелей, опирающихся на две короткие стороны, — за четыре петли. При этом подъемные петли следует располагать таким образом, чтобы не требовалось армирования верхней зоны панелей на усилия, возникающие при транспортировании и монтаже. Подъем панелей может производиться с помощью траверс, обеспечивающих вертикальное направление подъемных строп. Диаметры стержней монтажных петель следует принимать: при весе панелей до 3,5 т — 12 мм, от 3,5 до 5 т — 14 мм.
В сплошных плоских плитах легко могут быть образованы всевозможные
отверстия для пропуска вентиляционных каналов, санитарно-технических трубопроводов и т. п. При компоновке санитарно-технических узлов необходимо стремиться располагать вентиляционные каналы вдоль рабочего пролета плиты.
В зданиях повышенной этажности должна быть обеспечена жесткость диска перекрытия не только в вертикальном, но и в горизонтальном направлении. Соединения плоских предварительно напряженных панелей между собой во избежание возможных разных деформаций (вследствие достаточно высокой гибкости тонких длинномерных панелей и различной величины фактического напряжения арматуры) наиболее целесообразно выполнять сварными с последующим за-моноличиванием продольного шва между панелями бетоном на мелком щебне марки 150—200. При этом практически исключается взаимная подвижка панелей.
В панельных домах повышенной этажности изменяется роль перекрытия в статической работе здания. В этом случае, учитывая разную и зачастую сильно отличающуюся жесткость поперечных стен, особенно при редко расположенных диафрагмах жесткости, перекрытия должны распределять ветровые нагрузки на поперечные и продольные несущие стены. Таким образом, перекрытие в статическом отношении становится горизонтальной балкой на упруго-податливых опорах, которыми в этом случае являются поперечные стены. Для этого панели перекрытий и соединения между ними должны обладать необходимой прочностью на восприятие горизонтальных усилий, возникающих в перекрытии от ветровых нагрузок. В частности, панели перекрытий над опорами должны соединяться металлическими связями.
При применении настилов это соединение выполняется с помощью специальных арматурных каркасов в швах между настилами.
84
Глава 6
КОНСТРУКЦИИ НАРУЖНЫХ СТЕН И ИХ СОЕДИНЕНИЙ
От правильного выбора конструкции панелей наружных стен в первую очередь зависят эксплуатационные качества жилого дома. Удельный вес наружных стен в общем объеме работ по сооружению крупнопанельного дома весьма значителен и составляет 20—25% по стоимости и 15—20% по трудоемкости.
Как показала практика панельного домостроения последних лет, наименее изучены вопросы теплоизоляции, водонепроницаемости и долговечности наружных стен. Не оправдал себя подход к проектированию наружных стен, при котором их конструкция определялась только по морозостойкости стенового материала и минимальному сопротивлению теплопередаче, необходимому лишь для того, чтобы предотвратить промерзание стены. При таком методе не учитывался весь комплекс сложных явлений, связанных с действительной работой панельных наружных стен. Для обеспечения требуемых эксплуатационных качеств наружных стен впоследствии стали учитывать влияние температурных и усадочных воздействий, начальной влажности материала стен, увлажнения и обмятая уплотнителей при формовании, изменений физических параметров во времени и т. п.
В практике московского строительства получили применение две конструктивные разновидности панелей наружных стен — однослойные, в основном керамзитобетонные, и многослойные железобетонные с утеплителями из пеностекла, .цементного фибролита, минераловатных плит и др.
1. Однослойные панели
Основным типом однослойной панели в московском полносборном строительстве служит панель из керамзитобетона (рис. 6.1). Преимущества однослойной конструкции в ее технологичности — воз
можности изготовления механизированным способом с минимальным использованием ручного труда. С технологической точки зрения керамзитобетон обладает качествами, особенно важными при массовом производстве: легкостью механизированного формования, быстротой твердения, его можно применять для изготовления изделий конвейерным или другим поточным способом. По расходу стали, по стоимости, а также по трудоемкости однослойная керамзитобетонная панель выгоднее, чем многослойная (табл. 6.1).
Керамзитобетон как материал для однослойной конструкции является оптимальным, так как обладает лучшими сочетаниями показателей прочности и веса, т. е. имеет наименьший объемный вес при заданной прочности (при легком керамзите). В настоящее время керамзитовый гравий считается основным и лучшим по качеству искусственным пористым заполнителем.
Толщина наружных стен из керамзитобетона практически равна толщине стен из ячеистых бетонов и близка к толщине трехслойных железобетонных панелей с эффективным утеплителем. По сравнению с панелями из ячеистого бетона керамзитобетонные панели имеют меньшую усадку, большую трещиностой-кость, просты в изготовлении (без автоклавов) .
В теплотехническом отношении однослойная конструкция выгодно отличается от многослойной отсутствием теплопроводных включений в виде железобетонных ребер, что определяет лучший по сравнению с многослойными панелями температурно-влажностный режим.
Необходимая прочность и трещино-стойкость панелей обеспечивается прежде всего правильным выбором материала (по марке бетона и морозостойкости), а также системы армирования.
Однослойные панели в московском строительстве выполняются из керамзитобетона марки 50—75. Такая прочность, определяемая физико-механическими показателями керамзитового гравия, получаемого из подмосковных глин, достаточна для выполнения несущих наружных
85
Таблица 6.1
Технико-экономические показатели конструкций наружных стен (на 1 я? панелей за вычетом проема)
Серия дома Конструкция наружных стен Толщина в см Вес в кг Приведенное сопротивление теплопередаче в м--ч-град/ккал 1 Расход материалов Трудоемкость на заводе в чел.-днях Стоимость в руб.
стали в кг цемента марки 500 в кг
П-49Д Многослойная с утеплителем из плит фибролита 25 270 1,4 6,8 64 0,55 11,9
П-35 Трехслойная из двух прокатных скорлуп с утеплителем из минераловатных плит .... 26 240 1,8 7,5 75 0,5 15,9
П-49П Однослойная из керамзитобетона объемным весом 1000 кг/м3 34 340 1,14 6,6 75 0,37 11,6
П-57 То же, 950 кг/м3 32 300 1,16 6,2 74 0,35 11,2
1-515/9 » 1200 кг/м? 40 480 1,2 8,7 106 0,55 12,8
Примечание. Показатели взяты по рабочим чертежам.
Рис. 6.1. Керамзитобетонная панель
1 — керамзитобетои 7=1000 кг/м3; 2 —растворный слой толщиной 30 мм; 3 — арматурные каркасы; 4— подъемная петля
стен толщиной 32—34 см в домах высотой до 9 этажей, а самонесущих — в домах до 12 этажей.
Исследования выявили неравномерность структуры керамзитобетона по плоскости и поперечным сечениям панелей. Так, например, испытания призм, выпиленных из стеновых панелей, после
исследования прочности панели в целом показали дву-трехкратный разброс прочности бетона одного и того же изделия.
Легкобетонные смеси труднее поддаются уплотнению, более подвержены расслоению. Дело в том, что при уплотнении легкобетонных смесей вибрированием возникающие инерционные силы оказываются недостаточными для полного преодоления сравнительно больших сил внутреннего трения, обусловленных шероховатой и развитой поверхностью заполнителей. В результате, как показали исследования ВНИИЖе-лезобетона, при вибрировании легкобетонных сме
сей^недоуплотнение бетона может достигнуть 15% и более; при этом недоуплотне-ние керамзитобетона всего на 5% снижает его прочность при сжатии на 25%, а недоуплотнение на 10% —до 50%.
Однако систематическое изучение распределения прочности и плотности керамзитобетона в панели показало, что
86
неравномерность структуры материала не приводит к падению прочности изделия ниже того минимума несущей способности, который необходим для несущих стен девятиэтажных домов. Несущая способность керамзитобетонных панелей по результатам систематической проверки изделий на испытательных стендах домостроительных предприятий превышает в 2—3 раза расчетную.
Влияние неравномерности структуры бетона на сохранность арматуры может быть в значительной степени нейтрализовано применением бетонов плотной структуры при полном заполнении раствором межзернового пространства и надежном обволакивании арматуры цементным тестом. Это требование обеспечивается при содержании в бетонной смеси цемента с тонкодисперсной частью песка не менее 250 кг/м3 и расходе цемента марки 400 не менее 200 кг/м3.
Наиболее рациональная система армирования керамзитобетонных панелей — пространственными сварными каркасами из стержней диаметром 6—8 мм и хомутов 4 мм. Стержни должны располагаться по контуру панели и проемов (см. рис. 6.1). Площадь сечения конструктивной арматуры у каждой грани вертикального и горизонтального сечения панели должна быть не менее 0,3 см2!пог. м. Во избежание недопустимого раскрытия трещин во входящих углах проемов арматуру горизонтальных каркасов, обрамляющих проем, нужно заводить за его грани по всей ширине панели, а участки панели, примыкающие к углам проемов, усиливать сетками из тонкой проволоки с ячейкой не более 50x50 мм.
Поскольку коррозия арматуры может возникнуть под воздействием как атмосферной, так и сконденсированной влаги, проникшей из помещения, в наружной стене должна быть обеспечена надежная защита арматуры от воздействия обоих видов увлажнения. Снаружи защитным слоем служит отделочный слой из цементного раствора толщиной не менее 20—25 мм с гидрофобизующей поверхностно-активной добавкой мылонафта (0,12—0,2% расхода цемента), кото
рая вдвое увеличивает сопротивление отделочного слоя водопроницанию, или из керамической либо другой облицовки по слою раствора, которая получает в последнее время самое широкое применение (см. ниже).
При толщине отделочного слоя более 20 мм и раскрытии трещин на фасаде до 0,2 мм арматура не подвергается коррозии. При защитных слоях меньших толщин (5—15 мм) коррозия арматурных стержней наблюдается даже при раскрытии трещин менее 0,1 мм.
При надежных водоизоляционных слоях высокая начальная влажность (15—20% по весу) керамзитобетона стен падает до 4—6% в течение первых лет эксплуатации. Эти показатели меньше значений «критической влажности», при которой может развиваться коррозия арматуры под воздействием конденсирую-, щейся влаги. С внутренней стороны керамзитобетонных панелей должен быть создан слой из плотного цементного раствора толщиной 25—30 мм.
2. Многослойные панели
Многослойные панели (рис. 6.2) имеют достаточно высокую несущую способность; это расширяет область их применения для сильно нагруженных стен; рабочая арматура панелей, располагаемая в слое тяжелого бетона, надежно защищена от коррозии.
Недостаток многослойных панелей по сравнению с однослойными — повышенная сложность и трудоемкость изготовления, в процессе которого в форму должны быть уложены три различных материала — тяжелый бетон на нижнюю и верхнюю плиты, утеплитель в середину панели и легкий бетон в ребра, соединяющие железобетонные плиты. Для того чтобы обеспечить требуемые эксплуатационные качества панелей, все эти материалы должны быть уложены с точным соблюдением проектных размеров. Отклонения от требований проекта и технических условий, которые допускались в натуре, приводили к резкому снижению теплотехнических качеств стен.
Недостаточная технологичность мно
87
гослойных панелей определяется главным образом тем, что их изготовление практически не поддается механизации.
В многослойных панелях наблюдалась коррозия арматурных стержней в зоне сопряжения бетонов различного состава (такая конструкция применялась в пятиэтажных домах серии 1605). Это
Это позволяет выполнить ребра из обычного, а не из легкого бетона и получить трехслойную панель нового качества, из которой исключен третий материал — легкий бетон. В такой конструкции значительно улучшились теплотехнические качества и температурно-влажностный режим, так как со стороны
Рис. 6.2. Многослойная железобетонная панель
2 —наружный бетонный слой; 2—внутренний утолщенный бетонный слой; 3 — соединительные бетонные ребра; 4 —арматурная сетка; 5—арматурные каркасы; 6 — подъемные петли
юо. so 100
определяет недопустимость дальнейшего применения сопряжений железобетонных слоев в трехслойных стенах с помощью монолитных ребер из легкого бетона.
Рациональная конструкция трехслойной панели — с увеличенной толщиной внутреннего бетонного слоя до 8—10 см (вместо ранее применяемого 4—5 см). Исследования и расчеты показали, что в этом случае утолщенный бетонный слой становится «тепловым насосом», ко торый как бы нагнетает тепло из помещения внутрь панели, перемещая точку росы в сторону наружной части панели, в результате чего соединительные бетонные ребра оказываются всегда в зоне положительных температур.
88
помещения создан плотный паронепроницаемый слой.
При конструировании таких панелей необходимо учитывать работу соединительных ребер на изгиб из плоскости под воздействием переменных температур, чтобы предупредить образование трещин.
Толщина наружного слоя трехслойной панели (включая отделочный слой) должна быть не менее 60 мм. Наружный слой следует армировать сварной сеткой с ячейкой 100X100 мм. Толщину внутреннего бетонного слоя наиболее правильно принимать 100 мм (в тех случаях, когда по расчету не требуется большей толщины). Армирование внутреннего
несущего слоя должно быть двусторонним из арматурных каркасов (см. рис. 6.2). Площадь сечения конструктивной вертикальной арматуры в простенках и горизонтальной арматуры в перемычках панелей должна составлять не менее 1 см2 у каждой грани сечений простенка и перемычки.
Толщину соединительных ребер следует принимать не менее 40 мм, а расстояние между ребрами — не более 1200 мм.
Целесообразным решением трехслойной панели представляется конструкция с гибкими связями из нержавеющей стали с точки зрения как долговечности, так и распределения температурных деформаций в конструкции и однородности теплоизоляции и ограждения. Расход нержавеющей стали будет составлять при этом около 1 т на 1000 м2 жилой площади. Переход от жестких железобетонных связей к гибким существенно уменьшает участие внешнего бетонного слоя в работе внутреннего слоя. Такая конструкция особенно целесообразна для несущих панелей, так как в ней создаются условия для самостоятельной деформации внутреннего несущего и наружного ненесуще-го слоя.
Применению панелей с гибкими связями, получившими значительное распространение в практике зарубежного крупнопанельного строительства, препятствует пока дефицит нержавеющей стали, из которой должны в этом случае выполняться гибкие связи.
Для обеспечения атмосфероустойчи-вости и долговечности наружных панелей морозостойкость бетона должна быть не ниже Мрз 25, а наружного отделочного слоя бетона не менее Мрз 35. Морозостойкость бетона и наружного отделочного слоя цокольных панелей следует принимать не ниже Мрз 35.
Однако важнейшая задача при проектировании наружных стен крупнопанельных домов не обеспечение прочности и несущей способности, а создание необходимых теплотехнических качеств.
3. Особенности действительной работы панелей наружных стен
В результате натурных обследований керамзитобетонных панелей, проведенных научно-исследовательскими и проектными организациями — ЦНИИСК, МНИИТЭП, НИИМосстроем, Моспроек-том и др., установлено, что наиболее распространенным дефектом в домах массовых серий является повышенное трещинообразование наружного слоя панели. Наблюдается часто раскрытие трещин до 0,2—0,3 мм.
Исследования действительной работы наружных стен показали, что они испытывают постоянные как обратимые, так и необратимые деформации. Обратимые деформации вызываются колебаниями температуры и изменением влажностного режима, и вследствие этого панели и стыки между ними находятся в постоянном движении, испытывая деформации растяжения и сжатия (рис. 6.3). При этом раскрытие трещин в вертикальных стыках достигает значительных величин — порядка 1—2 мм, а в наружном слое панелей, при повышенной жесткости стыков,— до 0,3 мм. Температурные деформации имеют развитие по высоте здания и достигают максимума в верхних этажах.
Так, измерения температурных деформаций наружных стен одного из панельных домов серии 1-515 показали, что при наружной температуре —18° С общая длина стены в верхнем этаже уменьшалась на 6,5 мм, а при температуре +22° С стена удлинилась на 2 мм. Таким образом, при разнице наружных температур в 40° длина стены изменилась на 8,5 мм.
В то же время отмечались деформации изгиба панелей из плоскости. При понижении наружной температуры панель изгибается из плоскости, концы панели поворачиваются, в результате чего раскрываются швы между наружными гранями. Этому препятствуют поперечные связи. Так как средняя часть панели жестко опирается на перекрытие, в связях возникают усилия растяжения (см. главу 8). При температуре —18°
89
Рис. 6.3. Температурные деформации наружных стен из керамзитобетонных панелей
а — схема фасада; б — график раскрытия вертикальных стыков по высоте здания при изменении наружной температуры; в —график раскрытия вертикальных стыков в зависимости от изменений наружной температуры во времени; г —график сдвигов вертикальных стыков при изменении наружной температуры; д — температурные деформации панели из плоскости
шов между панелями с наружной сторо-ны увеличился на 1 мм.
Фундаменты здания практически не испытывают температурных деформаций вследствие стабильности температур в грунте, поэтому длина стены на границе с фундаментами почти не изменяется. В результате, панели, особенно вблизи к торцам здания, испытывают значительный перекос.
Необратимые деформации вызываются усадкой и ползучестью материала самих панелей, а также неравномерной осадкой зданий; эти деформации приводят к развитию в панелях растягивающих или сжимающих усилий. Наиболее действенная мера борьбы с деформациями— повышение общей пространственной жесткости панельного дома и, как важнейшая мера, — создание конструктивно замоноличенных стыков, равнопрочных сечению панелей.
Вследствие местной концентрации напряжений во входящих углах проемов
90
возникают характерные косые трещины (в тех случаях, когда при армировании панелей не учитывается характер этого явления).
Рассмотрим основные особенности температурно-влажностного состояния панельных стен.
Характерное снижение фактического сопротивления теплопередаче на 10— 20% против проектного происходит вследствие того, что при проектировании не учитываются две технологические особенности: повышенная производственная влажность изделий и неоднородность материала по объемному весу.
Фактические значения влажности в первые годы эксплуатации превышают нормативные на 15—20%, поскольку начальная влажность стенового материала существенно выше равновесной; соответственно заниженным оказывается и фактическое сопротивление теплопередаче. Скорость снижения влажности материала стен до равновесных значений зависит от структуры материала и технологии производства панелей, определяющих их начальную влажность, а также от надежности водоизоляции наружной поверхности и стыков.
В керамзитобетонных стенах, имеющих начальную весовую влажность 15%, а часто и более, при водонепроницаемой поверхности и при удовлетворительной заделке стыков высыхание происходит интенсивно: влажность бетона достигает равновесных значений (4—6%) через 2— 3 года эксплуатации.
Однако надежная водоизоляция может быть обеспечена только в тех случаях, когда плотный растворный слой не только расположен со стороны фасадной поверхности стен, но и переходит на оконные и дверные откосы и на наружную зону торцов панелей, а также при надежной герметизации мест примыканий деревянных коробок к бетону панелей.
При недостаточной плотности (или толщине) отделочных слоев и плохой заделке стыков начальная влажность бетона не снижается из-за поглощения поверхностью панели атмосферной влаги. Так, натурными исследованиями зафик
сированы повышенные значения средней влажности (10—13%) керамзитобетонных стен ряда зданий серии 1-515 через 4—5 лет эксплуатации.
Объемный вес керамзитобетона в панелях зачастую превышает нормативную величину (в сухом состоянии) на 5— 10%,достигая 1000/сг/.и3 вместо900/сг/.и3. При этом объемный вес керамзитобетонных панелей, изготовленных методом, вибропроката, изменяется и по толщине панелей. Увеличение плотности идет от внутренней поверхности панели к наружной. Разница в объемных весах превышает 200 кг, или 20%, при нормативном допуске 7%*.
По теплотехническим свойствам конструкции многослойных панелей существенно отличаются от однослойных. Для слоистых стен характерна резкая нестабильность фактических значений сопротивления теплопередаче и значительно большее число случаев выпадения конденсата на внутренней поверхности стен. Фактические значения сопротивления теплопередаче слоистых стен обычно превышают в 1,5—2 раза требуемые. Образование конденсата и промерзание на участках внутренней поверхности стен против мест расположения теплопроводных включений отмечаются в стенах с общим сопротивлением теплопередаче, превышающим требуемое (иногда в 1,5 раза). Сопротивление теплопередаче по плоскости панели, утепленной минераловатными плитами на фенольной связке, изменяется
* Практика изготовления керамзитобетонных панелей на вибропрокатных станах выявила серьезные недостатки этой технологии применительно к керамзитобетонным конструкциям: панели имеют большой разброс прочности и плотности бетона по толщине, повышенное трещинообразование при изготовлении, трудно выполнять необходимые противодождевые барьеры в стыках, наружный фактурный слой обладает недостаточной плотностью, особенно на оконных откосах и по торцам панели (следствием чего являются протекание панелей и большое количество сколов бетона по контуру панели); при этой технологии исключается возможность использования для отделки облицовочных материалов.
В связи с этими недостатками представляется нецелесообразным использовать технологию вибропроката для изготовления керамзитобетонных наружных панелей.
91
в пределах 35% как из-за колебаний толщины утепляющего слоя, которое достигает 30%, так и из-за падения его теплозащитной способности вследствие увлажнения при формовании.
Большое влияние на ухудшение теплотехнических качеств оказывает произвольное утолщение соединительных бетонных ребер, особенно в панелях с мягким утеплителем, поскольку опалубкой при формовании ребер служат рыхлые плиты утеплителя. Значительное улучшение дает применение жесткого утеплителя, например: пеностекла или цементнофибролитовых плит, а также решение панелей с утолщенным внутренним бетонным слоем. При этом сопротивление теплопередаче между ребрами должно быть не менее 1,5 ккал!м2-ч- град. Благодаря высокой теплоемкости внутреннего утолщенного бетонного слоя влияние теплопроводных включений на распределение температур снижается и температурный градиент на поверхности стен по полю ограждения между ребрами и против ребер падает с 3—6° С (при толщине внутреннего слоя 4—5 см) до 1—3°С (при толщине внутреннего слоя 8— 10 см).
Помимо искажений проектных толщин ребер на теплозащитных свойствах слоистых стен отражается начальная влажность конструкций. В этом отношении решающей оказывается влажность утепляющего слоя, так как бетонные слои обычно имеют небольшую толщину и начальную влажность (5—8%) и поэтому очень быстро высыхают.
Существенное влияние на теплозащитные качества наружных стен оказывают размеры окон, которые значительно увеличились в последних архитектурных решениях жилых домов. В общем балансе теплопотерь слоистой стены соотношение теплопотерь ее отдельными элементами в среднем таково: 60—50% через оконные проемы, 20—25% через плоскость стены и 20—25% через теплопроводные включения (соединительные ребра).
В настоящее время в СНиП II-A.7-62 введен поправочный коэффициент, учитывающий повышенные теплотехниче
92
ские требования к панельным стенам, равный 1,1 Rtf. Этот коэффициент учитывает главным образом качественную неоднородность изготовления панели. Влияние ветра должно быть учтено введением при расчете сопротивления теплопередаче стен зданий повышенной этажности дополнительного коэффициента 1,15.
Существенное влияние на фактические теплотехнические качества наружных ограждений оказывает правильный учет инфильтрации, которая приобретает особое значение в зданиях повышенной этажности. С увеличением высоты здания в связи с ростом гравитационного давления усиливается инфильтрация через ограждение нижних этажей. В верхних этажах увеличивается воздействие ветрового напора и усиливается эксфильтрация.
Рядом исследований 1 выявлено влияние инфильтрации на температуру внутренней поверхности стены в зоне вертикального стыка и определены дополнительные теплопотери за счет инфильтрации для вариантов стыков однослойных и трехслойных панелей.
Для определения влияния воздухопроницаемости стыка на температуру внутренней поверхности в его зоне во время теплотехнических испытаний одновременно с температурным перепадом по обеим сторонам опытной конструкции создавался перепад давлений.
На первом этапе испытаний имитировалось состояние стыков между наружными стеновыми панелями только что выстроенного здания, когда соединения еще не претерпели деформаций, приводящих к появлению трещин в стыковых швах. Коэффициенты фильтрации опытных стыков не превышали нормируемой величины, которая составляла для стыка однослойных панелей 0,298 кг/м? • ч • мм вод. ст. и стыка трехслойных панелей 0,27 кг/м? >ч- мм. вод. ст. Таким образом, предназначенные для испытания стыки, с точки зрения их воздухопроницаемости, удовлетворяли требованиям СНиП, не
1 Испытания проводились МНИИТЭП, ЦНИИЭП жилища и НИИМосстроя.
смотря на то что никаких специальных мер по их герметизации не было принято: стыки заполнялись утепляющим вкладышем и замоноличивались плотным бетоном, наружный шов между панелями оставался незаполненным. На втором этапе испытания имитировалось состояние стыка в процессе эксплуатации здания, когда вследствие плохого качества работ или в результате различного рода воздействий (неравномерной осадки здания, температурных деформаций и т. д.) в стыках могут появиться трещины. В опытных стыках искусственно были созданы трещины размером около 1 мм.
Анализ температурных полей стыков, полученных на втором этапе испытания, показал, что стык керамзитобетонных панелей был неудовлетворительным уже при минимальной величине перепада давлений между камерами стенда — 0,15 мм-, температура внутренней поверхности у трещины равнялась 7,6° С, т. е. ниже допустимой 8,8° С. Наблюдалось резкое смещение нулевой изотермы в сторону внутренней поверхности по мере возрастания перепада давления, вызывающего фильтрацию холодного воздуха через трещину в стыке. Так, с увеличением перепада давлений от 0,15 до 14,6 мм вод. ст., минимальные температуры внутренней поверхности понизились: у стыков трехслойных фрагментов с 11,6 до 5,8° С и с 10,8 до 4,3° С, у стыков керамзитобетонных фрагментов с 10,3 до 4,6° С и с 7,6 до 2° С.
Исследования ЦНИИСК, проведенные в последние годы, показали, что наружные панели помимо температурных деформаций испытывают также периодические и непериодические влажностные деформации. Величина деформаций под влиянием температуры и влажности в панелях может превышать деформации элемента от действия полезных нагрузок.
Наличие нестационарного температурного поля, а также градиента влажности и температуры по сечению конструкции приводит к развитию знакопеременных деформаций, что в свою очередь вызывает образование внутренних напряжений, которые могут превышать
предел прочности материала панелей и стыков.
В крупнопанельных зданиях нарушение стыков в основном происходит из-за влажностных деформаций. Внутренние напряжения при температурных деформациях по абсолютной величине меньше, чем при влажностных деформациях, и в определенных условиях могут совпадать или не совпадать с ними по направлению.
Стены зданий при температурновлажностных воздействиях деформируются как пластинки, заделанные по одной стороне. Анализ данных измерений позволил установить, что при этом стены зданий испытывают несколько независимых деформаций, которые вызываются: годовыми колебаниями температуры воздуха; годовыми колебаниями относительной влажности воздуха; усадочными явлениями, которые возникают при постепенном высыхании стен от высокой начальной (строительной) до равновесной влажности; периодическим увлажнением стен.
При совместном действии нескольких факторов (что наблюдается в реальных условиях эксплуатации зданий) соответствующие напряжения и деформации, исходя из принципа независимости действия сил, суммируются с учетом фаз колебаний.
Влажностные деформации наиболее интенсивно развиваются на сравнительно небольшом интервале изменения влажности: от 0 до 2,5—3% по весу для тяжелых бетонов и до 4—20% для легких бетонов.
Весовая влажность материала стен панельных зданий в момент ввода здания в эксплуатацию бывает, как правило, выше предела сорбционного насыщения и достигает 15—20%, а потом постепенно снижается до постоянной равновесной влажности, изменения которой уже связаны с периодическими колебаниями относительной влажности воздуха (рис. 6.4,а). Однако влажность стен, достигнув равновесного состояния, по толщине распределяется неравномерно. Для легких бетонов она может в средних слоях достигать 15—35%, а в наружных слоях снижается до 1,5—3%. Большой градиент
93
влажности по сечению панели приводит к ее изгибу. Наиболее интенсивны процессы десорбции при нагреве до 50—60°С наружной поверхности панели в летнее время. При таких условиях фактически происходит сушка материала, в результате резко сокращаются размеры наруж-
Рис. 6.4. Схема влажностных деформаций панелей
а— развитие во времени непериодических влаж« ностных деформаций (усадки) и в стенах крупнопанельных домов: 1 — керамзитобетонные панели (серия 1-515); 2 — виброкирпичные панели (серия 11-32); 3 — газозолобетонные панели (серия 1-335); б — развитие во времени периодических влажностных деформаций стен из керамзитобетонных панелей
ной части панели и раскрываются стыки. В этом случае температурные деформации противоположны по знаку, но по абсолютной величине значительно меньше влажностных.
При замоноличенных стыках стеновая панель под действием переменных деформаций работает как балка-стенка с усилиями, приложенными в местах замоно-личивания.
Во время эксплуатации здания возможно резкое изменение влажности и температуры материала. В частности, внутри помещения относительная влажность воздуха может повышаться от 30 до 80—90%, а температура материала панели от 10 до 25° С. В этих условиях при ограничении свободы деформации от изменения влажности и температуры, как
94
показывают расчеты, могут возникнуть внутренние напряжения в бетоне панелей до 12—15 кГ/см2. Эти усилия могут приводить к возникновению в углах косых трещин, раскрытие которых у растянутого края панели может составлять 2— 3 мм. Во избежание разрушения углов стеновых панелей по наклонным трещинам необходимо панели дополнительно армировать с учетом возникающих напряжений от влажностных и температурных деформаций.
По данным натурных измерений, непериодические влажностные деформации связаны с необратимой потерей начальной влажности, а периодические влажностные деформации связаны с увлажнением стен вследствие годовых колебаний относительной влажности воздуха и термодиффузии. Основные результаты этих измерений показаны на рис. 6.4, а. Кривые деформаций свидетельствуют о затухающем характере развития усадки во времени. Период относительной стабилизации деформаций (после ввода зданий в эксплуатацию) наступил для керамзитобетонных стен через 2—2,5 года. К моменту стабилизации абсолютная величина усадочных деформаций была равна 5—5,5 мм.
Исследование деформаций стен и динамики развития трещин на их поверхности показало, что непериодические усадочные деформации — основная причина появления и развития в стенах трещин.
Вторым характерным видом влажностных деформаций являются периодические деформации (см. рис. 6.4,6), которые представляют собой сумму двух составляющих: деформаций, связанных с годовыми колебаниями относительной влажности наружного воздуха, и деформаций, связанных с периодическим увлажнением стен в сезон отопления и последующим высыханием в летний период. Периодические влажностные деформации, как это видно из рис. 6.4,5, не затухали во времени. Амплитуда этих деформаций в домах, построенных 4—5 лет назад, была примерно такой же, как и в зданиях, построенных год назад. Периодические влажностные деформации наружных стен зданий были по величине
примерно в 2—3 раза меньше температурных.
Из приведенных данных следует, что периодические и непериодические влажностные деформации могут существенно влиять на работу стен и их следует учитывать при проектировании зданий в целях снижения трещинообразования и повышения их надежности и долговечности.
Рассматривая динамику развития поверхностных сетчатых трещин, следует отметить, что растягивающие напряжения, вычисленные в предположении упругой работы материала, значительно превосходят прочность бетона при растяжении. В связи с этим в поверхностных слоях неизбежно должны появляться сетчатые трещины, развитие которых может происходить в течение значительного периода времени до тех пор, пока усадочные напряжения, постепенно уменьшаясь, не достигнут предела прочности бетона при растяжении.
Количество сетчатых трещин на поверхностях панелей несравненно больше, чем так называемых «силовых», вызываемых внешними силовыми воздействиями.
Основной вывод, который должен быть сделан из анализа приведенных явлений,— следует применять материалы с небольшим коэффициентом линейного расширения а,к которым относятся прежде всего керамические материалы (в частности, керамзит и т. п.), а также материалы с высокой предельной растяжимостью 8Рр и большим коэффициентом теплопроводности X.
Наиболее благоприятными конструкциями оказываются керамзитобетонные панели, а также трехслойные с наружными слоями из тяжелого бетона.
Важное значение для повышения тре-щиностойкости имеет правильное армирование панелей. Работа армированных стен при температурно-влажностных воздействиях резко отличается от неармиро-ванных. Введение продольной арматуры, воспринимающей растягивающие напряжения, значительно уменьшает (но не исключает) раскрытие трещин на длине армированного участка.
Рассмотренные явления учитываются в рекомендуемых схемах армирования керамзитобетонных панелей, которые приведены на рис. 6.1, и трехслойных железобетонных— на рис. 6.2.
Деформации панелей, связанные со сложным температурно-влажностным характером их работы, должны с особой тщательностью учитываться при переходе к более длинным наружным панелям — с разрезкой на две или три комнаты. В больших по размерам панелях значительно увеличиваются деформации удлинения и укорочения. Так, если в панелях шириной 3,2 м максимальное укорочение при перепаде температур 60° в совокупности с влажностными деформациями составляет 2,2 мм, то при ширине 6,4 и 9,6 м — соответственно 4,5 и 6,7 мм. Это создает существенные колебания размеров швов между панелями и может привести к потере эффективности герметизации стыков, особенно при применении жгутовых материалов — пороизола и гер-нита.
4. Обеспечение совместной работы наружных отделочных слоев с основным материалом панелей
Применяемые для облицовки наружных панелей керамическая плитка, стек-ломозаика, различные каменные фактуры получили широкое распространение и стали по существу основным видом отделки, обладающей долговечностью и высокими художественными качествами. Вопрос о надежности совместной работы наружных отделочных слоев с основным материалом панелей особенно важен в связи с переходом к многоэтажному строительству и соответственно значительным ростом напряжений в несущих панелях.
Работы ЦНИИСК позволили изучить особенности совместной работы панелей, облицованных различными материалами, и дать рекомендации, исключающие имевшиеся ранее случаи отслоения или разрушения облицовки, определить характер напряженного состояния стен с облицовками и распределения этих напряжений.
Испытания стеновых панелей из различных, материалов с облицовкой кера-
95
мическими и стеклянными плитками размерами от 24X24 до 150X75 мм показали, что отслаивание облицовочных слоев при сжатии панелей происходит при нагрузках, меньших, чем разрушающие. Совместная работа облицовок с материалом панелей надежно обеспечивается при технологии изготовления панелей фасадной стороной вниз и при креплении облицовки на цементно-песчаных растворах марок 100—150. В керамзитобетонных панелях, изготовленных по этой технологии, отслаивание плиток наблюдалось при сжатии по геометрической оси при нагрузках 0,9 Np. В случае формования панелей «лицом вверх» происходило более раннее отслаивание облицовки при нагрузках 0,6 Np.
Прочность и податливость соединений на растворе определяется свойствами адгезии облицовочных плиток. Наибольшая прочность сцепления с растворами получена для керамики и стеклянной плитки А?р =25 -н 30 кГ/см2.
Несущая способность панелей с облицовкой оказалась на 5—10% ниже по сравнению с панелями без облицовки. Это уменьшение несущей способности облицованных панелей объясняется влиянием разной жесткости слоев и возникающего при этом эксцентрицитета вследствие смещения физической оси относительно геометрической, по которой прикладывалась нагрузка.
При совместной работе кирпичной кладки с керамической облицовкой девятищелевыми камнями несущая способность кладки не используется полностью. Для всех видов кирпича и растворов прочность кладки с облицовкой меньше, чем кладки без облицовки. Несущая способность кладки с облицовкой зависит от типа их перевязки. Наиболее благоприятные условия совместной работы кладки с облицовкой девятищелевыми камнями обеспечивались при перевязке тычковыми рядами камней через три ложковых ряда (25% тычков). При более редкой перевязке (11% тычков) в опытах получено значительное снижение несущей способности кладки стен (до 25%)•
Ползучесть материалов приводит к значительному перераспределению нап
96
ряжений в слоях и увеличению напряжений в более жестком облицовочном слое. За 10 лет эксплуатации напряжения в облицовочном слое увеличиваются в ряде случаев более чем в 1,5 раза.
На основании проведенных исследований ЦНИИСК рекомендуется расчет стен с облицовками производить по двум предельным состояниям: по прочности и по деформациям. Причем расчет по прочности рекомендуется производить по формулам для однослойных сечений, а совместную работу с облицовкой учитывать коэффициентами условий работы, которые на основе исследований могут быть приняты равными: для легких бетонов с облицовкой ковровой и стеклянной мозаикой на растворах марок 100—150 т— — 0,95; то же, с плиткой «кабанчик» т = 0,9; для тяжелого бетона с облицовкой ковровой керамикой и стеклянной мозаикой на растворах марок 100—150 m= 1.
Декоративную отделку для керамзитобетонных панелей рекомендуется применять из растворов, каменной крошки (способом присыпки или отмывки), пастообразных полимерцементных составов. Использование фасадной керамической плитки или стекломозаики возможно при обеспечении нормативной начальной влажности керамзитобетона до 12%. Целесообразно при этом применять малогабаритную плитку.
Большие перспективы открывает применение для отделки панелей растворов на основе коллоидно-цементного клея (КЦК). Коллоидно-цементный клей, приготовленный из белого или цветного портландцемента марки 400 и кварцевого песка с наполнителем в виде люберецкого песка или песка, полученного дроблением горных пород (мрамор, известняк и т. п.), создает прочный, долговечный защитный фасадный слой. С применением КЦК по существу получено новое качество фактурного растворного слоя.
Наиболее целесообразно состав раствора на основе КЦК наносить на поддон формы или на уложенные на него рельефные матрицы из резины или формопласта. Отформованные таким образом изделия имеют гладкие, прочные и долговечные
фактуры с рельефом или рисунком. Этот способ, простой и экономичный, может применяться в условиях большинства заводов.
5. Конструкции стыков между панелями
Стыки и связи между панелями являются наиболее ответственными элементами конструкции, определяющими эксплуатационные качества здания. Они должны воспринимать и перераспределять нагрузки между панелями наружных стен и исключать возможность раскрытия трещин в стыках и панелях больше чем на величину, допускаемую по условиям защиты стальных соединений от коррозии и со
Максимальные деформации стыков наружных стен
Деформация в мм
Тип дома, конструкция наружной стены вертикальных стыков горизонтальных стыков
раскрытие | сдвиг раскрытие СДВИГ
1-515, однослойная керамзитобетонная 11-35, трехслойная из спаренных вибропрокатных железобетонных панелей с утеплителем из минераловатных плит П-32, двухслойная впброкирпичная 1,2—1,5 1,2—1,5 0,7—0,9 0,6—0,8 1,2—1,5 0,15—0,25 0,25—0,35 0,45—0,7 0,3-0,6 0,1—0,15 0,1—0,2 0,05
хранности теплоизоляционных свойств ограждения.
Наиболее характерные зоны возникновения растягивающих усилий — вертикальные стыки панелей наружных стен и их сопряжения с внутренними конструкциями.
Усилия растяжения и среза в стенах возникают под действием рассмотренных выше необратимых и обратимых деформаций.
Величины замеренных ЦНИИСК фактических деформаций стыков на ряде московских зданий с различными конструктивными схемами приведены в табл. 6.2.
Сопряжения наружных стен с поперечными стенами, обеспечивающие устойчивость здания, воспринимают усилия среза и растяжения. Растяжение в этих сопряжениях возникает под действием ветровой нагрузки, переменных темпера
тур наружного воздуха и внецентренного приложения вертикальной нагрузки. Напряжения среза возникают от воздействия различных осадок сопрягаемых конструкций и усадочных деформаций, а также от ветровой нагрузки.
Усилия, действующие в стыках, находятся в сложном взаимодействии друг с другом и определяют весьма сложную картину деформации, вследствие чего получить эти усилия аналитическим путем практически невозможно.
Из-за недостаточной изученности фактических величин и характера усилий, действующих в стыках, выбор конструкции связей между панелями наружных стен и их крепления к внутренним несу
Таблица 6.2
щим перегородкам (сечение связей, форма, положение и количество) до сих пор определяются больше конструктивными, чем расчетными соображениями, и в разных сериях жилых домов решаются неодинаково.
Для получения достоверных данных о фактических напряжениях, возникающих в стальных связях стыков панелей наружных стен, рядом институтов (ЦНИИСК, ЦНИИЭП жилища, МНИИТЭП и др.) были организованы натурные наблюдения как в строящихся, так и в эксплуатируемых жилых домах, которые проводились в течение нескольких лет.
В частности, натурные исследования усилий в стальных связях замоноличен-ных стыков проводились ЦНИИЭП жилища в Вильнюсе на девятиэтажных жилых домах. Панели внутренних и наружных стен соединялись в этих домах пу
7—959
97
тем сварки закладных деталей. После монтажа плиты перекрытий соединены путем сварки арматурных выпусков в углах и подъемных петель в пролете (рис. 6.5).
Замеры усилий в связях позволили уточнить характер их возникновения, относительные и абсолютные величины.
Рис. 6.5. Конструкция узлов девяти-этажпых крупнопанельных жилых домов в Вильнюсе
Усилия были вызваны в различные периоды совокупностью деформаций: монтажных при сварочных работах и подгонке связей во время их установки в проектное положение; деформаций связей от неравномерных осадок фундаментов; деформаций, вызванных усадкой материала стеновых панелей; температурно-влажностных деформаций панелей, зависящих от перемены температуры и влажности наружного воздуха.
Наиболее значительными были деформации связей, возникающие в монтажный период, но учет их при конструировании крайне затруднен, так как они зависят от многих факторов: точности изготовления изделий, длины сварочных швов, точности монтажа и т. п. Остаточные напря
жения при остывании связей после сварки достигали 200—800 кГ!см\
Результаты наблюдений показывают, что напряжения в связях стыков, возникшие в монтажный период, со временем релаксируются.
Усилия, возникающие вследствие неравномерной осадки фундаментов, являются затухающими во времени, но при неравномерной осадке фундаментов вызывают большие деформации в металлических связях стыков. Они могут быть сведены к минимальным, если будет обеспечена равномерная осадка по всей длине дома.
В эксплуатационный период, когда температурный фактор становится основным, влияющим на работу связей, возможно установить количественную зависимость между деформациями связей и температурными перепадами в панелях. Замеры показали, что при одном и том же перепаде температуры деформации связей оказываются наибольшими в стыках первого этажа и наименьшими в стыках девятого этажа (при А £= 1°Дех =4,32 • 10-3; А 84 = 3,73 • 10-5; A s9 =3,42-10~5).
Эти данные согласуются с результатами наблюдений за деформацией панельной стены дома серии 1-515 (см. выше), в которых деформации панелей также возрастают от нижнего к верхнему этажу. Таким образом, наличие большой свободы перемещения панелей в верхнем этаже приводит к возникновению меньших усилий в связях их стыков по сравнению с первым этажом, где затрудненное перемещение панелей вследствие трения о цоколь вызывает большие усилия в их связях.
Деформации в металлических связях замоноличенных стыков наружных стен по высоте здания знакопеременны. Смена знака усилий в стержнях связей происходила в уровне пятого этажа, который является как бы нулевой линией. Примером может служить связь первого стыка, которая в уровне первого этажа подвергалась усилиям растяжения 1450 кГ, в уровне пятого этажа это усилие было равно 1400 кГ, а в девятом этаже растяжение перешло в сжатие и равнялось 1800 кГ. Причем характер деформаций
98
соответствует характеру изменения температуры.
Усилия в стержневых связях стыкового соединения распределялись следующим образом: самые малые деформации были в связи, установленной у низа панели, а самые большие — в связи, соединяющей плиты перекрытия. Усилия, воспринимаемые этой связью, в 2—4 раза больше, чем усилия в других сварных связях.
Колебания температуры наружного воздуха в течение суток вызывают более резкие колебания напряжений в стыковых соединениях, чем деформации, вызванные сменой времен года, усадкой материала панелей, осадкой фундаментов здания и другими факторами. Величины их достигали: растяжение — 390 кГ!см2, сжатие — 310 к.Г1см2.
Исследования работы связей показали, что прочность П-образных стальных скоб диаметром 14 мм используется не полностью вследствие их податливости. Количество их по высоте может быть уменьшено без ущерба для прочности и жесткости сооружения (две связи по высоте этажа вместо трех).
В сварных металлических связях возникали напряжения величиной от 200 до 800 кГ/см2.
Натурные исследования подтвердили, что для повышения общей жесткости и обеспечения совместной работы элементов здания, а также возможности уменьшения количества и сечения связей в стыках, панели перекрытий целесообразно заводить на наружные стены на максимально возможную глубину — не менее 70—100 мм.
В эксплуатационный период основным фактором, определяющим работу связей, становятся температурно-влажностные колебания, поскольку нагрузка, действующая на конструкции, стабилизируется, а осадка основания затухает.
Для уточнения величины и характера температурных деформаций связей при минимальном влиянии других факторов ЦНИИСК были проведены измерения деформаций связей в стыках фрагмента дома серии 1МГ-300 в натурно-стендо-вых условиях.
В процессе исследования было выделено пять этапов, соответствующих деформациям связей фрагмента: 1) при не-замоноличенных стыках и одинаковых температурах на поверхностях панелей; 2) то же, после замоноличивания; 3) то же, после монтажа перекрытий и окончательного крепления поперечных стен; 4) при нагружении панелей наружных и внутренних стен нагрузками, эквивалентными нагрузкам от веса четырех и двух этажей пятиэтажного дома, и одинаковых температурах на поверхностях панелей; 5) то же, при разных температурах На поверхностях панелей, что имитировало эксплуатационный период.
По первому этапу наблюдений, когда стыки не были замоноличены, величина напряжений в связях от сварочных деформаций составляла 400—600 кГ/см2. Петлевые связи-скобы, установленные без сварки, не реагировали на температурные изменения вплоть до замоноличивания стыков благодаря зазору между петлей и скобой.
На втором этапе, после замоноличивания стыков, замеры деформаций показали, что сварные связи продолжают деформироваться в соответствии с изменением температуры, а петлевые, вступив в работу, деформировались значительно меньше, чем сварные.
Таким образом, в замоноличенных стыках сварные связи, обладающие большей жесткостью, воспринимают большую часть усилий, возникающих в стыке.
На третьем этапе после укладки на поперечные стены плит перекрытия характер работы сварной и петлевых связей оставался аналогичным второму этапу.
На четвертом этапе при увеличении нагрузки на панели сварные связи продолжали работать более интенсивно, чем петлевые.
Наличие внутренних конструкций — поперечных стен и перекрытий, заделанных в наружные стены, вызвало некоторое уменьшение усилий в связях при одинаковых перепадах температуры по сравнению с периодом, когда перекрытия и поперечные стены отсутствовали (табл. 6.3).
т
99
Таблица 6.3
Таблица 6.4
Средние приращения напряжений в связях фрагмента стыка на отдельных этапах испытаний
Этап Характеристика условий испытания Среднее приращение напряжений в к.Г/см- при перепаде температуры бетона панелей на 1°
1 Стыки не замоноличены 130
2 » замоноличены . 80
3 После монтажа поперечных стен и перекрытий 45
Наблюдения в течение полутора лет показали, что, спустя длительный промежуток времени (6 месяцев и более), происходит частичная релаксация напряжений в связях.
Для более четкого выявления особенностей работы комбинированных связей в стыке были выполнены специальные исследования. Они состояли в изучении как раздельной работы сварного и петлевого соединений, так и их совместной работы с омоноличиванием и без него. Учитывая, что в железобетоне максимальные усилия в арматуре возникают в месте образования трещины, в омоноличенных образцах создали «трещину», т. е. бетон разрезали в средней части, где и замерялись деформации связей. Результаты исследований приведены в табл. 6.4 и на графике рис. 6.6. Разрушение омоноличенных образцов с петлевыми связями сопровождалось местным выкалыванием бетона в местах отгибов скоб при нагрузке, составляющей всего 23% разрушающей. Этот факт свидетельствует о том, что анкеровка петлевого соединения в бетоне при заделке скобы на глубину около 4 см оказывается недостаточной.
Испытания показали, что петлевая связь, работающая вначале слабо, при определенных деформациях сварной связи начинает разгибаться и разрушает бетон заделки.
Для определения действительной прочности и трещиностойкости замоноличен-ных стыков были проведены испытания опытных образцов стыков с различными типами металлических связей (рис. 6.7).
Стык типа Б решен с помощью арма-
Прочность связей различных типов при растяжении
Характеристика связи Нагрузки вкГ, соответствующие началу Характер окончательного разрушения
трещин в бетоне изгиба петли текуче- сти 1 разрушения
Н еобетонированные
Сварная . . . Петлевая . . Сварная и петлевая . . . — 470 1600 2955 3050 4880 4690 Разрыв стержня Разгибание петли Разгибание петлн и разрыв стержня
Обетонированные
Сварная . . . Петлевая . . 1575 — 3150 4500 2840 Разрыв стержня Разгибание
петли и ее вытягивание
Сварная н петлевая . . . 4800 — 3800 6750 Разрыв стержня и вытя-
гивание
петли
Рис. 6.6. Деформации связей в комбинированном соединении
1 — деформации сварной связи; 2— деформации петлевой связи
100
турных петель из стали диаметром 14 мм, выпускаемых за грань панели. Соединение выполняется на сварке с помощью металлической пластины, в центре которой имеется стержень диаметром 14 мм. Отличительная особенность этого стыка — простота организации связи между стыкуемыми элементами: пластина приваривается к петлевым выпускам наружных стен, а стержень пластины — к выпускам внутренней стены, примыкающей к наружным.
Стык типа В относится к числу соединений, выполняемых путем сварки ар-
Рис. 6.7. Испытание стыков на прочность
а — типы стыков; б — схема приложения нагрузок при испытании; в — график результатов испытаний стыков на трещиностойкость
матурных стержней. Из каждой грани стыкуемых элементов (двух панелей наружных стен и одной панели внутренней поперечной несущей стены) выпускаются арматурные стержни диаметром 14 мм. Схема расположения их в виде треугольника аналогична примененной в стыке типа А. Соединяются стержни сваркой с помощью арматурных коротышей.
В процессе испытания были определены трещиностойкость и прочность стыков при действии нагрузки в плоскости наружных стен, а также прочность на «отрыв» наружных стен от внутренних (из плоскости стыкуемых панелей наружных стен). Результаты испытаний приведены в табл. 6.5.
Испытания подтвердили правильность принципов, заложенных при проектировании стыков по типу Б и В, и показали, что
101
Таблица 6.5
Результаты испытаний стыков на прочность
1 Предельное состояние конструкции
о о о « о ть бетона :а льном к кГ/см? испытания с приложением нагрузки из плоскости стен в Т испытания с приложением нагрузки в плоскости стены (на растяжение) в Т
Тип стьп ,'динения Прочное в вертик лодце в иа отрыв на растяжение нагрузка, соответствующая нормативному раскрытию трещин 0,3 мм
А 169 1,02 2,24 —
Б 172 1,56 ~~• 6
В 175 1,82 — 3,2
такие стыки выдерживают горизонтальную и отрывающую нагрузку не менее 1 Т. Действительный запас прочности будет выше, так как в этих испытаниях не была учтена работа анкерной заделки панелей перекрытия в стене, которая создает дополнительную прочность в креплении наружной панели и активно препятствует ее отрыву.
Исследования позволяют сделать ряд выводов по особенностям фактической работы соединений между панелями наружных стен. Наблюдения показали, что поперечные стены и перекрытия воспринимают значительную часть температурных усилий — до 40%, возникающих в панелях наружных стен. *
Сравнение измеренных в натуре величин температурных деформаций связей в стыках с расчетными, полученными из условия изгиба панели под действием перепада температур на ее поверхностях, показывает, что расчетные величины во всех случаях превышают измеренные на 40—70% (при раскрытии трещин 0,3 мм).
В связи с этим при расчете температурных усилий можно учитывать коэффициент условий работы, характеризующий участие внутренних конструкций в восприятии температурных усилий, который для зданий с несущими поперечными стенами составит 0,6 и для зданий с продольными несущими стенами 0,8.
Применение в одном стыке жестких и податливых связей, например сварной
102
(монтажной) и петлевых (рабочих), нерационально и приводит к перерасходу металла.
Конструкции замоноличиваемых связей с петлевыми соединениями арматурных стержней отличаются от сварных повышенной деформативностью, так как монтажные зазоры в петлевых связях и в отверстиях стальных косынок приводят к деформациям стыков до 1 мм при нагрузках, не достигающих проектных значений. Основную часть усилий в таком соединении при возникновении трещины в бетоне замоноличивания воспринимает более жесткая сварная связь. Это приводит к неполному использованию прочности более податливых связей. В связи с этим в зданиях повышенной этажности следует применять только сварные соединения между панелями.
При определении сечения металлических связей следует рассчитывать их на суммарные расчетные усилия от неравномерных деформаций основания и переменных температур, но не менее чем на усилие в 1 Т. Связи между панелями наружных и внутренних стен должны рассчитываться на суммарные расчетные усилия от воздействия ветра, переменных температур, различных осадок и усадки материала соединяемых конструкций, но не менее чем на 2 Г.
Минимальное усилие, на которое должны рассчитываться связи перекрытий с наружными стенами, составляет 0,5 Т на каждый погонный метр стыка. Для того чтобы при деформациях сооружения трещины возникали не по плоскости панели, а концентрировались в стыках, прочность заделки связей в панелях должна быть на 20—30% больше прочности связей.
Возможность восприятия связями усилий, переменных по величине и знаку, обеспечивается применением для них мягких сталей.
Во избежание неравномерных осадок, вызывающих значительные усилия в металлических связях, необходимо при проектировании фундаментов обеспечивать равномерную осадку по всей длине здания (см. главу 2).
Принципы, которые должны быть положены в основу конструирования стыка, заключаются в следующем:
стык равнопрочен панели (или на 20—30% ниже); рабочая зона его располагается с внутренней стороны панели, где в течение почти всего периода эксплуатации здания сохраняется положительная температура;
обеспечивается непрерывность передачи возникающих в арматуре панели усилий путем устройства сварных стыков арматуры;
рабочая зона стыка замоноличивается тяжелым бетоном марки не ниже 200, что обеспечивает хорошую защиту арматуры от коррозии и надежную передачу возникающих в стыке сдвигающих усилий;
для многослойных панелей толщиной 250 мм рабочая зона стыка должна быть защищена от промерзания эффективным утеплителем.
Серьезной проблемой было обеспечение необходимых теплотехнических качеств в зоне замоноличенного стыка. Исследования таких стыков выявили ряд новых явлений и позволили выдвинуть теорию подачи в стык тепла, аккумулированного перегородкой, примыкающей к стыку. Оказалось, что перегородка и холодная зона бетонного стыка являются своего рода тепловым «насосом», который как бы нагнетает в стык тепло, повышая температуру во внутренней зоне стыка и тем самым отодвигая к наружной плоскости точку росы. Этим предохраняются внутренние плоскости панелей от выпадения конденсата. Проведенные в зимние периоды наблюдения за состоянием замоноли-ченных стыков подтвердили правильность этого положения.
При выполнении стыков в условиях отрицательных температур возможны два решения:
1) соединения между панелями конструируются таким образом, чтобы монтаж всего здания мог производиться без замоноличивания соединений на монтажных связях, а замоноличивание выполнялось после сборки коробки здания, пуска отопления или с наступлением теплой погоды;
2) замоноличивание по ходу монтажа
здания путем использования различных мер, обеспечивающих твердение бетона при отрицательных температурах.
Возможно также объединение первого и второго принципов в конструкции стыка.
Замоноличивание стыков в зимних условиях выполняется двумя основными способами: обычными бетонными смесями, твердение которых обеспечивается
Рис. 6.8. Рекомендуемый тин анкерного крепления в стыке
1— арматурные выпуски из панелей; 2 — анкер; 3 — сварка
при последующей термообработке (после укладки в стык); смесями с противомо-розными добавками, твердеющими на морозе.
Однако существующие типы сварных соединений, несмотря на эффективную их работу, обладают существенными недостатками: неоправданно большим расхо-Д0хМ стали на закладные детали и их анкеровку в бетоне панелей; горизонтальным расположением соединительных элементов, что мешает плотному заполнению стыка бетоном; короблением закладных деталей при приварке к ним связей, из-за чего ухудшается антикоррозионная их защита.
Более рациональным является тип сварных анкеров-связей, который позволяет соединить панели не только наружных стен, но и примыкающих к ншм внутренних (рис. 6.8). Анкеры-связи представляют собой Т-образные элементы, изготовленные из полосовой стали и располагаемые в стыке «на ребро». Для устройства соединения в панелях оставляют концевые выпуски арматуры (в пределах габарита форм), которые привари
103
вают к концам анкеров-связей. При остывании в связях развиваются значительные послесварочные напряжения порядка 400—600 кГ1см2, которые обеспечивают натяжение соединяемых панелей. Благодаря вертикальному расположению полосовой связи в стыке обеспечивается возможность плотного заполнения полости стыка бетоном. Расход стали в этих
Результаты испытания узлов сопряжения
пень трещинообразования в панелях и стыках, что говорит о более высокой пространственной жесткости зданий с безметалльными узлами. Монтаж конструкций в этом случае не усложняется, хотя изготовление элементов со стыками типа «ласточкина хвоста» становится сложнее.
При оценке качества стыка важней-
Таблица 6.6
наружных и внутренних стен на растяжение
Арматура панелей Материал наружной панели и его прочность Возраст бетона стыка в днях Средняя прочность бетона стыка в кГ/см1 Нагрузка в Т Особенность разрушения стыка
• к -о s Е с в 5-о а S ч О л « а ск н при разрушении
Анкер-связь с приваркой 1 Керамзитобетон—120 13 100 4,35 4,35 Отрыв
1 Тяжелый бетон—150 12 100 3,7 3,7 Выдергивание
Петлевое соединение 1 Керамзитобетон — 120 1 Тяжелый бетон—150 11 11 100 100 2,1 3 2,1 3 Разрыв »
[ Керамзитобетон—150 35 120 3,3 3,3 Отрыв и вы дер-
Анкер-связь с приваркой < 150 3,62 4,16 гивание
1 Тяжелый бетон — 200 33 То же
Петлевое соединение ( Керамзитобетон—150 32 120 2,32 2,32 Разрыв
| Тяжелый бетон — 200 31 150 2,78 2,78 »
соединениях оказывается в 3—5 раз меньшим, чем в традиционных решениях, что объясняется полным участием металла связей в работе по восприятию усилий, возникающих в стыках при монтаже и эксплуатации. Испытания подтвердили высокие прочностные качества такого соединения (табл. 6.6).
Новым решением соединений наружных и внутренних стен являются безме-талльные стыки, в которых отрывающие усилия, действующие из плоскости наружных стен, передаются на внутренние поперечные стены и перекрытия через стыки типа «ласточкина хвоста»1 (рис. 6.9). Благодаря усложненной «шпоночной» форме краевых зон панелей стыки способны воспринять значительные растягивающие усилия из плоскости, достигающие 10—15 Т на высоту этажа.
Опыт строительства и эксплуатации двух экспериментальных домов с узлами такой конструкции показал меньшую сте-
1 Разработаны в ЦНИИЭП жилища инж. Б. Н. Смирновым.
шее значение имеет обеспечение воздухонепроницаемости и герметичности против проникания влаги. Нарушение герметизации стыков приводило к протечкам, продуванию и промерзанию панелей в зоне стыков. Массовые обследования состояния стыков выявили, что фактическая величина коэффициента воздухопроницаемости в крупнопанельных домах в Москве была выше расчетной: в 25% случаев в 25 и 10 раз; в 37,5% случаев—-в 5— 3 раза. В 37,5% случаев она была равна или меньше расчетной.
В крупнопанельном строительстве зарубежных стран (Франции, Швеции, Дании и др.) стыки между панелями, как правило, выполняются замоноличенными, что исключает коррозию соединений. Для герметизации стыков против проникания влаги и воздуха применяют упругие прокладки (пористую резину, пенопласт и др.), а также промазку стыков снаружи мастиками. Горизонтальные стыки применяются сложного профиля с обязательным устройством противодождевого гребня-барьера (рис. 6.10).
104
Рис. 6.9. Безметальная конструкция стыка
о — горизонтальный стык; б — вертикальный стык; в—схема панели; 1 — панель наружной стены; 2—панель внутренней поперечной стены; 3— панель перекрытия; 4— раствор; 5 — утеплитель; 6 — жгут герни-та; 7 — конопатка; 8 — герметик; 9 — шпонки
Обследование стыков без замоноличи-вания, проведенное ЦНИИСК в первых панельных домах в Москве, показало, что металлические связи между панелями, уложенные в слое цементного раствора малой или средней прочности марки 10—50, имели через несколько лет эксплуатации слой коррозии толщиной 0,2 мм; металлические связи, покрытые цементным молоком или масляной покраской, имели следы активной коррозии толщиной до 0,3 мм. Стальные связи, которые были заделаны в легком пористом керамзитобетоне, также подвергались значительной коррозии — до 0,3 мм.
Битумная обмазка, применявшаяся в качестве антикоррозионной защиты, отслаивается, и металл связей в этих случаях корродирует. Замерами толщины слоя коррозии металлических закладных
деталей, не имеющих антикоррозионной защиты, установлено, что интенсивность коррозии достигает 0,2 мм в год.
Только металл, защищенный прочным цементным раствором марки 100, как показали вскрытия, не подвергся коррозии.
Рис. 6.10. Типы стыков в зарубежной практике панельного строительства
а — «открытые»; б — «закрытые» ; I — монолитный бетон; 2— экран из цинка, неопрена, полиэтилена; 3— гидроизоляционный слой; 4— упругая прокладка; 5—плиты перекрытия; 6 — фиксатор; 7 — развитая четверть панели; 8 — герметизирующая мастика
Коррозия была обнаружена с нижней стороны металлических связей там, где не имелось плотного примыкания металла к бетону или к раствору.
Устройство замоноличенных стыков, заполненных плотным бетоном марки 200, при выполнении закладных деталей с металлизацией практически исключает коррозию соединительных стальных дета
8—959
105
лей. Результаты исследований, проведенных НИИЖБ в условиях очень жесткого режима (250 циклов увлажнения и высушивания образцов), показали, что в плотном бетоне арматура не корродирует (независимо от наличия или отсутствия про-тивоморозных добавок поташа или нитрита натрия). При трещинах, имевших раскрытие менее 0,3 мм, существенная коррозия стали не наблюдалась. Прочность бетона замоноличивания во многом определяет трещиностойкость: при увеличении прочности бетона до 250— 300 кГ/см2 значительно повышается трещиностойкость стыков и снижается де-формативность.
Антикоррозионная защита закладных деталей, которая создает дополнительные гарантии надежности и долговечности соединений, в настоящее время выполняется следующим образом: до установки в изделие закладная деталь покрывается защитным слоем цинка на толщину 100 мк с тыльной стороны (стороны анкеров) и на толщину 50 мк с лицевой стороны. После сварки в условиях монтажа защитный слой цинка с лицевой стороны закладной детали восстанавливается с помощью газопламенной металлизации.
Для повышения водонепроницаемости в горизонтальных стыках должен выполняться противодождевой барьер-гребень: в трехслойных и однослойных панелях высотой 100 мм (рис. 6.11).
Испытания на водо- и воздухопроницаемость подтвердили значительное уменьшение проницаемости стыка с гребнем. При высоте гребня 10 см и ветровом напоре 50 мм вод. ст. стык водонепроницаем. Однако устройство одного противо-дождевого барьера все же не обеспечивает гарантированной водонепроницаемости стыка. Поэтому задача должна решаться по принципу двойной защиты — кроме устройства противодождевого гребня должна быть выполнена герметизация устья стыка.
Величина инфильтрации воздуха через вертикальные стыки, защищенные герметиком, оказывается меньше нормативной в 3—4 раза. Влажность бетона в стыках с применением полимерных герметиков как до дождевания, так и после
106
оставалась постоянной (в стыках без герметиков влажность материалов увеличилась до 12—14% по весу).
Для герметизации стыков применяются пороизол в виде жгутов и мастика изол. Жгуты пороизола становятся герметизирующей прокладкой с наружной стороны панели при условии обжатия их в стыках до 40—50% первоначального объема; так, круглый жгут диаметром 40 мм должен быть обжат в стыках между панелями до 20 мм.
Основной принцип работы гернита основан на его упруго-эластичных свойствах: деформации его должны «следовать» за деформациями, возникающими в результате температурных, усадочных и силовых воздействий.
Вертикальный канал, расположенный ближе к наружной поверхности панели, следует заполнять уплотнительной мастикой, например УМС-50, которая затем расшивается цементно-песчаным раствором или покрывается перхлорвиниловой краской.
Результаты испытания, проведенного в НИИМосстрое, показали, что гернит, обжатый до 50%, в течение 9 месяцев, после снятия нагрузки восстанавливает свой первоначальный объем на 100%. Следовательно, можно сделать вывод, что он не теряет своей эластичности в течение продолжительного времени.
Были проведены испытания по определению долговечности гернита в различных условиях (табл. 6.7). Все образцы испытывались затем на растяжение. В табл. 6.7 приведены результаты испытания.
Т а б л и ц а 6.7
Результаты испытания гернита на долговечность
Условия при испытаниях Удлинение образцов В %
Комнатные (температура 18—20° С) . 180
Термостат (тепловое старение; про-
грев 96 ч. при 70° С) 200
Морозильная камера (замораживание
и оттаивание при —18, —2, —20° С) 185
Полученные результаты подтверждают, что гернит долговечный материал,
Узел А
77 12
Рис. 6.11. Конструкции стыков с надежной защитой от проникания влаги
а — «открытый» стык; б — «закрытый» стык; 1 — наружная панель; 2—панель внутренней стены; 3 — плита перекрытия; 4— цементный раствор; 5 — лента (экран) нз неопрена 60X4 мм; 6 — лента из стеклоткани с мастикой УМС-50;
7 — стиропор; 8 — бетон; 9 — обмазка тиоколовой мастикой (или КН-2) на заводе; 10— слив на пересечении вертикальных и горизонтальных стыков; 11 — герметизирующая мастика; 12—уплотнитель гернит или мастика УМС-50;
13 — уступы, исключающие плотное смыкание устья
сохраняющий эластичность в самых различных условиях.
Ввиду того что водопоглощение герни-та колеблется от 0,7 до 6,5%, требуется дополнительная защита его поверхности. 8*
Поэтому гернит может применяться только в сочетании с клеями или мастиками. Приклейка его к бетону производится тиоколовым герметиком ГС-1 либо клеями КН-2, 88-Н и др.
107
Значительное относительное удлинение синтетических герметиков и определяет их применение в качестве компенсаторов температурных деформаций панелей. Так, относительное удлинение без разрыва составляет: для тиоколовых герметиков 100%, для гернита до 200%, для полиизобутиленовой мастики 300%.
Тиоколовая мастика, несмотря на более высокую стоимость, служит наиболее надежным материалом для герметизации швов между панелями. По данным исследований, тиоколовые герметики сохраняют эластичность в широком диапазоне температур. Продувки опытных стыков, герметизированных в 1959 г., показали, чго они сохраняют полную воздухонепроницаемость. Эластичность герметика У-ЗОМ, подвергшегося в течение более 20 000 ч тепловому «старению» при температуре 70° С, не претерпела заметных изменений. По зарубежным данным, долговечность тиоколовых герметиков оценивается в 20—30 лет. Причем пленка герметика со временем, естественно, может быть восстановлена.
Наружные участки швов между панелями образуют паз, благодаря которому герметик не выходит на фасадную поверхность. Глубина паза должна обеспечивать возможность адгезии тиокола к бетону на участках шириной не менее 20 лш по каждую сторону шва (рис. 6.11).
Опыт применения обмазочных герметизирующих материалов показывает, что в тех случаях, когда они нанесены на жесткое основание (на растворе), возможны случаи разрыва пленки, несмотря на высокое относительное удлинение мастик. Вот почему целесообразно гернито-вые жгуты использовать как упругое основание для нанесения обмазывающих герметизирующих мастик.
Одним из наиболее перспективных решений по защите стыков является заполнение зазоров в стыках мастикой МПС, которая нагнетается в стык с помощью шприцев. Сейчас это решение широко применяется в панельном строительстве.
Рассмотрим особенности работы двух различных по принципу защиты от атмосферных вод стыков — «закрытого» и «открытого».
J08
В первом типе (см. рис. 6.11,5) устье стыка с наружной стороны заполняется герметизирующим материалом. Во втором типе (см. рис. 6.11, а) в пределах стыка оставляется паз — декомпрессионный канал, предназначенный для отвода воды, попавшей в стык; герметизация стыка создается здесь в средней зоне стыка.
Положительными качествами «открытого» стыка является возможность выполнения его изнутри, т. е. без устройства подвесных люлек. Однако опыт эксплуатации показал уязвимость этой конструкции: имеются случаи протечек таких стыков, а также замачивания вертикальных кромок керамзитобетонных панелей. Вода, попадающая в стык, всасывается материалом панели, не достигая внутренней поверхности стены. Об этом свидетельствует обнаруженная при исследованиях стен повышенная влажность стенового материала в зоне стыков, превышающая влажность материала по полю стены в 1,5—2 раза, что приводит к промерзанию стен вдоль стыков. Защита кромок панелей может производиться при помощи мастик, фольги, фольгоизола и специальных металлических фартуков. Особенно тщательно надо защищать верхнюю горизонтальную кромку наружных стеновых панелей, так как в результате длительного воздействия дождевой воды, падающей с кромки верхней панели, в этих местах происходит разрушение бетона.
Опыт строительства крупнопанельных зданий показывает, что фактические отклонения в размерах устья стыка могут колебаться от 5 до 65 мм. В отдельных стыках не достигается достаточного обжатия гернита, так как его выпускают диаметром только 30 и 40 мм. В этих случаях целесообразно устанавливать спаренный гернит в стыке и заполнять вертикальный канал уплотнительной мастикой, например УМС-50.
Одним из перспективных решений представляется конструкция вертикального зонтичного стыка. Для защиты стыка от проникания влаги в первый паз вводится наиритовая или неопреновая лента, которая легко заводится на монтаже и
может заменяться в процессе эксплуатации зданий. Влага, проникающая на ленту во время косого дождя, стекает по ней и отводится поэтажно на поверхность стены. В качестве дополнительной гарантии от попадания влаги за лентой предусматривается устройство декомпрессионных канавок, предназначенных также и для снижения давления ветра. С внутренней стороны панели имеется полость, в которую устанавливается утепляющий пакет и производится замоноличивание стыка бетоном.
В настоящее время еще не выяснено окончательно, какой тип стыка предпочтительнее, поэтому в строительстве будут применяться открытый и закрытый стыки с преимущественным использованием последнего.
Рассматривая комплекс вопросов, связанных с повышением надежности герметизации стыков (повторяем, важнейшей проблемы полносборного домостроения), следует остановиться на новом направлении в решении наружных стен. Речь идет об изменении самой структуры стены, что позволяет создать конструктивные меры защиты от проникания дождевых вод.
В последнее время предложены два варианта:
решение стыков внахлестку под дополнительной защитой балконных плит, являющихся в этом случае своего рода защитными козырьками (-рис. 6.12, до-
размещение вертикальных швов только в пределах лоджий, где они оказываются практически недоступными для атмосферных вод (рис. 6.12,6).
Эти направления весьма перспективны. Они позволят не только наиболее кардинально решить проблему защиты стыка, но и получить одновременно новые и более выразительные архитектурные композиции фасадов.
Новым в конструкции наружных ограждений является устройство лоджий, эркеров и других элементов фасадов. Традиционная конструкция приставных лоджий может, как показывают расчеты, применяться в зданиях высотой до 12— 14 этажей. При большей этажности развитие температурных деформаций при
ставной лоджии в вертикальном направлении будет приводить к большим взаимным смещениям лоджии по отношению к зданию и, следовательно, к расстройству связей, соединений гидроизоляционного ковра и т. п.
Рис. 6.12. Конструктивные меры защиты стыков от проникания дождевых вод
/ — стык панелей внахлестку; / — стык панелей в лоджии в пределах дверного проема
Для зданий большей этажности наиболее рационально устройство навесных лоджий. Среди различных конструкций можно рекомендовать решение в виде несущих, закрепленных в каждом этаже боковых «щек», на которые опирается плита лоджии. Наиболее правильно «щеки» опирать на наружную панель, обеспечивая, таким образом, передачу вертикальной нагрузки. Верхняя горизонтальная составляющая передается на поперечную стену через металлическую связь, располагаемую в уровне перекрытия и надежно защищенную от коррозии бетоном.
Устройство лоджий, «утопленных» в пределах плана здания (см., например, рис. 1.2 и 1.3), усложняет конструкции панельного дома, приводит к значительному росту количества типоразмеров панелей наружных стен и перекрытий. Именно поэтому более рационально' устройство выносных лоджий (см. рис. 6.12,6).
Учитывая близкие технико-экономические показатели, конструктивные и эксплуатационные качества керамзитобетонных и многослойных железобетонных панелей, в московском строительстве предусматривается дальнейшее применение и совершенствование той и другой конструкции. Расширенная номенклатура этих панелей, которую намечается зало
109
жить в создаваемый каталог, обеспечит разнообразные решения фасадов с набором лоджий, балконов и эркеров.
Для зданий высотой более 9 этажей наиболее рациональны навесные наружные стены, которые по своим конструктивным и экономическим показателям (стоимости и расходу материалов) обладают преимуществами по сравнению с несущими и самонесущими.
Совершенствование конструкции панелей и стыков между ними предусматривает правильный учет всех усилий, возникающих в панелях при статической работе, а также от влажностных и температурных деформаций. Характер и величины этих усилий выявлены проведенными за последние годы теоретическими, экспериментальными и натурными исследованиями.
Вертикальные стыки между панелями должны выполняться равнопрочными сечению панелей с конструктивным замоно-
личиванием и соединением арматурных стержней на сварке. Для обеспечения надежной водонепроницаемости стыков и защиты от продувания необходимо обеспечивать двойную защиту: в горизонтальных стыках — в виде противодождевого гребня и герметизации, в вертикальных — замоноличиванием бетоном и герметизацией устья. В ближайшие годы будут применяться как закрытые, так и открытые вертикальные стыки; при этом надо стремиться к единой форме стыка, позволяющей выполнять его по принципу как открытого, так и закрытого.
Лучшее решение по защите стыков между панелями можно видеть в конструктивных изменениях структуры наружной стены — соединении панелей внахлестку под дополнительной защитой балконных плит либо размещении вертикальных стыков в пределах лоджий. Лоджии в зданиях высотой более 12 этажей следует проектировать только навесными.
Глава 7
КОНСТРУКЦИИ КРЫШ
В московском строительстве получили применение два принципиально отличных типа крыш: бесчердачные и чердачные, причем бесчердачные крыши приме-
Рис. 7.1. Невентилируемая совмещенная крыша
1 — плоская железобетонная плита; 2—пароизо-ляш'.я; 3 — утеплитель; 4— цементная стяжка; 5 — гидроизоляционный ковер
няются в двух конструктивных разновид-ностях — невентилируемые (рис. 7.1) и вентилируемые (рис. 7.2).
Бесчердачные крыши получили массовое использование в пяти- и девятиэтажных крупнопанельных домах. Наиболее характерным примером может служить конструкция совмещенной крыши в домах серии 1605 или 1-464 (см. рис. 7.1). Несущей основой служат здесь те же плоские железобетонные плиты, что и в междуэтажных перекрытиях. По несущей плите в условиях постройки укладывают по слою пароизоляции утеплитель из пеностекла, цементно-фибролитовых плит и т. п., цементную стяжку и гидроизоляционный ковер. Водоотвод с крыши организован через внутренний водосток.
Такая конструкция отличается высокой трудоемкостью, так как все работы выполняются в построечных условиях.
Вентилируемые совмещенные крыши, конструкция которых состоит из спаренных железобетонных плит с заключенным между ними утеплителем (см. рис. 7.2, а), изготовляются в заводских условиях. Водоотвод здесь также внутренний (см. рис.
Рис. 7.2. Вентилируемая совмещенная крыша
а — поперечный разрез; б —варианты водоотвода к внутренним водостокам; в — график распределения температуры по толщине крыши; / — часторебристая потолочная плита; 2— часторебристая кровельная плнта;
3— лотковый элемент; 4 — керамзитобетонные клинья; 5 — утеплитель; 6 — фризовый элемент; 7 — накрывная парапетная плита; 8 — дополнительное утепление пристенной зоны; 9— пароизоляция по асбестоцементному листу;
10 — сборные «надстройки» —вентиляционные каналы
111
7.2, б). В качестве утеплителя применяются минераловатные плиты на битумной или фенольной связке, цементный фибролит и др. Соединяются нижняя и верхняя плита между собой с помощью керамзитобетонных клиновидных ребер (см. рис. 7.2, а), благодаря которым одновременно организуется необходимый уклон верхней кровельной панели.
Новым в этой конструкции является включение в состав крыши сборного элемента ендовы, который позволяет четко организовать отвод воды с крыши к воронкам внутреннего водостока.
Вес комплексной панели такой конструкции составляет примерно 8 т. Она применяется для девятиэтажных крупнопанельных домов массовых серий П-57, П-49 и 1605/9. Обследования показали надежную работу такой конструкции крыши, удовлетворительные гидроизоляционные и теплотехнические качества.
Чердачные крыши выполняются обычно на зданиях повышенной этажности — более 9 этажей. Конструкции их во многом определяются конструктивным решением дома в целом. При панельной конструкции домов с узким шагом поперечных несущих стен крыша выполняется из часторебристых вибропрокатных плит в сочетании со специальным сборным элементом ендовы, как это сделано, например, на 17-этажном доме из вибропрокатных конструкций, построенном на проспекте Мира. Утеплитель в этом случае расположен по перекрытию над верхним жилым этажом, и чердак, таким образом, остается холодным.
В домах с широким шагом поперечных стен несущей основой чердачной крыши служат панели, применяемые в междуэтажных перекрытиях, либо ребристые кровельные настилы. В домах с продольными несущими стенами, например серии 1-515 или в кирпичных домах, кровля выполняется по вибропрокатным часторебристым панелям, укладываемым по специальным поперечным прогонам (рис. 7.3) либо по ребристым длинномерным настилам.
Аналогичные решения чердачных крыш осуществлены во всех домах повышенной этажности, как крупнопанельных, так и
112
каркасных. Применение чердачных крыш способствует повышению эксплуатационных качеств жилых домов и вместе с тем не связано с ощутимым увеличением строительной стоимости.
Рассмотрим особенности работы крыши и сопоставим существующие конструктивные решения крыш.
Рис. 7.3. Конструкция чердачной крыши для домов с несущими продольными стенами 1 — чердачное перекрытие по настилам; 2 — часторебристые прокатные плиты; <3—сборные предварительно напряженные прогоны; 4 — фризовая панель; 5 — столбики
Совмещенная крыша как наружное ограждение отличается от наружных стен наличием мощного гидроизоляционного слоя (ковра), расположенного с наружной стороны. Гидроизоляционный слой практически паронепроницаемый, создает условия для накопления влаги непосредственно в слое утеплителя мод гидроизоляцией. Вследствие диффузии водяного пара, проникающего из помещения, влага задерживается в конструкции и в результате этого (при эксплуатации здания в зимний период) наблюдается резкое ухудшение теплозащитных качеств крыши, расслоение и нарушение гидроизоляционного ковра, разрушение утеплителя. Положение усугубляется высокой начальной влажностью теплоизоляционных материалов — фибролита, минераловатных плит и других пористых материалов, легко поглощающих и медленно отдающих влагу. Как показали натурные наблюдения, фактическая влажность теплоизоляционного материала через 2,5 года эксплуатации составляла от 12 до 28% вместо нормативных 3—10%. Такая высокая влажность теплоизоляционного слоя совмещенных крыш.
отрицательно сказывается на их эксплуатационных качествах, уменьшая долговечность и увеличивая теплопроводность конструкций, что вызывает промерзание крыши или появление конденсата на потолке жилых помещений.
Общеизвестно, что с увеличением влажности материалов теплопроводность их значительно повышается. Например, для пенобетона объемным весом 600 кг1м2 коэффициент теплопроводности при весовой влажности порядка 10% равен 0,226 ккал/м2 • ч • град, а при весовой влажности порядка 20% — уже 0,321 ккалIм2 • ч град. За отопительный сезон теплопотери через 1 м2 покрытий с повышением влажности пенобетона с 10 до 20% увеличиваются почти на 30%. Это может быть компенсировано усилением отопления (и соответственно увеличением затрат на топливо). Но с усилением отопления при кровельных панелях с недостаточным сопротивлением теплопередаче (из-за повышенной влажности) санитарно-гигиенические условия помещений ухудшаются, несмотря на увеличение эксплуатационных расходов.
Кроме того, высокая влажность материалов под кровельным ковром резко снижает его долговечность. Из-за интенсивного нагрева ковра летом в порах расположенного под ним материала резко повышается давление водяного пара, в результате чего в ковре образуются легко прорываемые вздутия, высота которых достигает 20—30 мм. Это явление становится еще более интенсивным из-за возникновения трещин в сырой стяжке из цементного раствора, которая зимой неоднократно замерзает и оттаивает.
Большое начальное влагосодержание особенно характерно для неиндустриальных совмещенных крыш, утепляемых путем укладки теплоизолирующего материала по несущей плите с последующим устройством стяжки и наклейкой ковра (как, например, в домах серии 1605). Конструкции такого типа трудно уберечь от замачивания атмосферными осадками в процессе строительства.
Как показали обследования, вентилируемые крыши быстро просыхают: после года эксплуатации влажность снижа
ется с 13% до нормативной — 3%. Наблюдения показали, что движение воздуха в вентилируемых крышах происходит постоянно; скорость этого движения в зависимости от скорости и направления ветра составляет от 0,08 до 1 м]сек и более.
В процессе развития и совершенствования конструкций совмещенных крыш было разработано много разнообразных решений, однако до сих пор крыши все еще остаются многодельными и обладают недостаточно надежными эксплуатационными качествами.
К числу тяжелых, неиндустриальных и одновременно дорогостоящих решений бесчердачных крыш относится конструкция крыши в домах серии 1605. Не случайно она оказалась на 18% дороже и в 2,5 раза более трудоемкой, чем конструкция совмещенной крыши из спаренных железобетонных скорлуп (табл. 7.1), в которой обеспечивается нормальный температурно-влажностный режим. В последнем решении значительно улучшена конструкция железобетонных прокатных элементов, которые стали более трещиностойкими и жесткими; удачно решен элемент лотка, по которому к внутренним водостокам отводятся атмосферные воды. Все основные работы по устройству и комплектации кровли выполняются на заводе, а на постройке лишь заделывают швы между плитами и наклеивают последние слои гидроизоляционного ковра.
Водостоки с кровель приняты внутренними, так как и организованный и неорганизованный наружный водоотвод неприемлем в условиях московского климата, особенно в зданиях повышенной этажности.
Отработана надежная и рациональная конструкция внутреннего водостока, которая может быть рекомендована для широкого применения (рис. 7.4). Внутренний водосток выполняется из чугунных или, что более рационально, из асбестоцементных труб диаметром 150 мм, соединяемых на муфтах. Его основной особенностью является организация открытых выпусков на поверхность земли. Водостоки с такими открытыми выпусками безотказно действуют уже более 10 лет.
113
Технико-экономические показатели различных конструкций крыш (иа 1 м2 площади застройки)
Таблица 7.1
Крыша Область применения | Вес в кГ/м* 1 Расход материалов Трудоемкость в чел.-днях Стоимость в руб.
бетона в м3 цемента в кг i стали в кг утеплителя в м3 на заводе на постройке
Совмещенная невентилируе-мая по плоской панели перекрытия, утеплитель — пеностекло или керамзитовый гравий (см. рис. 7.1) Серия 1605АМ 460 о,1 47 6,15 Пеностекло—0,18 Керамзит— 0,24 0,12 1 25,1
Совмещенная вентилируемая из двух вибропрокатных скорлуп с минераловатным утеплителем (см. рис. 7.2) 11-32 11-57 11-49 1605/9 250 0,1 65 8,4 0,14 0,3 0,2 21,5
Чердачная крыша с ребристыми плитами и утеплителем 1-515 120 0,08 29 5,2 Фибролит— 0,15 0,2 6
из фибролитовых плит (см. рис. 7.3) 520 0,18 65 11,9 0,14 0,39 0,9 24,5
в числителе — данные непосред-
Примечание. В показателях по конструкции чердачной крыши ственно по кровле, в знаменателе — по кровле и чердачному перекрытию.
Рис. 7.4. Конструкция внутреннего водостока а — схема выпуска водостока на тротуар; б — водосточная зороика; 1 — стальная труба водостока d=108; 2— спуск талых вод в канализацию; 3—канализационный стояк; 4— утеплитель; 5 — перекрытие над техническим подпольем; 6 — съемный колпак воронки; 7 —раструб;
8 — стальная труба
Проведенные в зимний период замеры температуры талой воды в водостоке показали, что она не опускается ниже —2° С, в связи с чем исключается возможность образования ледяных пробок. Таким образом, совсем необязательными оказались традиционные решения со спуском атмосферных вод из внутренних во-
достоков в системы ливневой канализации, которые далеко не везде имеются
114
и к тому же приводят к резкому удоро жанию водостоков (табл. 7.2).
Таблица 7.2
Стоимость различных типов водостоков (иа 1000 ж2 площади застройки)
Тип водостока
Наружные организованные ....................
.Внутренние, присоединенные к ливневой канализации:
из чугунных труб
» асбестоцементных труб...............
^Внутренние с открытым выпуском:
из чугунных труб
» асбестоцементных труб...............
34
134
ПО
31
22
650
2730
970
1470
130
5
7
4
5
Для того чтобы избежать образования •наледей на земле под открытым выпуском, целесообразно переключать на зимний период спуск по существу очень незначительного количества талых вод в городскую канализацию.
Анализ показывает (см. табл. 7.2), что стоимость устройства внутренних водостоков с открытой системой выпуска воды, обладающих неизмеримо более высокими эксплуатационными качествами, примерно равна или ниже стоимости наружных организованных водостоков.
Водосточные воронки обычно располагаются по продольной оси здания и по одной на каждую жилую секцию. Максимальная площадь водосбора на одну водосточную воронку должна приниматься
не более 400 м2. Поперечные уклоны кровли, направленные к оси здания, по которой располагаются водосточные воронки, составляют обычно 1,5—3%. Между воронками образуются треугольные наклонные скаты кровли, называемые конвертами, по которым вода стекает в воронки. В вентилируемых крышах наиболее рационально устраивать прямые желоба с небольшим продольным уклоном в 1 — 1,5% (см. рис. 7.2, б). На конвертах или в желобе укладывается гидроизоляционный ковер из четырех слоев рубероида на одном слое пергамина.
Важное значение для обеспечения высоких эксплуатационных качеств крыш имеет правильное конструктивное решение различного вида надстроек на крышах: вентиляционных каналов, люков и т. п. В настоящее время разработаны индустриальные решения надстроек, которые одновременно предусматривают надежную заводку и крепление гидроизоляционного ковра, в частности, объединение в одном блоке вентиляционных каналов, канализационных вытяжек и радиотелевизионных антенн. Благодаря этому удается значительно сократить количество мест пересечения крыши с надстройками и исключить возможные повреждения рулонной гидроизоляции, которые происходят на участках около пересечений.
* *
*
Обобщение практики строительства позволяет рекомендовать в качестве основного решения для жилых домов высотой более 9 этажей чердачный тип крыши (с устройством теплого чердака) с внутренним водостоком из асбестоцементных труб и выпуском воды из водостока в уровне земли.
Глава 8
РАСЧЕТ КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ ЗДАНИЙ ПОВЫШЕННОЙ ЭТАЖНОСТИ
ними (в том числе наружными) несущими стенами, т. е. типу дома высотой 9—12 этажей. Указанная расчетная схема может быть с достаточной для практики
Строительство крупнопанельных зданий высотой девять и более этажей поставило перед проектировщиками и исследователями ряд сложных задач по созданию методики расчета, наиболее близко отвечающей действительной работе конструкций. Если при массовом возведении зданий высотой в пять этажей вопросы прочности и жесткости не были решающими, то для зданий повышенной этажности они становятся важнейшими.
Конструкция крупнопанельного здания повышенной этажности представляет собой сложную многократно статически неопределимую пространственную систему, составленную из пластинок, ослабленных проемами и соединенных между собой податливыми связями. Поэтому задача определения напряженного состояния и деформаций конструкций от вертикальных и горизонтальных (ветровых) нагрузок и температурных воздействий, а также от неравномерных осадок основания является весьма сложной.
В качестве расчетной модели крупнопанельного здания может быть принята ортотропная система, составленная из отдельных пластинок, соединенных между собой упругими связями сдвига и упругими поперечными связями (рис. 8.1). Пластинки в своей плоскости рассматриваются как жесткие диски. Однако при сделанных предпосылках трудно получить числовые решения уравнений относительных перемещений пластинок как жестких дисков вследствие их большого количества в здании. Упрощения можно добиться, если здание рассматривать как непрерывную тонкостенную призматическую оболочку — коробку многосвязного сечения с поперечными и продольными диафрагмами; устойчивость и совместная работа диафрагм обеспечивается горизонтальными дисками перекрытий (см. рис. 8.1, а). Предлагаемая расчетная схема отвечает конструктивной системе панельного дома с поперечными и продоль-
Рис. 8.1. Расчетные схемы крупнопанельного здания
а —в виде призматической оболочки; б — в виде перекрестной системы вертикальных и горизонтальных диафрагм; в — схема расчленения пространственной коробки на отдельные диафрагмы при жесткой связи поперечных стен с продольными наружными стенами; г — то же, при отсутствии жесткой связи между ними
точностью представлена в виде отдельных вертикальных стен составного двутавро-вого или швеллерного сечения (см. рис. 8.1, б, в).
Расчетная схема зданий повышенной этажности — выше 9—12 этажей, в которых наружные стены становятся навесными и потому не участвуют в восприятии вертикальных нагрузок, может быть представлена в виде системы вертикальных поперечных и внутренних продольных
116
стен—диафрагм, «развязанных» междуэтажными перекрытиями (см. рис. 8,1, г).
В этих схемах горизонтальные диски перекрытий могут быть приняты как не-деформируемые, что в значительной мере отвечает их действительной работе.
Расчет осложняется тем, что в систему несущих стен здания входят как глухие стены, так и стены с проемами, имеющие различную жесткость и потому по-разному участвующие в общей пространственной работе здания.
Упругие линии деформации глухих стен и конструкций с проемами, не связанных между собой, при одинаковой нагрузке имеют разную форму и описываются различными уравнениями. Связанные перекрытиями эти конструкции вынуждены изгибаться одинаково, что приводит к неравномерному распределению между ними общей нагрузки, действующей на здание. Поэтому обычные методы независимого расчета отдельных диафрагм на нагрузку, определяемую по грузовой площади, могут привести к существенным ошибкам.
Расчет крупнопанельного здания состоит из двух основных частей — определения действующих усилий и расчета конструкций здания на эти усилия. Кроме того, проверяется жесткость здания; с этой целью нормативными документами ограничивается ускорение колебаний на уровне верха здания при действии ветровой нагрузки.
Статический расчет должен определять краевые усилия по периметру каждой панели, включая нормальные и касательные усилия по всем граням и моменты, действующие из плоскости и в плоскости панелей. Панель должна рассчитываться на прочность, деформации и трещиностойкость при заданных краевых условиях, и на основе такого расчета назначаются оптимальные сечения, количество и расположение арматуры.
• На величины усилий в несущих конструкциях заметно влияет внецентренность приложения вертикальной нагрузки, вызванная несимметричным относительно, центральной продольной оси здания расположением нагрузок и проемов во внутренних стенах.
Поэтому при расчете несущих конструкций сооружения с учетом указанных положений необходимо принимать во внимание совместную пространственную работу в здании разнотипных несущих конструкций под действием горизонтальных и внецентренных вертикальных нагрузок.
Многократная статическая неопределимость системы, образуемой стенами и перекрытиями, приводит при отсутствии упрощений к необходимости совместного решения сотен алгебраических уравнений. Здесь широкие возможности открывает применение электронных вычислительных машин. Вместе с тем изучение действительной работы панельных конструкций позволило с достаточной для практических целей точностью отработать упрощенные методы расчетов как по определению усилий, так и жесткостных характеристик, которыми следует пользоваться в практике проектирования. Такие методы положены, в частности, в основу «Указаний по проектированию конструкций крупнопанельных бескаркасных жилых домов высотой 10—16 этажей», разработанных ЦНИИЭП жилища и ЦНИИСК.
Из расчетных положений, содержащихся в Указаниях, здесь даны только те, которые наиболее часто встречаются в практике проектирования. Приведены также практические рекомендации по упрощению отдельных расчетов и данные по подбору сечений конструкций.
1. Общие положения расчета
Несущие стены и их стыковые соединения, а также пристыковые участки стен должны быть рассчитаны на суммарные усилия, возникающие от веса вышерасположенных конструкций и временной вертикальной нагрузки, от ветровой нагрузки, неравномерных осадок основания, неодинаковой загрузки и различных де-формативных свойств продольных и поперечных стен, температурных воздействий и неодинаковой усадки материала связанных между собой панелей. В тех случаях когда усилия от ветра, температуры или усадки вызывают уменьшение расчетного усилия в стене или в стыковом
117
соединении, в расчете их рекомендуется не учитывать.
Стены должны быть проверены расчетом на вертикальные нагрузки, определяемые без учета их перераспределения при совместной работе панелей. При выполнении этой проверки для зданий с часто расположенными поперечными несущими стенами и перекрытиями, опирающимися по контуру, наружные продольные стены рассчитываются только на вертикальную силу от собственного веса стен без учета нагрузки от перекрытий; в этом случае поперечные стены должны быть рассчитаны на всю нагрузку от перекрытий.
Помимо расчета конструкций законченного здания на все виды нагрузок и воздействий необходимо проверить прочность стен здания в условиях его монтажа на сумму нагрузки от расчетного собственного веса конструкций и нормативной ветровой нагрузки.
В домах высотой до 9—12 этажей учитывается совместная работа поперечных и продольных наружных стен, которые при такой высоте зданий могут быть несущими, в зданиях большей этажности с наружными навесными стенами учитывается совместная работа поперечных и внутренних продольных стен, что дает большой конструктивный эффект. При рассмотрении совместной работы примыкающих друг к другу участков стен учитывается податливость их стыковых соединений (характеристики податливости, в зависимости от типа соединений, будут приведены далее).
Усилия, возникающие от взаимодействия отдельных вертикальных элементов, определяются из условия равенства горизонтальных перемещений этих элементов и перекрытий в местах их пересечения.
Горизонтальные перемещения вертикальных элементов определяются с учетом податливости стыковых сопряжений панелей, наличия в панелях проемов, возможного образования трещин в перемычках и в ряде случаев податливости основания.
При расчете несущих стен принимается гипотеза плоских сечений, что допусти-118
мо для высоких зданий, у которых ширина мала по сравнению с высотой.
Расчет несущих стен с проемами рекомендуется производить путем расчленения пространственной системы на отдельные плоские элементы, соединенные податливыми на сдвиг связями. Каждый из плоских элементов рассчитывается как рама с учетом сил взаимодействия с примыкающими к нему стенами. При этом принцип расчета должен состоять в том, чтобы определить возможные максимальные величины усилий в данном элементе.
Так, при расчете составных сечений стен стыковые соединения принимаются неподатливыми с тем, чтобы в результате расчета получить максимально возможные усилия в элементах составного сечения (при этом сумма расчетных нагрузок на отдельные элементы сечения не будет равна суммарной нагрузке на все сечение) .
Перемычки над проемами, способные воспринимать расчетные усилия, возникающие в них при совместной работе примыкающих к проемам участков стен, следует принимать либо максимальной жесткости (без учета трещинообразования), либо минимальной (с учетом трещинообразования) в соответствии с усилиями, определенными в перемычке при условии отсутствия в ней трещин с тем, чтобы в результате расчета получить максимальные усилия в панелях, их стыковых со: единениях и самих перемычках.
Стыковые соединения стеновых панелей следует рассчитывать не только по прочности, но и по деформациям.
Для расчета составных стержней, которые приняты как основная расчетная схема несущих стен, работающих на вертикальные и горизонтальные нагрузки, используется дифференциальное уравнение, выведенное А. Р. Ржаницыным для расчета составного стержня,
Т” = ЦуТ + А),
где 1 = —-— — коэффициент, характе-1СД Н
ризующий жесткость соединения стен по вертикали (Я — высота этажа; Асд—зависит от вида и количества соединений, приходящихся на один этаж); этот коэф
фициент определен на основе данных экспериментальных исследований, проведенных в последние годы; у — коэффициент, характеризующий жесткость стен здания, определяется в зависимости от формы сечения стен и характера нагрузки.
Расчетные формулы для определения усилий с учетом податливости представлены как произведение двух частей — величины усилия в идентичном упругом стержне сплошного сечения и коэффициента, учитывающего податливость связей или перемычек над проемами.
2. Учет податливости стыковых соединений
(8.1)
Податливость стыковых соединений панелей при сдвиге определяется с учетом связей, пересекающих каждое из двух вертикальных сечений на границах между поверхностями панелей и бетона замоноличивания (рис. 8.2); связями являются бетонные уступы, шпонки, арматурные выпуски, опорные участки перекрытий.
Коэффициент податливости сдвигу при отсутствии перекрытий, заделанных в стены, определяется по формуле
* _ । сд «1 "Г" п2
где Лсд j — коэффициент податливости отдельной связи в первом шве (см. рис. 8.2);
Хсд 2 — то же, во втором шве;
«л и «2— количество связей в пределах одного этажа соответственно в первом и втором шве.
Коэффициенты Хсд х и Хсд 2 принимаются по табл. 8.1. При этом если на одной поверхности имеются связи в виде бетонных уступов и арматуры, т. е. элементы, резко отличающиеся по своей жесткости на сдвиг, то при определении коэффициента податливости %сд j или %сд 2 учитываются коэффициенты податливости только бетонных уступов.
Перекрытия при опирании на стены работают как шпонки; при этом коэффициент податливости соединения между
Рис. 8.2. К расчету податливости соединений. Расчетные плоскости сдвига
а — при взаимном сдвиге стен перпендикулярного направления; б — то же, одного направления; / и 2— номера поверхностей сдвига
стенами в пределах одного этажа опре-деляется по формуле
*сд = --—(8.2}
\ц,0 ^ср.пер
где Хсд 0 = Лсд, вычисленному по формуле (8.1);
Хсд.пер— коэффициент податливости, определяемый по смятию горизонтальных швов на участках опирания перекрытий на стену; принимается по табл. 8.1.
Для наиболее распространенных типов стыковых соединений значения %сд приведены в табл. 8.2.
Коэффициент податливости растяжению соединения между двумя панелями одного направления в пределах одного этажа Хр определяется по формуле
Ь₽=------------!-------, (8.3)
П1 П2
^р,1 ^р,2
119
Таблица 8.1
Коэффициенты податливости стыковых соединений панелей при сдвиге
№ п.п. Тип соединения Вид сдвига Схема соединения Марка бетона стыкуемых панелей Коэффициент податливости в см[кг
1 Монолитная шпонка из тяжелого бетона марки 200 и более Между стеновой панелью и бетоном замоно- личивания .а Бетон за-~ моно/шчи-ваиия Дз 200 и более 150 н меиее 0,25 • 10-5 0,35- 10~6
2 Анкерный стержень или один стержень петлевого выпуска, пересекающий шов Между панелью и бетоном замоиоличивания .Q “а — 6 / 1 1 \ \ ^6,1 ^6,2 / гДе £б11—моДУль упругости бетона панели; £б2—модуль упругости бетоиа замоиоличн-вания; d— диаметр стержня
3 Плита перекрытия, заведенная в уступ стеновой панели па растворе марки 50 Вертикальный между стеновыми панелями 200 и более 150 и менее 1,5 - 10—5 1,8 - 10—5
За То же, на растворе марки 100 'а 200 н более 150 и менее 1 ю—5 1,2 • 10—5
4 Анкерный стержень закладной детали, расположенный перпендикулярно направлению сдвига Между закладной деталью и панелью 6 d£6.i
Таблица 8.2
Коэффициенты податливости при сдвиге Хсд стыковых соединений стеновых панелей в 10 ~5 см/кг
№ п.п. Тип и схема соединения Бетон панелей наружной стены
1 Панели наружных и внутренних стен с одним уступом или вырезом в пределах одного этажа при марке бетона внутренней стены и замоноличивания 200 и более (при монолитной шпонке) Тяжелый бетон марки 200 и более Бетон марки 150 и менее 0,4 0,45
2 То же, что и тип 1, но панели наружной стены без уступов с одним петлевым выпуском на высоту этажа из стержня диаметром 12 см Тяжелый бетон марки 200 Керамзитобетон марки 100 То же, 150 1,2 2,3 2
3 С двумя петлевыми выпусками на высоту этажа Керамзитобетон марки 100 То же, 150 1,25 1,1
4 С перекрытием, заведенным в наружную стену, раствор горизонтального шва марки 50 Керамзитобетон марки 100 То же, 150 0,75 0,7
5 То же, что тип 4, но марка раствора шва 100 — Тяжелый бетон марки 200 Керамзитобетон марки 100 То же, 150 0,45 0,65 0,6
6 Соединение наружных стен между собой (см. тип 1) с одним уступом или вырезом по высоте этажа при марке бетона замоноличивания 200 и более — Тяжелый бетон марки 200 и более Любой бетон марки 150 и менее 0,5 0,7
121
та б л и ц а 8.4
где Хр j — коэффициент податливости одного стержня в сварном соединении, принимаемый по п. 1 табл. 8.3;
X „—то же, в петлевом стыке, без р,2 ’ ’
сварки (см. п. 2 табл. 8.3);
Коэффициенты податливости стыковых соединений двух смежных наружных стеновых панелей при их растяжении (при одном арматурном стержне)
Соединение •Тр соединитель-тержня d в AIM Материал паиели | Лр в 10 ? см{кг 1 при ширине раскрытия трещины между па-1 келью и бетоном замоноличивания
| Диаме I кого с 0,3 мм\ 1 W1V 1
Сварное, за-моноличенное 12 10 Тяжелый бетон марки 200 1,7 2 4 5
бетоном марки 200 12 10 Керамзнтобе-тон марки 50 1,9 2,3 4,5 5,5
То же, с не-приваренными скобами 12 10 Тяжелый бетон марки 200 2,3 2,7 5 6
12 10 Керамзитобетон марки 50 2,5 3 5,5 6,5
«т— количество сваренных стержней в пределах одного этажа;
п2—то же, стержней без сварки.
Коэффициент податливости соединений при отрыве наружной стены от внутренней определяется по формуле
^отр— , (8-4)
«1 + «2
\>тр,1 \>тр,2
где К д— коэффициент податливости одного сварного соединения;
X 2— то же, петлевого соединения.
Если каждое соединение состоит из одного стержня, то Ко л и Котр>2 приня-
Таблица 8.3
Коэффициенты податливости стыковых соединений при отрыве наружных стеновых панелей от внутренних (при одном арматурном стержне)
Соединение Диаметр соединительного стержня d в мм ^отр в Ю 5 см}кг при ширине раскрытия трещины между поперечной стеной и бетоном замоноличивания
х 0.3 мм 1 мм
Сварное, замоно-личенное бетоном марки 200 12 10 ^отр, 1 ^отр, 2 1,2 1,4 3,3 4,2
То же, с непри-варенными скобами 12 10 \)Tp, 2 ^отр, 2 1,7 2 4,8 5,6
маются по табл. 8.4. Если соединение состоит из двух стержней в одном уровне, то Л j принимается в 1,5 раза меньше, а Котр 2 в 1,2 раза меньше указанных в табл. 8.4.
Коэффициенты податливости при сжатии горизонтальных растворных швов между панелями Кс при контактном типе сопряжения принимаются равными Кш, приведенному в табл. 8.5.
Таблица 8.5
Коэффициенты податливости горизонтального растворного шва между панелями прн сжатии Хш
Марка раствора 4—10 25—50 100 и более
лК1 в 10 с.п3 //сг 1 0,5 0,3
Примечания: 1. Коэффициент податливости приведен для швов толщиной 1—2 см. Для швов толщиной 0,5 см и менее коэффициенты податливости следует уменьшить в 1,5 раза; для швов толщиной более 2 см эти коэффициенты увеличиваются в 1,5 раза.
2. Коэффициенты податливости швов, выполненных в зимнее время с добавкой поташа, принимаются умноженными на 1,2.
Для определения деформаций соединений при длительном действии нагрузок
122
вводятся увеличенные вдвое значения этих коэффициентов, и модули упругости бетона панелей применяются вдвое уменьшенными.
При платформенном стыке Кс определяется по формуле
4,1 4,2
где h— толщина стеновой панели;
и Ь2— глубина заделки плит перекрытий; при одностороннем опирании (например, на наружные стены) — глубина опирания перекрытия на стену; bz — глубина участка непосредственного контакта);
' -4,1 = 4,2—24— ПРИ Двухстороннем опирании;
4,1 = 24 ; 4,2 = 4 ~ ПРИ одностороннем опирании.
3. Определение формы и размеров составных сечений стен
и их жесткостных характеристик
Для определения усилий в стенке и полке составного сечения от вертикальных и ветровых нагрузок, а также температурных воздействий рекомендуется расчленять стены на вертикальные элементы, имеющие в плане тавровые или уголковые сечения. Каждый вертикальный элемент рассматривается как статически неопределимый составной стержень — двухветвенный или трехветвенный, жестко заделанный в основании.
Каждый элемент рассматривается как конструкция из нескольких полос, соединенных продольными, податливыми при сдвиге связями и жесткими поперечными связями (полосой будем называть участок стены, ограниченный проемами или вертикальными стыковыми соединениями панелей). При расчете фактические связи между полосами (перемычки над проемами, вертикальные стыковые соединения панелей) заменяются эквивалентными им по податливости, непрерывно распределенными по высоте связями.
К элементам с одним рядом вертикальных связей относятся: тавровые (уголковые) в плане элементы без проемов или стыков в стенке и полке (рис. 8.3, а, б);
Рис. 8.3. Составные элементы с одним и двумя рядами вертикальных связей
1, 2, 3 —номера участков стен
прямоугольные в плане элементы с одним рядом проемов или стыков (рис. 8.3, в, г).
К элементам с двумя рядами вертикальных связей относятся: тавровые (уголковые) в плане элементы с одним рядом проемов (стыков) в стенке (рис. 8.3, д, е); двутавровые (швеллерные) в плане элементы без проемов (стыков) в стенке и полках (рис. 8.3, ж, з); прямо
123
угольные в плане элементы с двумя рядами проемов или стыков (рис. 8.3, и, к). Как элементы с одним рядом вертикальных связей, рассчитываются: двутав-
Рис. 8.4. Составные элементы с симметрично расположенными вертикальными связями
1, 2 — номера участков стен
ровые (швеллерные) в плане элементы без проемов (стыков) с равными полками (рис. 8.4, а, б); прямоугольные в плане элементы с двумя симметрично расположенными рядами проемов (рис. 8.4, в).
Как элементы с двумя рядами вертикальных связей рассчитываются: двутавровые (швеллерные) в плане элементы с равными полками и одним рядом проемов (стыков) посередине длины стенки (рис.
8.4, г, д'); прямоугольные элементы с тремя симметрично расположенными рядами проемов (рис. 8.4, е).
Расчетные длины стенок и свесов полок принимаются такими, чтобы в их пределах было не более одного ряда проемов или одного вертикального стыка панелей (не считая проемов или стыков, которые расположены вблизи стыков панелей или отстоят от них на расстоянии, меньшем высоты перемычки). При сплошных стенах, образующих полку, ее расчленение производится посередине расстояния между стенками (рис. 8.5, а, б).
Рис. 8.5. Схема для определения расчетных размеров полок и стенок составных сечений
а — полки с проемами; б — полки без проемов; в, г — схемы расчленения полок и стенок при большом количестве проемов или стыков; Ln — расчетная длина полки;
г ПР — правый свес полки; £Лев—левый свес полки
ьп п
Расчетные длины стенок определяются таким образом, чтобы в их пределах было для тавровых (уголковых) и двутавровых (швеллерных) в плане сечений с равными полками не более одного ряда проемов
124
(стыков), для прямоугольных — не более двух произвольно расположенных рядов проемов (стыков) или трех симметрично расположенных. При этом расчетные длины стенок при определении перераспределения вертикальных нагрузок между стенами и свесов полок во всех случаях не следует принимать более 0,2 высоты здания.
Вертикальные стыки между панелями и перемычки над проемами, расположенные за пределами расчетной длины стенки или полки, могут рассматриваться как горизонтальные шарнирные связи между вертикальными элементами, а стены, не включенные в расчетные составные сечения, рассчитываются на непосредственно приложенные к ним нагрузки (незаштри-хованные участки на рис. 8.5, в, г).
4. Учет податливости стыковых соединений и перемычек над проемами
Податливость горизонтальных растворных швов при расчете учитывается введением приведенного модуля упругости, который для /-Й полосы определяется по формуле
где Еб1- — расчетные модули упругости бетона панелей, образующих J-Ю полосу (Еы- =0,85 Ео) (Ео — начальный модуль упругости бетона, определяемый по табл. 3 приложения II СИ 321—65);
А,с/—коэффициент податливости при сжатии горизонтального растворного шва между панелями /-Й полосы, определяемый по формуле (8.5);
Нэт— высота этажа.
Вертикальные стыковые соединения панелей, препятствующие их сдвигу, и перемычки над проемами при расчете заменяются эквивалентными по податливости распределенными по высоте связями. Коэффициент податливости к эквивалентных
связей, отнесенный к единице высоты здания, определяется по формулам:
в местах вертикальных стыков панелей
к=-^±-, (8.7)
Нэт
где 2.сд—принимается по табл. 8.1 или по экспериментальным данным;
в сечениях по проемам при жестком защемлении обоих концов прямоугольных перемычек
X = —| 1 -]--------3—I’P—/8.8)
12Впер/7эт\ /2 Е F / '
р а \ ‘пер сб гпер /
где /пгр — расчетный пролет перемычки, принимаемый равным пролету в свету;
Впер — изгибная жесткость перемычки, определяемая с учетом трещинообразования;
Епер—площадь вертикального сечения перемычки.
Защемление перемычки на опоре считается жестким, если перемычка является частью панели, а длина простенка, в котором она защемлена, вдвое превышает высоту перемычки.
Для характеристики податливости связей между отдельными полосами вводится параметр р.
Податливость связей между полосами для упрощения расчета можно не учитывать, т. е. связи могут рассматриваться как абсолютно жесткие на сдвиг, если определяемый по формулам (8.9), (8.11) и (8.12) параметр pi > 16/лг (п— число этажей). Если же р<2/п, соединение полос может рассматриваться как шарнирное, не препятствующее их взаимному сдвигу.
Параметр р для элементов с одним рядом податливых продольных связей определяется по формуле
<8'9>
где к— коэффициент податливости продольных связей при сдвиге, определяемый по формулам (8.7) и (8.8);
125
где Ei, Ez, Fi, Fz— соответственно приведенный модуль упругости, определяемый по формуле (8.6), и площади горизонтального сечения первой и второй полос.
Для элементов с двумя рядами податливых продольных связей вычисляются два параметра:
(8.И)
(8.12)
где 2.х—коэффициент податливости при сдвиге продольных связей между первой и второй полосой;
— то же, между второй и третьей полосой;
Д = А+ у А2 + -^; (8.13)
с2 = А— А2+^ . (8.14)
У Л1
(8.15)
ZY12 \ ^1/
Yx вычисляется по формуле (8.10);
У12=~—• (8.17)
£2 F2
Симметричный в плане составной элемент при расчете на вертикальные нагрузки рекомендуется расчленять по оси симметрии на два элемента. Расчет каждого из них производится без учета изгиба, т. е. коэффициент у определяется по формулам (8.10) или (8.16) и (8.17).
При расчете на горизонтальные нагрузки симметричных в плане элементов с двумя рядами податливых продольных связей параметр р, вычисляется по формуле (8.9), где коэффициент у определяется по формуле
у =------р —
(8.18)
При расчете на горизонтальные нагрузки симметричных в плане элементов с тремя рядами податливых вертикальных связей параметры рх и р2 вычисляются по формулам (8.11) и (8.12), в которых коэффициенты ух и у2 равны:
Yx = —— Н-----— + —; (8.19)
Г £XFX £2F2 1 2В ’ k
2 VZ
+ (8-20)
E1,F1—• соответственно приведенный модуль упругости и площадь горизонтального сечения крайних полос;
^2,^2—то же, средней полосы или средних полос (для симметричного элемента с тремя рядами податливых продольных связей);
пх — расстояние между центрами тяжести горизонтальных сечений крайней (первой) и средней (второй) полос;
v2—то же, средних полос симметричного элемента с тремя рядами податливых продольных связей;
2 В—сумма изгибных жесткостей полос (в плоскости изгиба).
5. Определение расчетных нагрузок
Вертикальная постоянная нагрузка определяется собственным весом здания с соответствующими коэффициентами перегрузки. Временными вертикальными нагрузками являются полезные нагрузки на перекрытия и снеговая нагрузка. При расчете несущих стен эти нагрузки в соответствии с «Указаниями по проектированию конструкций крупнопанельных жилых домов» (СН 321—65) следует относить, как и постоянные, к длительно действующим.
При определении расчетных сочетаний нагрузок и воздействий необходимо исходить из следующих положений:
а) при расчете по несущей способности стеновых панелей на сжатие в первом и втором дополнительных сочетаниях нагрузок должны учитываться усилия от температурных воздействий, расчетная величина которых умножается на 0,9.
126
б) при расчете по несущей способности и раскрытию трещин вертикальных стыковых соединений наружных стеновых панелей, работающих на растяжение, кроме усилий от неравномерных осадок основания должны учитываться усилия от температурных воздействий, которые суммируются с первыми; стыковые соединения навесных панелей рассчитываются только на усилия от температурных воздействий;
в) при расчете по несущей способности вертикальных стыковых соединений панелей и примыкающих к стыкам участков панелей на сдвиг расчетное сдвигающее усилие принимается равным сумме сдвигающих усилий, вызванных перераспределением вертикальных нагрузок между стенами и умноженных на коэффициент 0,8 сдвигающих усилий от ветра, температурных воздействий (для стыковых соединений наружных стен с внутренними), неравномерной осадки основания, обусловленной расчетной неоднородностью грунта; стыковые соединения панелей верхнего этажа должны быть, кроме того, проверены на полную сдвигающую нагрузку от температурных воздействий (без коэффициента 0,8), а панели и стыковые соединения остальных этажей на полную расчетную сдвигающую силу от вертикальных нагрузок в сумме с ветровой (без коэффициента 0,8);
г) при расчете работающих на отрыв стыковых соединений наружных стеновых панелей с внутренними и примыкающими к стыкам участков панелей, кроме отрывающих усилий, вызванных внецентрен-ной передачей вертикальных нагрузок в наружных стенах и ветрового отсоса, должны учитываться усилия от температурных воздействий; при этом усилия от ветрового отсоса и температурных воздействий умножаются на коэффициент 0,9; стыковые соединения верхних этажей должны быть проверены, кроме того, на полную величину (без коэффициента 0,9) отрывающих усилий, вызванных ветровым отсосом, где он максимальный, и температурные воздействия.
Ускорение колебаний здания на уровне его верха, определяемое по нормативным ветровым нагрузкам, умноженным на
коэффициент 0,6, не должно превышать 15 см!сек2. Ускорение колебаний определяется по формуле (8.23) и (8.25).
Ветровая нагрузка на здания прямоугольной формы в плане определяется для двух направлений ветра: перпендикулярного продольной оси здания и совпадающего с его продольной осью. При расчете на ветровые нагрузки в этом случае косое направление ветра может не рассматриваться.
При более сложных конфигурациях здания ветровая нагрузка раскладывается вдоль направления несущих стен, воспринимающих эту нагрузку.
Для высоких зданий (более 12 этажей или более 40 м) с периодом собственных колебаний более 0,25 сек расчетная ветровая нагрузка определяется с учетом динамического воздействия пульсаций скоростного напора.
Период собственных колебаний основного тона (при определении ветровой нагрузки допускается учитывать только колебания по основному тону) можно определять по формуле
T = / _ДД_> (8.21)
где Дзд— высота здания;
т—погонная масса, т. е. вес
1 пог. м здания по высоте, включая полезные нагрузки, деленный на ускорение силы тяжести 9,81 MjceKz\
[EJ]^—приведенная жесткость здания;
К— коэффициент частоты, учитывающий податливость основания; определяется по графику на рис. 8.6 в зависимости от относительного коэффициента жесткости основания
-г 12 122В
— > vo Н /г ’
ф Vo "зд й<р
где k9— коэффициент жесткости основания: = сф /ф; сф — коэффициент упру-
гого неравномерного сжатия грунта: сф = = 2С2; Сг — коэффициент равномерного сжатия грунта можно принимать равным 200 Я", где Д' — нормативное давление
127
на грунт в Т/м2, определяемое по табл. 14
СНиП П-Б.1-62.
Для висячих свайных оснований
где с — упругое сопротивление одной сваи, определяемое опытным путем;
Г/ — расстояние г-й сваи до оси поворота подошвы фундамента.
Рис. 8.6. График зависимости коэффициента частоты % от относительного коэффициента жесткости основания
При высокой жесткости основания, например при сваях-стойках, период свободных колебаний можно определять по формуле
(8.21а)
Для диафрагм с проемами период свободных колебаний можно приближенно определить по формуле (8.21а), пользуясь величиной жесткости, эквивалентной по прогибу верха диафрагмы:
где f — прогиб, вычисленный для диафрагмы с проемами от единичной силы, приложенный к верху диафрагмы.
Величина расчетной ветровой нагрузки на уровне перекрытия над k-тл этажом здания
Pk = qkSk + mkWk- (8.22) здесь первый член правой части формулы учитывает статическое действие скоростного напора ветра, второй — динамическое воздействие порывов ветра;
gfe = l,2 qokk ck — расчетное давление ветра в Т/м2 на уровне перекрытия над /г-м этажом;
k— порядковый номер перекрытия;
п— число этажей;
1,2—коэффициент перегрузки;
q0—нормативный скоростной напор ветра для высоты над поверхностью земли до 10 м, принимаемый по табл. 9 СНиП П-А.11-62;
kk—поправочный коэффициент на возрастание скоростного напора для уровня перекрытия над k-тл этажом, принимаемый по табл. 10 СНиП П-А.11-62; ck— аэродинамический коэффициент, принимаемый по табл. 11 СНиП П-А.11-62;
Sk=Hkl — грузовая площадь ветровой нагрузки (Н;. — полусумма высот смежных этажей k-ro и (&+1)-го; для верхнего этажа — сумма половины высоты этажа и парапетной части стены);
I—длина здания в направлении, перпендикулярном действию ветра, а при температурных или осадочных швах — расстояние между ними;
mk=Qk!g — масса в т • сек2/м, соответствующая весу &-го перекрытия, включая нормативную полезную нагрузку на нем и полусумму нормативных весов стен и перегородок &-го и (&+1)-го этажей; £ = = 9,81 м/сек2-,
Wk— расчетная величина ускорения свободных колебаний здания в уровне k-ro этажа, определяемая по формуле
W1! (8-23)
щ k—коэффициент, зависящий от вида первой формы свободных колебаний здания и от места расположения массы и определяемый по формуле
п
0,2ax(xft) S atix^qtSi
П11, =----; (8.24)
S а,2 (xj mi
128
Таблица 8.6
Относительные ординаты формы свободных колебаний сц(х)
К х'н^
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 1
1 0 0,093 0,188 0,285 0,385 0,486 0,588 0,691 0,794 0,89 1
1,1 0 0,089 0,182 0,279 0,378 0,479 0,582 0,686 0,79 0,895 1
1,2 0 0,085 0,175 0,266 0,369 0,471 0,575 0,68 0,787 0,893 1
1,3 0 0,079 0,166 0,259 0,358 0,46 0,566 0,673 0,782 0,891 1
1,4 0 0,073 0,155 0,246 0,344 0,447 0,554 0,665 0,776 0,888 1
1.5 0 0,063 0,145 0,229 0,326 0,43 0,54 0,653 0,768 0,884 1
1,6 0 0,054 0,124 0,209 0,306 0,411 0,523 0,64 0,779 0,879 1
1,7 0 0,042 0,105 0,186 0,281 0,388 0,513 0,624 0,748 0,874 1
1,8 0 0,028 0,082 0,158 0,254 0,362 0,481 0,606 0,736 0,868 1
Жесткая заделка 1,875 0 0,017 0,066 0,137 0,239 0,34 0,461 0,587 0,725 0,862 1
Примечание. Промежуточные значения си (х) ние от низа здания до рассматриваемого уровня.
определяются линейной интерполяцией; х — расстоя-
?! — коэффициент динамичности, зависящий от периода Tt, соответствующего первой форме свободных колебаний; определяется по графику рис. 8.7;
; ai(x,) = —
Уп У л
относительные ординаты первой формы свободных колебаний здания в рассмат-
Рис. 8.7. Зависимость коэффициента динамичности от периода свободных колебаний 7", крупнопанельных зданий
риваемой точке k и во всех точках i, где сосредоточены массы т; для здания с постоянной по высоте изгибной жесткостью и погонной массой (т. е. для наиболее распространенных случаев) определяются по табл. 8.6 в зависимости от коэффициента частоты Л; коэффициент Л, учитывающий податливость основания, опре
деляется по графику рис. 8,6; ук— горизонтальное перемещение k-ro перекрытия в рассматриваемом направлении под действием QI; <2г, ..., <2„, приложенных над 1, 2, ..., ц-м этажом; у{ —то же, i-ro перекрытия; уп —то же, п-го перекрытия.
Если податливость основания не учитывается, расчетная величина ускорения свободных колебаний в уровне k-ro этажа может определяться по формуле
Wk = 0,225 (kn + 0,385) g, (8.25)
где kn — поправочный коэффициент на возрастание скоростного напора для уровня перекрытия над п-м этажом, принимаемый по табл. 10 СНиП П-А.11-62;
qr— расчетное давление ветра в уровне перекрытия над первым этажом;
5 = _3Дг— средняя величина грузовой п
площади при ветровой нагрузке, приходящейся на одно перекрытие.
В целях дальнейшего упрощения расчетов, например для простейших зданий высотой до 14—16 этажей, можно вообще не определять период собственных колебаний и принимать трапециевидную эпюру ветровой нагрузки (обоснование такого подхода и методику определения вет
9—959
129
ровых нагрузок с учетом этих допущений см. в главе 13). В частности, при замене фактической ветровой нагрузки на каждый элемент трапецеидальной нагрузкой
i л
<7 0 = <7 Н-<7,
п
где
q = A'(2Q0ff-3M0);
л 6
q (--Q° Н + 2М°);
здесь Н—пНэл — высота надземной части здания;
Л4°— изгибающий момент в несущей стене в уровне пола первого этажа;
Q0—перерезывающая сила в том же уровне.
В практике проектирования часто бывает необходимо определять расчетную ветровую нагрузку на часторасположенные поперечные стенки, например в период монтажа здания.
При определении ветровой нагрузки на здание следует учитывать также ветровую нагрузку на боковые стены лоджий и глухие ограждения балконов, расположенные перпендикулярно направлению действия ветра. Для этого к площади проекции стен здания на плоскость, перпендикулярную направлению действия ветра, добавляется приведенная площадь стен лоджий 5л, определяемая в зависимости от величины отношения длины лоджии 1Л к ее глубине Ьл по формулам:
при 1Л/ЬЛ <6 8Л = 0,1/л h„ пл, при /Л/6Л > 6 8л = клЬлИлпл,
где пл— количество лоджий в расчетном направлении;
йл— высота лоджий;
кл—коэффициент, равный:
при 1Л)ЬЛ — 6 8 10
/гл —0,5 0,8 1
При отсутствии наружных навесных стен ветровая нагрузка, действующая на внутренние поперечные стены, принимает
130
ся с аэродинамическим коэффициентом 0,1.
Для зданий выше 16—17 этажей необходимая жесткость проверяется по величине ускорения гармонических колебаний верха здания FK [см. формулу (8.23) или (8.25)]. Оно не должно превышать 0,15 м/сек?.
При проектировании панельных зданий значительной протяженности должна выполняться расчетная проверка конструкций на температурные воздействия, особенно на стадии монтажа, когда конструкции здания испытывают влияние значительных перепадов температур (например, в тех случаях, когда строительство ведется в течение летнего и зимнего периодов).
Важным вопросом расчета является распределение действующих усилий на систему несущих конструкций, возникающих от горизонтальных (ветровых), а также вертикальных нагрузок, если их равнодействующая в плане здания не совпадает с центром тяжести приведенного сечения всех несущих стен, воспринимающих эти нагрузки.
При симметричном расположении несущих поперечных стен и примерно одинаковой или соизмеримой жесткости смежных конструкций их горизонтальные и угловые перемещения, т. е. характер изогнутой линии, одинаковы (перекрытия мы условились считать жесткими, неде-формируемыми в горизонтальной плоскости) .
Если поперечные стены имеют неодинаковую жесткость, горизонтальная нагрузка на них распределяется различно.
При симметрично расположенных несущих стенах, когда равнодействующая ветрового давления совпадает с осью симметрии системы поперечных стен, ветровая нагрузка распределяется между стенами пропорционально их жесткостям, т. е. нагрузка, приходящаяся на одну стену,
<7fe = <7^, (8.26)
2.
где q— расчетная ветровая нагруз-
ка в кГ/м?\
L— длина здания в м\
BK—EJk— жесткость рассматриваемой стены;
2BZ— сумма жесткостей всех диафрагм, учитываемых в восприятии ветровой нагрузки.
Если равнодействующая ветрового давления не совпадает с центром тяжести системы поперечных стен, то под действием ветровой нагрузки перекрытия полу-
Рис. 8.8. Схема к расчету на ветровые нагрузки при несимметрично расположенных несущих стенах
1—середина длины здания; 2—ось центра жесткости диафрагм;
3 — центр жесткостей
чают некоторый поворот. При этом можно принять, что перемещения Sz точек, принадлежащих различным диафрагмам (рис. 8.8), но находящихся на одной горизонтальной плоскости, связаны линейной зависимостью, т. е.
— = — , (8.27)
at ak
где dit dk— прогибы соответствующих поперечных стен под действием воспринимаемой ими нагрузки qt и qk, равные:
б = qiJB_ 5 = qklB_ (8 28) 8В; ’ А 8В/;
здесь <7,- и qk — нагрузки, приходящиеся на 1 пог. м по высоте поперечных стен (стены i и k) от действия момента Qex.
Для определения ветровой нагрузки qk получим сосредоточенную силу от ветровой нагрузки, приложенную к середине длины фасада, Q = qL.
Расположим ее в центре тяжести всех’ диафрагм, добавив момент Qex (см. рис. 8.8), где ех —расстояние от середины фасада до центра тяжести-:-
_ 2(Дег)х . _ S (BteSy
ZBix~’ ZBiy '
Из формул (8.27) и (8.28)
(Q 29)'
8Bz(zz 8Bkak ’ ( '
отсюда
(8.30) Bkak
Внешний момент M = Qex должен быть уравновешен суммой реактивных моментов, т. е.
Q ех = 2 (<?z ajx + 2 (г/, а^;
подставляя сюда значение qz из формулы (8.30), получим:
____Bk afe___
Щв1а^х+Щв^у
(831)
Общая устойчивость панельных зданий высотой в пределах до 25 этажей может не проверяться, так как она полностью обеспечивается жесткой системой взаимопересекающихся поперечных и продольных стен.
Необходимость расчета на неравномерную осадку опор определяется характером грунтов основания, конструктивной схемой здания и его высотой. Практика проектирования показывает, что для панельных зданий с поперечными или продольными несущими стенами высотой более 9 этажей, т. е. обладающих весьма высокой жесткостью, располагаемых на достаточно однородных грунтах, которые характеризуются разностью расчетных осадок в пределах между смежными несущими стенами — 0,0015 и 0,0025, расчет на неравномерную осадку опор может не производиться (осадка 0,0025 для зданий с навесными наружными стенами при отсутствии непрерывных по длине здания внутренних стен и при сопряжении внутренних несущих стен контактным стыком и 0,015 — при платформенном стыке несущих стен).
9*
13?
Для здания с несущими продольными стенами предельно допустимая неравномерность осадок основания должна устанавливаться расчетом из условия прочности и трещиностойкости конструкций; при этом раскрытие трещин в панелях стен от всех расчетных воздействий (в том числе температурно-усадочных) не должно превышать 0,3 мм, а в стыках— 1 мм.
6. Определение усилий в несущих стенах
Определение усилий от вертикальных нагрузок
Одной из основных задач расчета является правильный учет перераспределения усилий между сопрягаемыми несу
а)
Рис. 8.9. К определению усилий в несущих стенах от вертикальных нагрузок а — эпюра касательных ус ил ий мн огоэтажн ого здания между внутренней и наружной стеной при их неравномерном загружении; б—сопоставление эпюр касательных усилий, полученных по приближенному способу ,(/) и по точному способу расчета (2)
щими стенами. В соединениях между полкой и стенкой составных сечений и в зонах, примыкающих к стыку, при действии вертикальной нагрузки возникают касательные, сдвигающие усилия (рис.8.9,а).
Характер этой эпюры зависит от величины податливости соединений и будет по мере увеличения их жесткости приближаться к прямоугольнику. Распреде
ление сдвигающих напряжений по высоте этажа условно принимается по линейному закону. Степень приближенности распределения сдвигающих усилий по высоте здания можно видеть из рис. 8.9,6, на котором приведены точная и приближенная эпюра распределения.
Для выявления наибольших величин усилий в панелях и их стыковых соединениях рекомендуется расчет производить дважды: без учета и с учетом влияния ползучести бетона конструкций на перераспределение вертикальных нагрузок между стенами.
В первом случае определяют минимальные величины перераспределения вертикальных нагрузок между стенами, учитываемые при расчете наиболее загруженных стен, которые при совместной работе с другими стенами частично разгружаются. При этом предполагается, что стены и их стыковые соединения деформируются упруго или ползучесть проявляется и заканчивается по мере монтажа каждого этажа.
Во втором случае определяют максимальные величины перераспределения вертикальных нагрузок между стенами, учитываемые при расчете вертикальных стыков, надпроемных перемычек и менее загруженных стен, на которые при совместной работе с другими стенами перетекает дополнительная вертикальная нагрузка. Предполагается, что деформации ползучести возникают после окончания монтажа.
Минимальная величина вертикальной нагрузки, перераспределяющейся между стенами составного элемента с одним рядом податливых продольных связей в уровне над перекрытием г-го этажа, определяется по формуле
Л<ин(0 = — (0, (8.32)
У
где
N® №2
Ei Fi Е2 F2
(8.33)
у—коэффициент, определяемый по формуле (8.10);
&°ин(0— коэффициент, учитывающий влияние податливости про
132
дольных связей на минимальную величину перераспределения вертикальных нагрузок между полосами составного элемента в уровне перекрытия над I-м этажом.
Коэффициент &®ин(0 определяется по формуле
^мин (0 = fl — —) (1 + -
\ ft /
J-[1 + __е-М«-'•)] (8.34)
ЦП
или по графикам, приведенным на рис.
8.10, а.
Для составных элементов с двумя рядами податливых продольных связей ми-
Рис. 8.10. Графики для определения
нимальная величина вертикальной нагрузки, перераспределяющейся между первой и второй полосой,
Д<ин(1) =
1
Zj (cj — с2)
И
(Cj ej — е2) — -
Р-2
(с2 е1 ег) т
Р? ]
(8.35)
а перераспределяющейся между второй и третьей полосой
Д<ин(0 =
1
Xi (cj — с2)
61 + С1 Ё2 ~7 Х
^2 /
Х “V ' е1 + С2 62 “7------------------------------- ’“ЦТ
Pl V Л1! > Р2
где
N° №2
Ei Fi Е2 F2
Nl Nj
Ег Р2 Ез F3
(8.36)
(8.37)
(8.38)
kB, kB—коэффициенты, определяемые, как и &®ин (i), по формуле (8.34) или по графикам, но при этом вместо ц подставляется соответственно и pi2-
В формулах (8.33), (8.37) и (8.38)
—вертикальная нагрузка на /-ю полосу (для элемента с одним рядом податливых продольных связей / = 1,2, с двумя рядами /=1,2,3) в уровне пола первого этажа, равная сумме веса всех вышерасположенных конструкций и полезной нагрузки, определенной по грузовым площадям.
Максимальная величина вертикальной нагрузки ДМ®акс (г), перераспределяющейся в уровне перекрытия над i-м этажом между стенами составного элемента с одним рядом податливых продольных связей, определяется по формуле (8.32), в которой вместо коэффициента &®ин (г) подставляется коэффициент &®акс (i), вычисляемый по формуле
*BMaKc(0 = f-J-----(8 39)
п цп ch цп
или по графику на рис. 8.10, б (п — фактическое число этажей здания).
13Э-
Для составного элемента с Двумя рядами податливых продольных связей максимальные величины вертикальных нагрузок, перераспределяющихся между полосами, определяются по формулам (8.35) и (8.36), в которых коэффициенты k3 и k3 вычисляются по формуле (8.39) или по графику на рис. 8.10,б, но при этом вместо и подставляются соответственно
Расчетные вертикальные нагрузки на стены с учетом их перераспределения при совместной работе определяются по формулам:
а) для элемента с одним рядом податливых продольных связей:
в первой полосе
iV°(i) = (l--— АЛА® (г), (8.40)
где
A№ (t) = АЛ^ин (i) при е > 0;
A№(i) = АЛСкс(0 при е < 0;
во второй полосе
ЛА* (0 = fl — -Ц дго + ддгв^ (8.4!) \ п /
где
А№ (i) = АЛ^макс (0 при е > о;
A№(i) = АСиН(0 при е < 0;
б) для элемента с двумя рядами податливых продольных связей:
в первой полосе
N\ (i) = fl — —W? — AAV? (,), (8.42) \ п. /
где
AM (0 = АСин.1 (0 при 8! > 0;
АЛА? ([) = Д№ЯКС11 ([) при 81 < 0;
во второй полосе
№ (j) = 11 - -ГW + AM (t) -' п /
— АЛ1в(0, (8.43)
где
(i) = АЛ1°акс, 1 (0 при 8Х > 0;
A2V1 (г) = АЛ^мин, 1 (0 при si < 0;
(г) = АД°НН> 2 (г) при е2 > 0;
AAA®(i) = АЛА®акс2(А) при е2<0;
в третьей полосе
М (j) = ЛА° [1-А.') + дд^ (j), (8.44)
где
АЛА? (i) = Аммане,2 (i) при 8> > 0;
AM (i)'= АМмин, 2(1) при 82 < 0.
Вертикальные нагрузки A1J, вычисленные по формулам (8.40) — (8.44), если они не вызывают изгиба стен, прикладываются в центре тяжести полос. В случае когда изгиб возможен, вертикальные нагрузки N3 прикладываются также центрально, но при этом учитываются изгибающие моменты в полосах Л4®, равные произведению силы N3. на расстояние от центра тяжести /-Й полосы до продольной связи, в которой возникает сила АЛА®. Для средней полосы элемента с двумя рядами податливых продольных связей изгибающий момент принимается равным алгебраической сумме моментов сил, возникающих в связях слева и справа от рассчитываемой полосы.
Суммарное сдвигающее усилие, возникающее из-за перераспределения вертикальных нагрузок между стенами в продольных связях i-го этажа, определяется по формулам:
а) для составных элементов с одним рядом податливых продольных связей
Г (i) = — &? (i), (8.45)
пу
где fe?(i) — коэффициент, учитывающий влияние податливости продольных связей на величину усилий в них и определяемый по формуле
ед=1- (8 46)
ch jin
или по графикам рис. 8.11;
б) для составных элементов с двумя рядами податливых продольных связей:
!34
между первой и второй полосой
Л (О
1
/1 п (сг — с2)
fe® о
(И 6j — е2) ——
Р-2
fe® , (С2 е1 еа) 7"
Pi
(8.47)
между второй и третьей полосой
Т*> (г) =-----------!--------
Л1 П (С! — С2)
/ > \ kQ
_(е1+с2е2^)-^. (8.48)
\ Л2 / р4
Рис. 8.11. График для определения (i)
В формулах (8.47) и (8.48) коэффициенты j и &°2 определяются по формуле (8.46) или по графикам на рис. 8.11, но вместо pi поставляются соответственно И pig-
Перерезающие силы в надпроемных перемычках i-ro этажа, возникающие из-за перераспределения вертикальных нагрузок между стенами, определяются по формулам (8.45) — (8.48). Изгибающие моменты на опорах перемычек, защемленных по обоим концам, равны произведению перерезывающей силы в перемычке на половину ее пролета в свету.
Приведенные формулы можно также использовать для приближенного расчета составных тавровых (уголковых) и двутавровых (швеллерных) в плане элементов с проемами (вертикальными стыками) в стенах и полках одновременно. При
расчете вместо фактических площадей свесов полок (F} п '+f2 п ) вводятся приведенные, определяемые по формуле
<8-49> \ «Нпер /
где F п — площадь горизонтального участка полки между стенкой и проемом (вертикальным стыком) в полке;
Z7., — то же, между проемом и краем полки;
Цпер — параметр, определяемый по формуле (8.9), в которой коэффициент у принят равным Упер*
£пРив — приведенный модуль упругости полки.
Определение усилий от ветровых нагрузок
Нормальные силы N?, возникающие в /-Й полосе составного элемента в уровне перекрытия i-ro этажа при действии ветровых нагрузок, определяются по формулам:
а) в первой и второй полосе элемента с одним рядом податливых продольных связей
<2(0= + AiVr(i), (8.51) где
\Nr (i)=|’^<(i) +
Л А 1
+ ^<(0 (8.52)
О J £50
_ Л
где krN(i), kTN(i)—коэффициенты, учитывающие влияние податливости продольных связей на усилия в полосах от ветровой нагрузки и определяемые по графикам на рис. 8.12;
- л
q и q — см. на стр. 130.
135
где
При р n > 5 коэффициенты могут определяться по следующим приближенным формулам:
(о = (1 _ _Ly + л. _ azz. (8.53) \ п I II2 П2 ЦП
AM (О
Н2
Ai (с\ — с2) S В
С2 — У2
(8.54)
(8.55)
(8.56)
АМ(0 =
Р1
Н2
Xi (ci — с2) 2 В
(8.60)
М1+с‘
Hl 4 2
б) в первой полосе элемента с двумя рядами податливых продольных связей
М(0=+АМ(0; (8.57)
1 / , М
— K+c2^-r- х
ц2 \ X /
(8.61)
во второй полосе
М (i)= i AM (Oi А М (0; (8.58)
в третьей полосе
М(0=±АМ(0, (8.59)
В формулах (8.60) и (8.61) коэффициенты р,ь |т2 сь с2 определяются по формулам (8.11) — (8.14).
_ _ Л Л
Коэффициенты р М>2, k^N i, определяются по тем же формулам или
136
графикам (см. рис. 8.12), что и коэффици-_ л
енты krN и kTN, но вместо ц при вычислении коэффициентов krN j и kTN 2 подставляется u-l , а вместо коэффициентов krN 2 и л
& n ,2 На
В формулах (8.51), (8.57) — (8.59) верхние знаки в правых частях равенства принимаются для случая действия ветровой нагрузки со стороны первой полосы, а нижние — с противоположной (продольное усилие со знаком плюс — сжимающее) .
Изгибающие моменты Мг., возникающие в /-п полосе составного элемента в уровне перекрытия i-ro этажа при действии ветровой нагрузки, определяются по формулам:
а) для составного элемента с одним рядом податливых продольных связей
Л4) (i) =
2В
• <М2>
б) для составного элемента с двумя рядами податливых продольных связей
+ ( 1 - —f f 1 + —) - vr\N\ (i) — -
3 \ ti) \ 2n / 1 v №
- ^2ДМ(0]. (8.63)
Суммарное сдвигающее усилие, возникающее под действием ветровой нагрузки в продольных связях i-ro этажа, определяется по формулам:
а) для составного элемента с одним рядом податливых продольных связей
Г & = IV + 4 И > (8-64> _ Л
где krT(i), krT(i) —коэффициенты, учитывающие влияние податливости продольных связей на усилия в них от ветровой нагрузки и определяемые по графикам на рис. 8.13;
б) для составного элемента с двумя рядами податливых продольных связей сдвигающее усилие в связях:
10-959
137
между первой и второй полосой
гГг I \ №
Ti (i)=--------------------
(cj — с2) 2В
1 .
Л (^1 Су —
И 2
— Х) q k\,2 + k^2 i----------------l-(U1 C2 — U2) X
\ 2 ' X
(8.65)
между второй и третьей полосой
Т> (t) = —---------------- — v1 X
raXi (Cj с2) S В [ц \ л л
Л1 j \ 2 }
Л л
7 (vi~i~c2v2 —-) lq £T,2-f--~- . (8.66)
Ц; ' Л2 / \ /J
В формулах (8.65) и (8.66) коэффп-- _ л л
циенты k^, krT2, k^, &'2 определяются по тем же графикам, что и коэффициенты & и kTT , но вместо р при вычислении ко-
- Л
эффициентов k\ 4 и kTr х подставляется
Pi, а при вычислении коэффициентов _ Л
^т,2 И ^т,2 ^2- •
Усилия в перемычках над проемами от действия ветровой нагрузки определяются так же, как усилия от перераспределения вертикальных нагрузок.
Приведенные расчетные формулы могут быть также использованы для приближенного расчета на ветровые нагрузки составных тавровых (уголковых) и двутавровых (швеллерных) в плане элементов с проемами (вертикальными стыками) в стенках и полках одновременно. При их расчете вместо фактических площадей свесов полок вводятся приведенные Fpp :
^р = ^,1+^,2С’ (8-б7>
где — коэффициент, учитывающий наличие проемов (стыков) в полке, определяемый по формуле
k' =1-6 пр
1 "Д
1 — е 1
1
ПЦпгр
или по графику на рис. 8.14. При п цперХ
>5 ^1р=1.
В панельных зданиях высотой более 17—20 этажей, где для обеспечения необ-
*Гпр
ходимой жесткости создаются связевые диафрагмы (см. главы 1 и 4), последние рекомендуется рассчитывать по указаниям главы 13 аналогично диафрагмам жесткости каркасных зданий.
Определение усилий
от температурных воздействий
В крупнопанельном здании с несущими наружными стенами в зависимости от времени строительства возникают усилия от температурных воздействий между наружными и внутренними стенами (рис. 8.15). Так, если здание построено летом, внутренняя несущая стена будет воспринимать часть веса фасадных панелей вследствие вертикального укорочения каждой панели наружной стены при понижении ее температуры (наружная стена как бы повисает на внутренней, к которой она прикреплена). Наружные стеновые панели построенного зимой здания, наоборот, будут стремиться при повышении температуры удлиниться и сдвинуться (кверху) относительно внутренних кон
138
струкций здания. Вследствие различных температурных деформаций наружных и внутренних стен в местах их сопряжений и в примыкающих зонах возникают сдвигающие усилия.
Рис. 8.15. К расчету на температурные усилия а—эпюра сдвигающих усилий в соединениях между внутренней и наружной стеной от температурных воздействий; б — график для определения коэффициента k? (О
Усилия от температурных воздействий определяются в наружных и примыкающих к ним внутренних стенах. Для того чтобы найти перераспределение вертикальных нагрузок от температурных воздействий, вертикальные элементы рекомендуется рассматривать как системы из двух полос, одна из которых образована наружной стеной, а другая — внутренней. При наличии проемов или вертикальных стыков в стенах, образующих рассчитываемое составное сечение, вместо фактических площадей стен вводятся приведенные , определяемые по формуле
ю*
Дпр=Л + Л(1--------—1 (8.69)
\ гаР-пер /
где —площадь горизонтального сечения участка стены между проемом и местом сопряжения наружной стены с внутренней;
F2—то же, между проемом и краем стены;
М-пер— вычисляется по формуле (8.9), в которой коэффициент у принимается равным упср, определяемому по формуле (8.50).
При расчете на температурные воздействия определяются усилия, возникающие из-за понижения температуры наружного воздуха зимой для зданий, смонтированных летом, и усилия, возникающие в ходе суточного изменения температуры от прямого солнечного облучения в наиболее жаркие дни.
Расчетная величина части вертикальной нагрузки, перетекающей зимой с наружной стены на внутреннюю в уровне первого этажа, определяется в зависимости от максимальной величины сдвигающей силы в связях Т*-
при TLkc < Nn/п ДЛ4н = Tl,; (8.70) при Т<макс > N*ln (когда в верхних этажах наружные стеновые панели при охлаждении становятся навесными)
АЫ‘вн = Т‘и(\
/ № \ №
X I--------— +—, (8.71)'
\ <акс ) nV
но не более .
В формулах (8.70) и (8.71);
Т(<акс=71-^(1-е_,х); (8.72)'
. А/н + А/м; (8.73)
Y 2
а—коэффициент линейного расширения;
Д/п— умноженный на коэффициент 0,7 перепад температуры на внешней поверхности наружной стены, определяемый по сред
139
ним температурам самого холодного и самого теплого дня в году;
А/вн— то же, на внутренней поверхности;
jV®— вертикальная нагрузка, определяемая по формуле (8.40) или (8.41) для полосы, являющейся наружной стеной;
Е„, Л,— соответственно приведенный модуль упругости и площадь горизонтального сечения наружной стены;
£вн, FB1I— то же, внутренней.
Нагрузка ЛЛ^н является дополнительной вертикальной нагрузкой на внутренние стены, которую следует учитывать при их расчете.
Расчетная величина части вертикальной нагрузки ЛЛ^в, перетекающей в наиболее жаркие дни летом под влиянием прямого солнечного облучения с внутренних стен на наружные, при Т‘ыакс < определяется по формуле (8.70) при Т‘ > № !п макс вн'
А -= (1 + " Fh -
\ £вн ^вн ,
пт*
макс
№
* вп
(8.74)
но не более 2V®H, где 7^ вычисляется по формуле (8.73), в которой перепад температуры на внутренней поверхности А ^в,, = 0; N*a —определяется по формуле (8.40) или (8.41) для внутренней полосы.
Нагрузка АЛф является дополнительной вертикальной нагрузкой на наружные стены, которую следует учитывать при их расчете.
Сдвигающее усилие от температурных воздействий в стыковом соединении наружной стены с внутренней в t-м этаже определяется по формуле
Т'=71^(0, (8.75)
оде коэффициент, учитывающий
податливость стыкового соединения, определяемый по формуле
k*(i) = (8.76)
или по графику на рис. 8.15, б. Если при расчете по формуле (8.76) &((i)>1,to следует принимать &(.(i) = 1.
При изменении температуры воздуха возникают деформации стыковых соединений от изгиба и укорочения каждой панели. Выгиб и укорочение одной стеновой панели за период лето — зима могут быть
Рис. 8.16. Схема работы наружной панели на температурные воздействия
а — схема пространственного изгиба панели от температурных воздействий; б — схема реактивных усилий
определены, если рассмотреть статиче-скую работу наружной панели в плане здания по схеме растянуто-изогнутой плиты, закрепленной податливыми взаимно ортогональными связями на торцах (рис. 8.16).
В основу решения задачи была положена схема пространственного деформирования панели (см. рис. 8.16,а). Панель рассматривалась как шарнирная стержневая система с упруго-податливыми двусторонними связями в углах и односторонними шарнирными опорами в середине простенков и перемычек. Схема реактивных сил представлена на рис. 8.16,6. Эта система сохраняется и для навесных панелей, опирающихся на перекрытие и закрепленных к поперечным вертикальным конструкциям.
Величины усилия 2V* — растягивающего стыковое соединение двух смежных панелей наружной стены и отрывающего наружную стеновую панель от внутренней стены (Zz)> — вызванные температурными воздействиями, определяются из системы следующих трех уравнений:
МО
&11 &12 —
= а—Га/н-|-Д/в (— — 1YI;
Л L \ й /]
^21 N “Ь ^22 ^1 ~Ь *^23 ^2 ~
= -J- (Af„ — Д/„); й
^32 Л+Я33 ^2 = ~Г h где
ап = + _1----
L Eq Fncp а„=8-—р-'---
L* 6Впер (
a33=8blP + _^; ЯЭ2Т 6Впр
-т)(т^
а2з = 8^;
а32 = 8 С
но в расчете следует принимать х не более 0,5 L;
(8.77)
(АЛ, — AQ,
1 (h
^пер \ 2 X /п
2
a2i =
1
^пер
х а12 — ~
х 12 А,0Тр Z?nep,
Z1-\-Zz = Zt-
L— длина одной наружной стеновой панели;
/?!—расстояние от внутренней грани наружной стеновой панели до оси продольной связи между смежными панелями;
h— толщина наружной стеновой панели;
Хр—коэффициент податливости при растяжении всех продольных связей, расположенных в пределах высоты этажа, определяемых по табл. 8.3;
70тр— коэффициент податливости связей наружной стеновой панели с внутренней стеной при их растяжении, определяемый по табл. 8.4;
—площадь сечения надоконной и подоконной перемычек смежных панелей;
Впр—изгибная жесткость горизон'--тального сечения простенка наружной стены, примыкающего' к внутренней относительно горизонтальной оси наружной стены;
Впер— момент инерции суммарного вертикального сечения надоконной и подоконной перемычек смежных по высоте панелей при их изгибе из плоскости стены.
Определение усилий от усадочных явлений
Вследствие неодинаковой усадки связанных друг с другом панелей в их стыковых соединениях могут возникнуть растягивающие и отрывающие усилия, а также сдвигающие усилия между наружной и внутренней стенами. Эти усилия определяют по формулам (8.77), полагая
аД^„=аД/в=А5 с-
Максимальная величина вертикальной силы, перетекающей с наружной стены на внутреннюю вследствие ее средней усадки, может быть определена по аналогии с температурными воздействиями по формулам (8.70) и (8.72), в которых вместо Т*м подставляется Т^' = Аус/2.
Сдвигающее усилие от усадки в стыковом соединении наружных стен с внутренними в i-м этаже определяется по формуле (8.75), в которой вместо Т*к подставляется Т?с = Дус/2.
При одновременном воздействий температуры и усадки рекомендуется опре-
Таблица 8.7
Расчетные величины разности относительных деформаций линейной усадки в 10~4 см!см
Материал панелей внутренних стен
Материал бетона панелей наружных стен
Тяжелый бетон . . . . Керамзитобетон марки 100 и более . . . .
делять усилия совместно от температурно-усадочных воздействий, прибавляя к значениям Аф и А/в величину Аус/2.
Величины разности относительных деформаций линейной усадки стеновых панелей при расчете их стыковых соединений и перераспределении нагрузок между стенами принимаются по табл. 8.7.
7. Расчет стеновых панелей и их стыковых соединений
Расчет вертикальных стыковых соединений между панелями производят по прочности и по деформациям растяжения (раскрытие трещины на стыке панелей) и по деформациям сдвига, а примыкающих к ним участков панелей и перемычек над проемами — по прочности и по раскрытию вертикальных и наклонных трещин.
Предельная величина деформаций .(раскрытие трещины на стыке панелей) растянутых стыковых соединений и взаимного сдвига панелей по стыкам при длительном воздействии нагрузок не должна превышать со стороны помещений 1 мм, а ширина раскрытия трещин в .стыках со связями без антикоррозионной защиты — 0,3 мм.
Расчет по прочности производится на расчетные нормальные усилия и изгибающие моменты, определенные с учетом податливости стыковых соединений от всех нагрузок и воздействий без учета их увеличения или уменьшения вследствие длительности действия.
Панель, образующая стенку составного сечения, рассчитывается на сжатие от равнодействующей нормальной силы и изгибающего момента Мст. Величина равнодействующей нормальной силы в стенке составного сечения на уровне i-ro этажа определяется по формуле
AZCT=<± А^т — N? + N*„. (8.78)
Определение величин правой части формулы было приведено выше.
Знак плюс перед вторым слагаемым принимается в случае пригрузки стенки при совместной работе с полкой на вертикальную нагрузку, а минус — при разгрузке стенки.
Величина изгибающего момента, действующего в стенке, определяется по формуле
Мст=МсГт + М!т + МсТ, (8.79) уИвт— момент от ветра;
—изгибающие моменты от перераспределения вертикальной нагрузки и температурных воздействий, возникающие только в случае тавровых и уголковых сечений при их несимметричном расположении в плане здания.
Распределение в горизонтальных сечениях нормальных напряжений от NCT и /Ист может приниматься по линейному закону.
Величина нормальной силы, действующей в полке составного сечения на уровне i-ro этажа, определяется по формуле
Nn=NBn + Ь№п + Nra + Ni,. (8.80) Изгибающий момент, действующий в полке,
Л4П=М + М + Х.' (8.81)
Величина суммарного сдвигающего усилия в стыковых соединениях полки и стенки и пристыковых зонах в пределах этажа определяется по формуле
Тсд= [Г] +Г+Т*, (8.82)
где [Тв] — абсолютное значение величины сдвигающего усилия от перераспределения вертикальных нагрузок между стенкой и полкой;
Тг— сдвигающее усилие от ветровой нагрузки;
Т1— сдвигающее усилие от изменения температуры полки. Величина изгибающего момента от этих сдвигающих сил в перемычке определяется по формуле
<еР=^/-^, (8.83)
где /пер — пролет перемычки.
J42
Величина суммарного усилия, растягивающего стыковые соединения двух панелей, расположенных в одной плоскости, в пределах одного этажа определяется по формуле
Мр=№с+^, (8.84)
где .-Voc — усилие от неравномерных осадок основания, определяемое по приложению IV СН 321—65;
N1—усилие от температурных воздействий, определяемое только для наружных стен.
Величина суммарного усилия, отрывающего панель наружной стены от внутренней,
Z0Tp = Z+Zr+Z‘, (8.85) где Z — усилие отрыва панели наружной стены от внутренней, определяемое по п. 46 СН 321—65;
Z'— усилие отрыва от действия ветрового отсоса, определяемое непосредственно по расчетному напору, без учета пульсаций и перераспределения усилий между вертикальными диафрагмами жесткости;
Z1— усилие отрыва от температурных воздействий, определяемое по сделанным выше указаниям.
Деформация соединения (раскрытие трещины на стыке) между двумя смежными панелями наружной стены
Др=ХрС (8.86)
Раскрытие трещины на стыке между наружной и внутренней стенами
Дотр = Хот/“тр. (8.87)
Для определения деформации от длительно действующих нагрузок при вычислении усилий Т“д, V" и Z"Tp коэффициенты податливости соединений из табл. 8.1—8.5 принимаются увеличенными, а модули упругости стен уменьшенными вдвое.
Расчет внутренних стеновых панелей производят по прочности на сжатие в двух сечениях — среднем по высоте этажа п опорном (в уровне горизонтальных
стыков), а также на сдвиг от касательных усилий. При расчете по прочности на сжатие учитывается эксцентрицитет продольной силы ех в плоскости стены и эксцентрицитет еу из ее плоскости. Эксцентрицитет ех определяется как отношение изгибающего момента, действующего в плоскости стены, к продольной силе. Эксцентрицитет еу принимается равным сумме конструктивного эксцентрицитета
Рис. 8.17. Схема распределения опорного момента в платформенном узле
передачи вертикальных нагрузок через горизонтальный стык панелей и случайного эксцентрицитета.
Величина случайного эксцентрицитета из плоскости панели, вызываемого возможным смещением панелей, разной толщиной опорных частей плит перекрытий, через которые передаются усилия от вышерасположенных панелей, неравномерностью прочности раствора в горизонтальном рабочем шве и бетоне самих панелей, принимается равной 0,15 h, где h — толщина стены.
Однако, рассматривая работу платформенного узла (см. главу 4), можно видеть, что момент M = Ve0, возникающий от внецентренной установки панели, распределяется между элементами, сходящимися в узле (рис. 8.17). При конструктивной схеме здания с узким шагом поперечных стен погонная жесткость элементов, сходящихся в узле, — перекрытий и поперечных стен — примерно одинакова. Таким образом, на каждый из этих элементов будет приходиться величина опорного момента ЛТ/4, а с учетом влияния доли момента, приходящегося от соседних узлов, примерно Af/З. Принимая во внимание некоторую податливость узла, можно условно принять величину
143
опорного момента M = 0,5Neo (в запас прочности это уменьшение опорного момента зачастую не учитывают).
Если платформенный стык применяется при широком шаге поперечных стен — более 4 м, то расчет стены в зоне стыка должен производиться с учетом опорных моментов, определяемых в предположении полной заделки перекрытий.
Сечения стен должны быть проверены на главные растягивающие напряжения, которые могут определяться по формуле
Щ... = у ± |/ Y +т2 < Яр- <8-88)
Несущую способность опорной части внутренних стен определяют следующим образом. Расчетные величины эксцентрицитетов принимают, как правило, меньше величины 0,225 h (случай малых эксцентрицитетов). Поэтому расчет выполняется по формуле
[7V] =Щш0,5Ф1/?прив —, (8.89)
е
где тш— коэффициент, учитывающий влияние растворного шва и глубины опирания плит перекрытий, принимается по СИ 321—65;
ф1=£ф; при Ф=1 Ф1=А;
&=1 - А Л) 06 А _ о,2); е = —+е0.
й \ Л 2 0
При расчете армированных опорных участков панели принимается приведенное расчетное сопротивление бетона:
Явр11.-(?пр+^1 + ^<1,3(?ор. (8.90)
При отсутствии рабочей продольной арматуры принимается:
^прив^пр + ^ <1,2/?Пр. (8.91)
В формулах (8.90), (8.91):
Rnp, Ra и R'a— расчетные сопротивления соответственно бетона, продольной и поперечной арматуры;
р.— процент армирования продольной арматурой;
р/— объемный процент армирования поперечной арматурой;
А=0,95и&/=1 — коэффициент условий работы продольной и поперечной арматуры.
При прочности раствора в монтажном шве менее 25 кГ/см2 (например, в момент оттаивания) влияние армирования на несущую способность не учитывается.
При платформенном стыке расчетное-сопротивление опорных участков перекрытий должно удовлетворять условию:
R' >0,8 7? (8.92)
'пр ’ 'пр \ '
или же, при армировании панелей стен: /?'п>0,87? (8.93)
пр ’ прив’ X 7
где Rnp и /?прив — необходимое расчетное сопротивление бетона или же расчетное приведенное сопротивление панелей стен на участках, примыкающих к горизонтальному стыку.
Если величина R' недостаточна, может применяться усиление опорных участков панелей перекрытий сетками, ширина которых должна приниматься не менее чем a+dlt где а.— глубина опирания и d{ — толщина панели перекрытия.
Подбор арматуры в железобетонных панелях при малых эксцентрицитетах, т. е. при ео<О,225й производится по формуле
N е — 0,4 6й?/?я
F=Еа = (8.94)
7?а (й0 — а')
В случаях косого внецентренного сжатия (рис. 8.18) в плоскости панели действует момент Мх от горизонтальных ветровых нагрузок и внецентренного по длине панели приложения вертикальной нагрузки, а из плоскости панели — момент Му, возникающий от неточности монтажа и неравномерной нагрузки от примыкаю-
144
Рис. 8.18. Схема косого внецентренного сжатия несущей панели
щих пролетов перекрытий, и расчет производится по формуле
Л/п = ----!----р (8.95)
Ny
где Л/ц— расчетная наибольшая про-
дольная сила, которая может быть воспринята сечением при центральном сжатии без учета продольного изгиба:
^ц=/?прЛ&; (8.96)
Nx—расчетная наибольшая сила, которая может быть воспринята при заданном эксцентрицитете ех:
5R„t 4P0i5t; (8.97)
Ny— то же, при еу:
Ny = 0,5^,yRn W (8.98) cq>у ~~~ V , О
В целях упрощения подбора сечений панелей, а также марки бетона и армирования на графике рис. 8.19 приведены кривые зависимости несущей способности панелей от их толщины при различных марках бетона, от армирования и технологии изготовления (расчеты выполнены ЦНИИЭП жилища). Расчетный эксцентрицитет принят равным 2 см.
Если стык ограничивает несущую способность стены, то рациональней не уве-
Несущая способность 8 Т/м
Рис. 8.19. График зависимости несущей способности стыков и панелей от их толщины при бетоне марки 200 (пунктиром обозначены стыки, сплошными линиями — панели)
а — с конструктивным армированием; б — с минимальным расчетным армированием; / — платформенный стык прокатных панелей при растворе марки 25; 2 — то же, панелей кассетного изготовления; 3—то же, панелей стендового изготовления; 4 — платформенный стык панелей кассетного изготовления при растворе марки 100; 5 — то же, прокатных панелей; 6 — то же, панелей стендового изготовления; 7 — прокатная панель; 8— панель кассетного изготовления; 9—панель стендового изготов-
ления
личивать сечения панели, а повышать марку раствора или применять косвенное армирование верхних и нижних граней панелей.
Пользуясь этими графиками, можно подобрать конструкции панелей и стыков на вертикальные усилия до 200 т на 1 пог. м, не прибегая к трудоемким расчетам, или определить максимальную этажность здания, при которой сечения обычных панелей несущих стен, принятые для зданий средней этажности, удовлетворяют условиям прочности.
Раздел II
КОНСТРУКЦИИ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ
Глава 9
РАЗВИТИЕ КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ
Применяемые каркасные схемы можно подразделить на несколько разновидностей по статической схеме работы и материалу каркаса. По статической схеме— на рамные, рамно-связевые и связевые. По материалу каркаса — на стальные и железобетонные. Последние выполняются в монолитном и в сборном вариантах.
В каркасах рамной системы все вертикальные и горизонтальные нагрузки воспринимаются рамами. В рамно-связевых каркасах в восприятии горизонтальных нагрузок участвуют как связи — диафрагмы жесткости, так и рамы, и степень их участия в работе определяется соотношением жесткостей той и другой системы. В связевой системе ветровая нагрузка полностью воспринимается связями, а рамы, «освобожденные» от ветровых усилий, работают только на вертикальную нагрузку.
Возведение зданий каркасной конструкции началось в конце прошлого века и довольно быстро распространилось по странам Америки и Европы. Конструкции каркасных зданий за это время прошли значительную эволюцию.
Обобщение и анализ опыта зарубежного и отечественного каркасного строительства позволяет выявить определенные тенденции его развития и выбрать наиболее рациональные конструктивные схемы для применения в отечественном многоэтажном строительстве.
1. Развитие каркасного строительства за рубежом
Первым зданием каркасной конструкции в США следует считать построенное архитектором Дженнеем в 1883 г. 10-146
этажное здание с чугунными внутренними и наружными колоннами, поддерживающими перекрытия. Уже в этом здании наружная стена несет только собственный вес и не поддерживает перекрытия.
В 1891 г. в Чикаго было сооружено 13-этажное здание «Тасота», а в 1893 г. 20-этажное здание, в котором простенки, утратившие свои конструктивные функции, были оторваны от фундамента и подвешены на каркасе, причем чугунные колонны заменены стальными. В этих зданиях впервые коренным образом меняются функции стен: из несущих конструкций они превращаются в заполнение каркаса.
В связи с изменением функции стен возникла необходимость в новых конструкциях, которые должны были обеспечивать жесткость и устойчивость многоэтаж-ных зданий. Этими конструкциями стали жесткие вертикальные плоскости каркаса, предназначенные создавать совместно с горизонтальными жесткими плоскостями-перекрытиями необходимую пространственную жесткость и устойчивость здания.
В годы, предшествующие второй мировой войне, ведется интенсивное строительство небоскребов.
Осторожность и стремление к увеличению надежности конструкции каркаса привели в первый период многоэтажного строительства к конструированию исключительно связевых схем каркасов, которые на уровне строительной техники того времени наиболее полно обеспечивали надежную работу каркаса по восприятию ветровых нагрузок.
Тенденция к переходу от связевых к рамным схемам каркаса привела во второй период строительства небоскребов к созданию промежуточной комбинированной схемы — рамно-связевой. Комбинированная схема каркаса получила наиболее
широкое распространение в 30-х годах при сооружении самых высоких зданий «Эмпайр Стейт» высотой 102 этажа, здания «Рокфеллер центр» высотой 93 этажа, здания «Крайслер» в 77 этажей и др.
Наряду с комбинированной схемой каркасов позже, в 40-х годах, начали применяться для зданий меньшей этажности каркасы рамной схемы, что было связано с появлением сварных конструкций узлов, отличающихся высокой жесткостью.
Таблица 9.1
Расход стали на каркасы американских высотных зданий
Здание Год окончания Количество этажей Высота здания в м Расход стали на 1 м3 здания в кг
«Эмпайр Стейт» . . 1931 102 407 (с 55
«Крайслер» .... 1930 77 башней) 318 (со 47,3
«Банк оф Манхеттен» 1930 71 шпилем) 282 42,3
«Вулворт» 1912 58 236 (со 57,5
«Муниципал» . . . 1914 40 шпилем) 175 (со 45,5
«Севипг Фонд Сосай- ти» 1931 35 шпилем) 143 43,8
«Лопез» 1932 25 95 27
В начале XX в. после научного обоснования расчета железобетонных конструкций железобетон находит применение и для каркасов многоэтажных зданий. Первое многоэтажное здание высотой 16 этажей с железобетонным каркасом было построено в г. Цинциннати в 1902 г. При проектировании железобетонных каркасов схемы стальных каркасов были повторены без существенных изменений. Однако железобетонные каркасы получили в американской практике многоэтажного строительства значительно меньшее распространение, чем стальные. Так, по данным Американского института стальных конструкций, из 5000 каркасных зданий высотой более 10 этажей, построенных в США до 1966 г., лишь 780 (т. е. около 15%) решены в железобетоне.
Основными причинами относительно меньшего применения железобетонных каркасов были: большая трудоемкость железобетонных конструкций и невозможность индустриальных методов производства работ; более длительный срок выполнения; сложность производства работ в зимнее время. Все же неоспоримые достоинства железобетонных каркасов, заключающиеся в резком снижении расхода стали (в 3 или 4 раза) при одновременном значительном увеличении (в несколько раз) пространственной жесткости каркаса, способствовали применению монолитного железобетонного каркаса для многих многоэтажных зданий.
Однако более чем 50-летняя практика зарубежного строительства не дала рациональных решений железобетонных каркасов.
Показателем рациональности компоновки и конструктивного решения каркаса может служить расход стали на каркас, исчисленный на 1 м3 здания. Представляют интерес данные по расходу стали на каркасы ряда американских зданий, построенных в довоенный (до 1941 г.) период (см. табл. 9.1).
На основе анализа практики строительства многоэтажных зданий в США до 1945 г. можно сделать ряд выводов.
Конструктивные решения каркасов весьма случайны, не объединены общей идеей и направлением проектирования, в большинстве своем достаточно сложны и неэкономичны. Усложненные объемно-планировочные решения приводили соответственно к усложнению конструкции каркаса, к многотипности размеров конструктивных элементов. Размещение связей в плане — один из важнейших вопросов обеспечения жесткости здания — выполнялось без должного инженерного и научного подхода: ветровые связи, вопреки принципу концентрации материала, зачастую распылены в плане, не объединены в общую связевую систему, что способствовало бы значительному повышению жесткости здания в целом.
Железобетонные каркасы, имевшие неоспоримые достоинства, применялись мало, главным образом в зданиях высотой до 30 этажей, при этом рациональные
147
типы железобетонных каркасов — с жесткой арматурой или сборные — вовсе не были применены.
После 1945 г. вновь широко развернулось строительство зданий повышенной
Рис. 9.1. Здание фирмы «Пнреллн» в Милане
а — план; б — конструктивный разрез; 1 — монолитные железобетонные пилоны; 2 — перемычки; 3 — продольные диафрагмы жесткости; 4 — лифтовые шахты;
5 — навесные наружные ограждения
этажности как в странах американского континента, так и в ряде стран Европы и Азии. Рассматривая опыт этого строительства, можно проследить ряд определенных тенденций.
Для европейской практики многоэтажного строительства характерно широкое использование монолитных железобетонных каркасов.
Оригинально конструктивное решение построенного в 1960 г. 30-этажного здания фирмы «Пи
релли» в Милане (рис.
9.1). Основой конструкции служит же-
лезобетонный каркас; жесткость и устой-
чивость здания обеспечиваются пространственными системами железобетонных
диафрагм, расположенных в торцовых частях здания. Каркас здания выполнен в виде мощных железобетонных пилонов, расположенных с большими шагами в продольном направлении: 11; 14; 11 м.
Толщина пилона по мере увеличения нагрузки развивается с 50 до 200 см. Конструкция перекрытий выполнена в виде железобетонных продольных ригелей, опертых на пилоны, и второстепенных балок, несущих монолитные плиты перекрытий. Наружные стены в основном легкие, навесные из стеклопанелей в алюминиевом фахверке; на отдельных участках по архитектурным соображениям стены выполнены в виде заполнения из кирпича с облицовкой естественным камнем.
Другим типом является 20-этажное административное здание фирмы «Эни», построенное в 1960—1962 гг. в Риме. Несущие конструкции выполнены в виде стального каркаса: по статической схеме каркас относится также к связевой системе. Диафрагмы жесткости — в виде железобетонных стенок, расположенных в торцовых частях здания. Перекрытия железобетонные, монолитные. Компоновка каркаса и здесь отличается применением-крупного поперечного модуля — 13 м. Такое конструктивное решение отвечает задаче создания условий для гибкой планировки, а также стремлению получить, большие залы без промежуточных опор.
В последние годы в строительстве многоэтажных зданий в странах Европы начинают применяться сборные железобетонные конструкции. Примером может быть применение для ряда зданий в Лондоне сборных конструкций системы «Ленгу ол».
Наиболее характерные особенности современного многоэтажного каркасного, строительства в Европе следующие: использование конструктивных схем каркасов связевой системы с выполнением диафрагм жесткости в виде монолитных стенок; стремление к увеличению модульных ячеек каркаса ради получения широкой свободы в планировочных решениях, даже в ущерб расходу материалов— стали и бетона; выполнение каркасов либо из металла, либо из монолитного железобетона, что определяется в разных странах конъюнктурными соображениями; попытки использовать в многоэтажном строительстве сборные железобетонные конструкции.
148
Рис. 9.2. «Ядро-оболочковая» конструктивная схема высотного здания
а — общая схема: 1 — внутреннее ядро жесткости; 2 — наружная оболочка, состоящая из часто расположенных колонн и ригелей — развитых надоконных перемычек; 3 — свободные от несущих конструкций рабочие площади; 4— перекрытия; б — наружная оболочка в виде безраскосной фермы; в — наружная оболочка в виде диагональной (стальной) раскосной конструкции; г — наружная оболочка в виде диагональной (железобетонной) раскосной конструкции
В современной американской практике строительства многоэтажных зданий наряду с традиционными в последнее время появился ряд новых решений.
В отдельных сооружениях привычный тип каркаса с кирпичным заполнением
наружных ограждений между колоннами заменяется конструкцией, состоящей в плане из двух концентрических, входящих одна в другую, стен, которые образуют совместно работающее внутреннее ядро и наружную «оболочку» с опирающимися
149
на них междуэтажными перекрытиями. Эта система получила название «tube-in-a-tube» (труба в трубе) (рис. 9.2). Несколько зданий такой ядро-оболочковой конструкции уже возведено.
В пределах центрального «ядра» располагаются лифты, лестничные клетки, все основные инженерные коммуникации. Окружающая площадь, не стесненная несущими конструкциями, наиболее эффективно используется в планировочном, функциональном отношении. При этом применяются широкие в плане здания и глубокие рабочие помещения, имеющие искусственное освещение и кондиционированный воздух.
В этих условиях становится возможным более выгодно использовать объем здания и благодаря резкому сокращению периметра и площади наружных ограждений снизить стоимость рабочих площадей.
Ядро-оболочковая система уже получила несколько конструктивных разновидностей. В зданиях относительно небольшой высоты, где планировочное решение позволяет создать развитое в плане ядро жесткости, можно обойтись только одним внутренним ядром, не включая конструкции наружных ограждений в работу на восприятие горизонтальных нагрузок и обеспечение общей жесткости и устойчивости сооружения. Для зданий большой высоты, напротив, целесообразно использовать совместную работу внутреннего ядра жесткости и наружной оболочки. Она может обеспечиваться балками перекрытий или введением в пределах технических этажей ростверков, рассчитанных на восприятие сдвигающих усилий, которые возникают при совместной работе внутреннего ядра жесткости и наружной оболочки. В таких случаях обе конструкции должны опираться на единый фундамент — общую железобетонную плиту или систему глубинных опор. Ядро-оболочковой конструкции стараются придать симметричное в плане очертание, чтобы избежать закручивания при действии ветровой нагрузки.
Конструкция наружной оболочки —• наружных стен — имеет в американской практике строительства несколько раз-150
личных вариантов: традиционная схема несущей стены из кирпича или из монолитного бетона, выполняемого, в частности, в подвижной опалубке; каркасная система из стальных колонн и горизонтальных ригелей, образующих рамную (портальную) конструкцию (рис. 9.2,6). способную воспринимать как вертикальные, так и горизонтальные нагрузки и, таким образом, представляющую в статическом отношении систему в виде оболочки; решетчатая система наружной стены, представляющая собой сетчатую оболочку; нагрузка от перекрытий передается на эту систему в местах пересечения диагональной решетки (рис. 9.2, в, г).
Таким образом, эволюция конструктивной схемы наружных ограждений (несущие тяжелые каменные стены, затем превращение их в навесные ограждения) снова привела к возвращению им функций несущей конструкции, но в новом качестве.
Новому конструктивному характеру наружных ограждений — наружной «оболочки» — отвечают архитектурные приемы компоновки фасадов. С этой точки зрения представляет интерес решение несущей бетонной стены с расположенными в шахматном порядке проемами (здание «Хилтон отель» в Сан-Франциско), что дает возможность усилить конструкцию стены арматурой, располагаемой как в вертикальном, так и в диагональном направлении (рис. 9.2,6).
Наиболее характерным примером новой конструкции является строящееся в Нью-Йорке 110-этажное здание Международного торгового центра (рис. 9.3). В конструктивном отношении здание решено как пустотелая вертикальная консоль с решетчатыми стенами, рассчитанная на восприятие горизонтальной ветровой нагрузки порядка 220 кГ/м2 и вертикальной нагрузки от собственного веса стены и перекрытий. Решетка наружных стен работает как безраскосная ферма (ферма Виренделя); она состоит из колонн коробчатого сечения, расположенных с шагом 1 м, и горизонтальных поэтажных связей. Колонны и связи облицовываются и одновременно с конструктивным назначением выполняют соответ-
1 — внутренняя оболочка; 2 —наружная оболочка;
3 — схема перекрытия
1 — внутреннее ядро; 2 — колонны; 3—наружное ядро
ственно функции простенков и подоконных стеновых панелей. Внутренними опорами служат стены центральной лифтовой шахты. Таким образом, внутренние колонны в здании отсутствуют.
Перекрытия представляют собой пространственную коробчатую конструкцию пролетом около 20 м, которая состоит из перекрестных стальных решетчатых элементов и волнистых металлических ли
стов, являющихся опалубкой. Заполнение— плита перекрытия, выполняемая из легкого бетона. Балки перекрытия с одной стороны опираются на наружные стены, с другой — на стены шахты.
Фундаментами здания служат массивные железобетонные опоры пятиэтажной подземной части, которая предназначена под гараж и доходит в глубину (около 21 м) до скального материкового-основания.
Другой пример использования аналогичных конструктивных принципов — строящееся в г. Хьюстоне (штат Техас) 52-этажное административное здание (рис. 9.4). Все несущие конструкции здания выполнены из легкого бетона (объемным весом 1800 кг!мй и пределом прочности на сжатие 420 кГ[см2). Инженерно-технические коммуникации, лифты, лестницы, служебные и вспомогательные-помещения сосредоточены в центральной шахте, служащей также внутренней опорой здания. Наружная оболочка выполняется в виде системы колонн, расположенных с шагом 1,8 м. Ширина сечения колонны 45 см, высота переменная — от 60 до 120 см. Колонны выступают из плоскости наружных стен, что придает зданию архитектурную выразительность.
Значительный интерес в конструктивном отношении представляет законченное в 1967 г. 45-этажное административное здание в Монреале (Канада)', построенное по проекту инж. Нерви. Особенностью этого здания является решение внутреннего ядра, выполненного в плане в виде креста, который расположен в пределах лифтового узла (рис. 9.5).
Важное достоинство такой компоновки диафрагм — отсутствие в них проемов, и отверстий. При традиционных же компоновках связевых систем, которые, как правило, выполняются по периметру лифтовых шахт или располагаются в пределах перегородок, разделяющих различные помещения, в диафрагме жесткости, всегда имеется большое количество отверстий и проемов, значительно ослабляющих конструкцию и усложняющих ее выполнение.
В работу связевой системы на восприятие горизонтальных нагрузок вклю-
151
чены наружные колонны каркаса, что осуществляется через ростверки, расположенные в пределах технических этажей. В данном случае колонны получают только дополнительные вертикальные нагрузки. Включение наружных колонн в работу общей связевой системы на горизонтальные нагрузки значительно облегчает систему и одновременно повышает
пользовании этих решений, а об их творческой переработке с учетом особенностей и тенденций развития отечественного строительства).
Стремление к увеличению пролетов
Рис. 9.5. 45-этажное административное здание в Монреале
<2 — схема плана; б — конструктивный разрез; / — пространственная система связей; 2 — колонны каркаса; 3— ростверки связевой системы; 4~ лифтовые шахты; 5 — лестничные клетки
общую жесткость здания, обеспечение которой становится по мере роста высоты сооружений важнейшей и наиболее сложной инженерной проблемой.
Анализ опыта зарубежного строительства каркасных зданий позволяет сделать ряд выводов.
Конструктивные схемы каркасных зданий прошли путь развития от связевых к рамно-связевым и рамным, а затем к пространственно-связевым. В последней схеме каркаса удается получить высокую жесткость при наименьшем по сравнению с другими схемами расходе стали. В конструктивном отношении представляют интерес для использования в нашем строительстве решения ядро-оболочковых систем (речь идет не о механическом ис-
между колоннами каркаса, заметное в зарубежном строительстве последних лет, сопряжено со значительным увеличением расхода материала на каркас и, особенно, на перекрытия, и объясняется зачастую рекламными целями.
Компоновки каркаса по-прежнему не отличаются четкостью; конструкторы, выполняя требования свободы объемнопланировочных решений, не уделяют должного внимания снижению расхода материалов и трудоемкости. Такой подход неприемлем для советской школы проектирования.
Конструктивные решения каркасных зданий в сборном железобетоне, которые в наибольшей мере могли бы соответствовать тенденциям развития отече
152
ственного многоэтажного строительства, находятся за рубежом еще в начальной стадии развития (значительно отставая от других областей применения сборного железобетона) и не представляют для нас интереса.
2. Развитие конструктивных схем каркасных зданий
в Советском Союзе и особенности работы различных конструктивных схем
Опыт строительства 1950—1953 гг.
Значительную роль в развитии строительной техники в многоэтажном строительстве сыграло возведение первых высотных зданий в Москве в 1950— 1953 гг.
Для сопоставления принятых решений
каркасов московских высотных зданий проведена классификация их по двум основным признакам: по конструктивной схеме и по примененным материалам. Показатели удельного расхода стали на 1 м3 здания и жесткости конструкции иллюстрируются табл. 9.2.
В первых московских высотных зданиях нашли применение каркасы всех трех схем: рамной, рамно-связевой и связевой.
Можно проследить четкую направленность в развитии конструктивных схем каркасов первых московских высотных зданий: от рамной системы через рамно-связевую к связевым схемам.
Обращение советских конструкторов к каркасам рамной схемы характерно для первого этапа проектирования высотных зданий. Каркасы рамной схемы
Таблица 9.2
Показатели расхода стали и жесткости каркасов московских высотных зданий
С С Объект Высота здания в м. Количество этажей Материал каркаса Схема каркаса Расход стали в здания Расчетный прогиб каркаса Расчетный перекос
1 МГУ, зона А (рис. 9.6) 183 31 Сталь Рамно-связевая 46,5 h /500 1/1000
2 МГУ, зона Б—В 83 22 » Рамная 34,4 /г/500 1/1000
3 Гостиница на Комсомольской площади 106 26 » Рамно-связевая 39 h /500 1/1000
4 Гостиница на Дорогомиловской набережной 144 32 в Рамная 30 /г/500 1/1000,
5 Административное здание в За-рядье (проект) (рис. 9.7) 210 42 Железобетон1 Пространственно-связевая 30 /г/3500 1/220
6 Административное здание у Красных ворот 93 25 То же Рамно-связевая 25 /г/500 1/1000
7 Административное здание на Смоленской площади 108 28 » Рамная 22,6 /г/500 1/1000
8 Жилой дом на площади Восстания ИЗ 28 » Связевая 21 /г/2200 1/2000
9 Жилой дом на Котельнической набережной (рис. 9.8) 135 37 » Пространственно-связевая 17,4 /г/3850 1/2500
10 Здание Гидропроекта (вариант проекта) (рис. 9.9) ПО 31 » Связево-рамная 2 12,65 /г/2700 1/2170,
’ Железобетон применен с жесткой (несущей) арматурой.
2 Термин «связево-рамная» говорит о доминирующей роли связей в восприятии ветровых нагрузок.
153,
Рис. 9.6. Здание Московского Государственного университета на Ленинских горах
/ — решетчатые связи; 2 — колонны каркаса; <3 — перекрытия нижних двух этажей на подвесках; 4—опирание колонны на ферму; 5—коробчатый фундамент
Рис. 9.7. Проект административного здания в Зарядье
а — план; б — разрез; в —расчетные перекосы каркаса; г —схемы деформаций рамно-связевого (слева) и каркаса пространственной связевой системы с ростверком; / — пространственная связевая система; 2 — ростверк;
<3 —колонны; 4— плоские стенки; а—угол сдвига — перекос, панели
154
.Рис. 9.8. Жилой дом на Котельнической набережной
' — пространственная связевая система;
2 — плоские системы связевых диафрагм; 3 — колонны каркаса
•намечались в первоначальных вариантах ряда высотных зданий и были применены в нескольких высотных зданиях: на Смоленской площади, Дорогомиловской набережной, в корпусах общежития МГУ, где объемно-планировочные решения зданий позволяли спроектировать много-пролетные рамы относительно однотипной конструкции.
Каркасы рамной схемы обладают рядом достоинств: четкой работой — равномерностью и плавностью деформаций отдельных рам в общей системе каркаса, особенно в тех случаях, когда рамы сконструированы примерно равной жесткости; свойственной статически неопределимым системам возможностью перераспределения усилий при перенапряжении отдельных элементов каркаса; возможностью более свободной планировки здания.
В то же время каркас рамной схемы обладает и серьезными недостатками, из которых в первую очередь отметим трудность обеспечения необходимой жесткости каркаса в пределах экономической целесообразности. Из табл. 9.2 видно, что характеризующий жесткость каркаса прогиб верхнего этажа и перекос панели при рамной схеме едва укладываются в пределы нормативных значений, несмотря на весьма значительный расход стали.
Сопоставление расходов материалов показывает, что расход стали на каркас рамной схемы значительно (на 20—
Ранная
Расход стопи на парное 6 кг/н3 здания
Сбязебая
Расчетные поназатеяи местности
I \-про гиб
перенос
Рис. 9.9. Варианты каркаса здания Гидропроекта (неосуществленный проект). Сравнительная опенка вариантов каркаса
30%) превышает расход стали на каркас связевой схемы.
Расход стали, конечно, зависит не только от конструктивной схемы и материала каркаса, но и от ряда других факторов—компоновки каркаса, выбора сетки колонн и т. д. Однако, принимая во
155
внимание сравнительно небольшие отличия в компоновке и шаге колонн в рассматриваемых зданиях, можно считать, что основной причиной большой разницы в расходе стали при одинаковом материале каркаса является выбор конструктивной схемы.
Помимо того, получающиеся при рамном решении каркаса мощные сечения элементов конструкции — колонн, ригелей и особенно узлов — приводят к усложнению конструктивных форм элементов каркаса (см. главу 10) и соответственно к увеличению трудоемкости выполнения каркаса.
Таким образом, достоинства каркасов рамной схемы — относительно свободная планировка — достигаются в ущерб требованиям экономии стали, обеспечения высокой жесткости каркаса и уменьшения трудоемкости выполнения. Более рациональны для большинства объемно-планировочных решений зданий каркасы связевой схемы, применение которых обеспечивает высокую жесткость каркаса при одновременном снижении расхода стали.
В комбинированной рамно-связевой схеме эффект, достигаемый благодаря применению связевых стенок, зависит от степени участия их в восприятии ветровой нагрузки. В тех случаях когда свя-зевые стенки не играют преобладающей роли в статической работе каркаса на ветровую нагрузку, расход стали на каркас может быть даже выше, чем при рамной схеме. Это показывают данные табл. 9.2, где приводится сопоставление расхода стали на железобетонные каркасы административных зданий у Красных ворот и на Смоленской площади и на стальные каркасы в зданиях на Комсомольской площади и Дорогомиловской набережной.
Убедительной иллюстрацией сказанному может служить конструктивное решение каркаса высотного здания на Комсомольской площади, выполненного с каркасом рамно-связевой схемы. Расчетная жесткость каркаса, характеризуемая прогибом верхнего этажа в ’/soo высоты здания и перекосом в ’/юоо, достигается необычайно выбежим расходом стали — 156
39 кг на 1 м? здания. Одновременно интенсивная работа рам каркаса на ветровую нагрузку привела к необходимости конструирования мощных узловых сопряжений, не уступающих по трудоемкости и расходу стали узлам рамного каркаса здания на Смоленской площади. Нерациональность рамно-связевой схемы усугубляется в данном случае еще тем, что связи отдельных панелей не объединены в общую жесткую связевую систему. Обладая малой изгибной жесткостью, связи испытывают значительные продольные деформации, влекущие за собой появление перекосов между связевыми панелями.
Рассматривая конструктивную схему связевого каркаса, следует отметить, что существенным недочетом системы с плоскими связями является возникновение значительных перекосов панелей и депланации перекрытий, значительно превышающих соответствующие величины в. рамных каркасах. В самом деле, возникающая значительная разность продольных деформаций связевой колонны, воспринимающей усилия от ветровой нагрузки (достигающие в связевых колоннах до 50% величины полной нагрузки), и колонны, смежной со связевой, не воспринимающей усилия непосредственно от ветровой нагрузки, вызывает появление существенных по величине деформаций сдвига панели, расположенной между связевой и смежной с ней несвязевой колонной. Развитие величины перекосов с-высотой здания вызывает значительную-депланацию перекрытий верхних этажей.
Для четкого расчленения работы отдельных элементов в каркасе связевой схемы на горизонтальную и вертикальную-нагрузку необходимо стремиться к значительному увеличению жесткости связевых систем и соответствено снижению продольных деформаций связевых колонн. Для получения же значительной жесткости с помощью плоских связей приходится прибегать к устройству большого числа железобетонных стенок значительной толщины. Размещение в плане необходимого в этом случае большого числа стенок затрудняет объемно-планировочное решение.
Все это указывало на необходимость поиска принципиально новых форм связей.
Такой качественно новой конструктивной формой каркаса связевой схемы следует считать каркас с пространственной системой связей, примененный впервые в здании на Котельнической набережной, затем в проекте административного здания в Зарядье и в здании Дома культуры и науки в Варшаве.
Пространственная система связей, состоящая из железобетонных стенок, связанных между собой и образующих единую складчатую оболочку, обладает высокой жесткостью, многократно превышающей жесткость других систем каркасов, и минимальным расходом стали (см. табл. 9.2 и 9.3), а также четкой статической работой: вся ветровая нагрузка, приходящаяся на здание, воспринимается пространственными связями, рамы же работают только на вертикальную нагрузку. Также весьма незначительны возникающие в связевых колоннах продольные усилия от ветровой нагрузки
ли в каркасах рамной или рамно-связе-вой системы, выполненных из одного и того же материала (см. табл. 9.2).
Достоинства этого типа каркаса с пространственными связями — высокая жесткость наряду с большой экономичностью—по сравнению с каркасами рамной системы или рамно-связевой особо убедительны при сопоставлении вариантов каркаса здания Гидропроекта (неосуществленные варианты проекта см. рис. 9.9 и табл. 9.3).
Высокая экономичность каркасов с пространственной системой связей достигается осуществлением ведущего требования рациональной компоновки — принципа концентрации материала: четким расчленением работы каркаса на ветровую и вертикальную нагрузку и сосредоточением всей ветровой нагрузки на системе пространственных связей.
В каркасах с пространственными связями значительно снижается вес колонн и ригелей рам благодаря работе их в этом случае лишь на вертикальную нагрузку (табл. 9.4).
Таблица 9.3
Сопоставление вариантов каркаса здания института Гидропроект
Вариант Жесткость каркаса Расход стали Расход бетона
прогиб перекос в кг/м? в % В Л£3/Л£3 в %
Рамный Л/1310 1/1050 (100%) 15,7 100 0,034 100
Рамно-связевый h/2700 1/2170 (48%) 12,65 80 0,042 123
Пространственно-связевый /г/2900 1/2050 (51%) 11 70 0,045 132
(составляющие, например, в здании на Котельнической набережной всего лишь от 10 до 23% величины полного усилия на колонну); соответственно невелики и вызываемые ими продольные деформации колонн, а следовательно, малы перекосы в панелях, примыкающих к пространственной связи. Так, например, в здании на Котельнической набережной прогиб верхнего этажа составляет ’/звбо высоты здания, а перекосы панелей — ’/2500-
Удельный расход стали на каркасы с пространственной системой связей (здания на Котельнической набережной и в Зарядье) ниже на 20—30% расхода ста-
Таблица 9.4
Влияние схем каркаса на облегчение конструкции его элементов (на примере вариантов проекта здания института Гидропроект)
Вариант Снижение веса в %
колонн ригелей узлов
Рамный 100 100 100
Рамно-связевый 86 68 78
Пространственно-связевый . 74 62 72
Применение пространственно-связево-го каркаса открывает также широкие возможности для упрощения конструкции,
157
зями прогибы фундаментов значительно уменьшаются и соответственно снижаются дополнительные усилия в элементах, каркаса (укажем для сравнения, что прогиб фундамента при рамном каркасе в здании на Дорогомиловской набережной вызывает увеличение изгибающих моментов в элементах каркаса на 20%).
Дальнейшим развитием пространственной связевой системы может стать конструкция связевой оболочки в сочетании с ростверком (рис. 9.5 и 9.7). Назначение такой конструкции — уменьшать перекосы; особенно целесообразна она в тех случаях, когда габариты связевой оболочки в плане относительно невелики.
Значение ростверка состоит в том, что
Рис. 9.10. Типы и область применения пространственно-свя-зевых систем каркаса
а — варианты компоновки пространственных связевых систем: о — планировочные решения зданий с пространственными ядрами жесткости
унификации и стандартизации ригелей и узлов каркаса, так как усилия, действующие в узлах и ригелях рам, одинаковы по высоте.
Одно из существенных преимуществ каркаса с пространственной системой связей — значительная экономия стали в конструкции фундамента благодаря учету совместной работы фундаментов с системой железобетонных стенок-связей. Так, например, расход стали на фундаменты здания на Котельнической набережной составил 72,8 кг на 1 м3 бетона, в то время как расход стали на фундаменты в здании на Смоленской площади — 150 кг на 1 м3 бетона, в здании на Дорогомиловской набережной — 160 кг/м3, в здании МГУ — 400 кг на 1 м3 бетона.
Благодаря совместной работе фундамента с железобетонными стенками-свя-158
он вовлекает в работу на ветровую нагрузку также и смежные со связью колонны. Возникающие при этом продольные усилия в несвязевых колоннах от ветрового напора вызывают продольные деформации колонн и, таким образом, значительно снижают перекосы в панелях, примыкающих к связи, и депланацию перекрытий.
Значение ростверка наглядно иллюстрируется графиком на рис. 9.7, где сопоставлены схемы деформации связевой оболочки здания в Зарядье без учета и с учетом работы ростверка. Наибольшие перекосы, возникающие в системах без ростверка в верхней части каркаса, под влиянием работы ростверка переносятся ближе к середине высоты каркаса, причем абсолютная величина перекосов уменьшается в 2—2,5 раза. Вместе с тем влияние ростверка сказывается на умень
шении изгибающего момента в связи-оболочке на 25—30%.
Применение пространственных связевых систем следует признать, безусловно, целесообразным при следующих объемно-планировочных решениях зданий: при башенной композиции с квадратной или близкой к квадрату формой плана (рис. 9.10), с различными открылками, в зданиях с усложненной конфигурацией плана. Предельная длина открылков, при которой возможно обойтись без устройства в них специальных связевых стенок, зависит от степени жесткости междуэтажных перекрытий и от жесткости центральной группы связей на закручивание.
Влияние выбора материала на расход стали и жесткость каркаса
Место строительства Высота здания в м 1 ! Количество этажей Схема каркаса Материал каркаса Жесткость каркаса, характеризуемая Расход стали на каркас
прогибом перекосом в кг/м? В %
Смоленская площадь . 108 28 Рамная Железобе- /г/500 1/1000 22,6 75
Дорогомиловская набережная 144 32 » ТОН Сталь /г/500 1/1000 30 100
Красные ворота . . . 93 25 Рамно- Железобе- /г/500 1/1000 25 64
Комсомольская площадь 106 26 связевая То же ТОН Сталь /г/500 1/1000 39 100'
Котельническая набережная (осуществленный вариант) 135 37 Простран- Железобе- /г/3850 1/2500 17,4 60'
Вариант 2-й .... ственно-связевая То же ТОН Сталь /г/1500 1/2000 29 100.
Административное здание в Зарядье: вариант 1-й . . . . 210 42 » Железобе- /г/3500 1/2200 30 80
вариант 2-й .... — — — ТОН Сталь /г/500 1/1000 36 100
Рациональность применения пространственных связевых систем возрастает с увеличением этажности здания.
Второй по степени важности проблемой по изысканию рационального решения каркаса является выбор материала. В первых московских высотных зданиях нашли применение два разных по материалу типа каркаса: стальной и железобетонный с жесткой арматурой. Сопоставление железобетонных и стальных каркасов показывает, что преимуществами с точки зрения экономии стали и жест
кости обладают железобетонные каркасы (табл. 9.5).
Таким образом, экономия стали при применении железобетонного каркаса с жесткой арматурой вместо стального достигает от 20 до 40%. Жесткость стального рамного каркаса при включении в его работу бетона может увеличиваться в 2—2,5 раза.
Конструктивные решения в многоэтажном каркасном строительстве 1962—1967 гг.
Новый этап многоэтажного строительства в нашей стране относится к 1962—
Таблица 9.5
1963 гг., когда на основе технико-экономических исследований целесообразной городской застройки было принято решение расширять в Москве и ряде крупных городов страны строительство зданий высотой 9, 16 и более этажей.
Поиски наиболее рациональных конструктивных схем этих сооружений, отвечающих современному уровню индустриализации и развития строительной техники, привели к появлению принципиально новых в мировой практике строительства конструктивных решений многоэтажных
159.
зданий. Главной особенностью многоэтажного строительства стало широкое использование сборного железобетона, впервые применяемого для такого рода сооружений.
Применение сборного железобетона потребовало прежде всего унификации основных параметров зданий, с тем чтобы получить наименьшую номенклатуру заводских изделий. На первом же этапе проектирования новых сооружений удалось достаточно четко провести унификацию параметров всего комплекса зданий гражданского строительства, что позволило в итоге применить для широкой номенклатуры сооружений минимальный набор сборных железобетонных конструкций. Определились следующие принципы унификации:
по высоте этажей: 1) для жилых каркасно-панельных зданий — 3 м; для зданий административного назначения, лечебных учреждений, зданий торгового назначения, учебных заведений и т. п. — 3,3 и 3,6 м с дополнительной высотой, в основном для первых этажей, — 4,2 м; 2) для зданий специального назначения — конструкторских бюро, научно-исследовательских институтов, лабораторных корпусов, крупных торговых предприятий и т. п. — 3,6; 4,2; 4,8; 6 М;
по размерам ячейки в плане: 1) для зданий первой группы, т. е. с высотой этажей 3; 3,3 и 3,6 — 600X600 см с дополнительным шагом 300 см и с увеличенным шагом 900 см\ 2) для зданий второй группы, т. е. зданий специального назначения, в которых технологические требования диктуют необходимость применения увеличенных пролетов и определяют повышенные величины нагрузок на перекрытия, приняты увеличенные ячейки 900x900, 900x600, 600X600 см с дополнительным шагом 300 см.
В дальнейшем, в целях получения необходимого разнообразия объемно-планировочных решений жилых и общественных зданий был принят единый модуль для всех видов зданий — 60 см (см. главу 1). Таким образом, в основе номенклатуры, охватывающей по существу весь комплекс жилых и общественных зданий, лежит ряд модульных размеров—180,
240, 300, 360, 420, 480, 540, 600, 660, 720, 780, 900 см.
Рассматривая вопросы унификации параметров и конструкций каркасных зданий повышенной этажности, следует отметить, что предлагаемая система унификации позволяет в значительной мере разрешить противоречия между индустриальным способом изготовления конструкции и архитектурным творчеством. Первый требует максимального единообразия изделий, второму необходимо разнообразие.
Возможность упорядочения этого процесса мы видим в создании наборов унифицированных конструкций, которые давали бы возможность решать из одинаковых элементов основной скелет зданий разнообразного назначения. Первой попыткой в этом направлении и является создание унифицированного каркаса.
Разработка и внедрение в практику строительства унифицированного каркаса позволяет на высоком индустриальном уровне возводить высотные (высотой до 35 этажей) жилые и общественные здания различного назначения на единых конструкциях по единой конструктивной схеме. При этом общее количество типоразмеров элементов двух унифицированных каркасов составляет 95 + 40=135. Уже в 1969 г. более 200 многоэтажных зданий самого различного назначения будет построено с применением конструкций унифицированных каркасов.
Следующей основной задачей является выбор конструктивной схемы сооружения.
Анализ конструктивных и технологических качеств различных схем доказывает рациональность связевой системы каркаса. При одинаковом объемно-планировочном решении здания высотой более 16 этажей на каркас связевой системы требуется на 20—30% меньше стали, чем на каркас рамной системы. При этом каркас связевой системы имеет значительно более высокую жесткость. К недостаткам рамных систем нужно отнести значительное усложнение конструкции узлов, которое . существенно увеличивает трудоемкость изготовления и монтажа каркаса, особенно выполняемо
го
го в сборном железобетоне. Различные величины узловых моментов в ригелях на разных этажах приводят в рамных каркасах к резкому увеличению числа типоразмеров ригелей или же неоправданному перерасходу стали в целях унификации ригелей.
Рассмотренные принципиальные положения были приняты как основа конструктивного решения единого унифицированного каркаса многоэтажных зданий.
Оптимальным решением при проектировании каркасов связевой системы является пространственная компоновка связей в виде связевого ядра (рис. 9.10). Если по архитектурно-планировочным соображениям такая компоновка связей невозможна, связевые диафрагмы могут быть выполнены плоскими при обязательном условии проектирования их сквозными на всю ширину здания. Благодаря высокой жесткости таких систем, расстояние между связевыми стенками может быть увеличено до 48 м, что обеспечивает необходимую гибкость планировки (особенно ценную в- общественных сооружениях).
Проектирование связевых систем в виде отдельных, «разбросанных» в плане здания стенок нецелесообразно и может быть допущено только в каркасных зданиях относительно небольшой высоты — до 16 этажей. Недостатком первых каркасных зданий, например домов серии МГ-601Д, является именно неудачная компоновка связевой системы, принятой в виде отдельных узких стенок, обладающих малой изгибной жесткостью (рис. 9.11). Это привело к необходимости выполнения большого количества связевых диафрагм, расположенных с шагом
Рис. 9.11. Пример неудачного решения связевого каркаса в 16-этажном жилом доме серии МГ-601Д
всего 12 м, что сделало конструкцию каркаса трудоемкой и неэкономичной по расходу материалов. Достаточно сказать, что если бы отдельные связевые диафрагмы были объединены в общую связе-вую систему с шириной, равной ширине здания, расстояние между связевыми стенками можно было бы увеличить с 12 до 30 м, получив при этом более высокую жесткость здания.
Не следует располагать сборные железобетонные стенки жесткости по торцам здания, так как это значительно усложняет конструкцию наружных торцовых навесных стен.
При устройстве проемов в плоскости связей в среднем модуле здания рекомендуется выполнять стенку жесткости в этих пределах с перемычкой, обеспечивающей совместную работу отдельных связевых стенок как единого элемента, т. е. рассчитанной на восприятие сдвигающих усилий.
Унифицированный сборный железобетонный каркас положен в основу всех строящихся и намечаемых к строительству в Москве многоэтажных зданий. Рассмотрим в качестве примера несколько характерных сооружений, выполненных с применением унифицированного каркаса.
В 1967—1968 гг. завершено сооружение крупнейшего комплекса на проспекте Калинина. Комплекс состоит (рис. 9.12) из четырех 26-этажных административных зданий на южной стороне проспекта и пяти 25-этажных жилых домов-башен на северной стороне, объединенных с каждой стороны проспекта двухэтажными стилобатами, в которых располагаются торговые помещения, рестораны, кафе и другие общественные предприятия.
В качестве конструктивной основы зданий на проспекте Калинина принят сборный железобетонный унифицированный каркас.
Такой крупнейший комплекс сооружений объемом более миллиона кубических метров удалось осуществить в короткие сроки только благодаря высокому индустриальному уровню сооружений — применению сборных железобетонных конструкций.
11-959
161
Рис. 9.12. Комплекс административных и жилых зданий на проспекте Калинина
а — общий вид; б — конструктивная схема административного здания: 1 — пространственное ядро жесткости; 2 —плоские диафрагмы жесткости; 3—колонны каркаса; 4—ригели каркаса
В основу компоновки каркаса положена ячейка 4,5 + 3+4,5 м с поперечным расположением ригелей, с продольным шагом рам каркаса 6 м. Длина административного здания — около НО м. План здания имеет излом в центре под углом 150° и два симметричных крыла. Ветровые 162
связи решены в виде трех систем диафрагм жесткости — двух торцовых стен и центрального пространственного ядра (рис. 9.12). Ветровые связи в типовых этажах монолитные железобетонные с жесткой несущей арматурой, которая обеспечивала монтажную жесткость кар-
Рис. 9.13. Административное здание СЭВ
а —общий вид; б — конструктивная схема: / — пространственное ядро жесткости; 2 — колонны каркаса; 3~ ригели;
4 — легкие навесные панели
каса на 3—4 яруса от уровня обетони-ровки.
Типовые этажи (начиная с третьего) решены с применением сборного унифицированного каркаса. Перекрытия выполнены из многопустотных настилов пролетом 6 м, шириной 1,5 м. В нижних пяти этажах, включая два подвала, выполнен монолитный каркас со сборными поперечными ригелями. Армирование колонн осуществлено в виде несущих арматурных каркасов, обеспечивающих монтаж перекрытий до бетонирования колонн на 3—4 этажа. Наружные стены— из керамзитобетонных ленточных панелей толщиной 34 см с облицовкой стеклянной плиткой.
Новый ансамбль сооружений на проспекте Калинина завершается комплексом зданий Совета Экономической Взаимопомощи (рис. 9.13). Комплекс состоит из трех основных частей: административного 31-этажного корпуса, стилобата и 13-этажного корпуса гостиницы. Для высотного корпуса применен унифицированный каркас. Его жесткость обеспечивается пространственной системой диафрагм, расположенных в центральной части здания. Сетка колонн принята 6x6 м. В нижних этажах колонны запроектированы с несущими стальными сердечниками в железобетонной обойме. Такое решение позволило сохранить одинаковое во всех этажах минимальное сечение колонн (40X40 см) и применить для всех этажей один тип сборного железобетонного ригеля с одинаковым его закреплением как на железобетонных колоннах, так и на стальных сердечниках. Перекрытия выполнены из многопустотных настилов с замоноличенными стыками, и только небольшие участки примыкания к стенам жесткости осуществлены в монолитном железобетоне. Наружные стены
11*
163
Рис. 9.14. Здание гостиницы «Националь». Конструктивная схема
/ — колонны каркаса; 2 — ригели; 3 — диафрагмы жесткости; 4 — диафрагмы жесткости с проемом;
5 — настил-распорка
здания — из легких навесных панелей (см. главу 12).
Оценивая конструктивные решения многоэтажных зданий на проспекте Калинина, следует отметить, что введение в систему каркаса монолитных диафрагм жесткости значительно повысило трудоемкость и усложнило возведение каркаса. Включение в конструкцию диафрагм жесткости мощных стальных конструкций для того чтобы приблизить сроки возведения монолитных диафрагм к темпу монтажа сборного каркаса, привело к резкому увеличению расхода металла (примерно на 15—20%, что составило около 1000 т на одно здание) и лишило инженерной логики саму конструкцию диафрагм, в которых бетон оказался по существу нерабочим материалом. Значительно увеличило трудоемкость строительства и широкое применение монолитного железобетона в каркасе нижних 5 этажей, что противоречит индустриальному решению всего каркаса (достаточно сказать, что продолжительность возведения нижних 5 этажей значительно превышала продолжительность монтажа верхних 20 этажей).
22-этажная гостиница «Националь» (рис. 9.14) имеет простой прямоугольный объем с размерами в плане 15X66 м, с сеткой колонн 6x6 м и в среднем пролете 6X3 м. В конструктивном решении здания применен унифицированный каркас; связевые стенки приняты длиной, равной ширине здания.
164
Колонны нижних этажей, имеющие «нестандартную» высоту, выполнялись монолитными железобетонными с жесткой арматурой.
Особенностью конструктивного решения 20-этажных гостиниц на Смоленской площади, выполненных на основе унифицированного каркаса с единой модульной ячейкой 6X6 м, является компоновка связевой системы в плане в виде двутавра (рис. 9.15), состоящего из сборных железобетонных стандартных панелей. Решение фасадной композиции зданий в виде системы эркеров показывает широкие архитектурные возможности, которые открывает применение унифицированного каркаса с использованием ограниченной номенклатуры дополнительных изделий, в данном случае — двух элементов перекрытия эркера и элементов стеновой панели.
Каркас с крупной модульной ячейкой применен в строительстве 27-этажного здания института Гидропроект, здания общесоюзного телецентра в Останкине. Государственной картинной галереи, административного здания ЗИЛ и многих других. Рассмотрим в качестве примера здание Гидропроекта, конструкции которого впервые были осуществлены с применением каркаса этого типа.
27-этажное здание института Гидропроект (рис. 9.16) выполнено в виде простого по форме объема. Прямоугольный план здания способствует четкой компоновке повторяющихся этажей, где разме-
щены основные рабочие помещения. В здании применена сетка колонн 9X9, и 6X9 м, что дает возможность удачно решить планировку помещений и освободить большие проектные залы глубиной 9 м от промежуточных колонн.
Основную несущую конструкцию надземной части здания составляет железобетонный связевый каркас, состоящий из колонн, сборных железобетонных стенок жесткости, ригелей и настилов. Стенки жесткости запроектированы в виде пространственной системы, имеющей в плане форму двутавра. Их конструкция выполнена сборно-монолитной из отдельных плоских железо-
бетонных панелей толщиной 20 см, соединенных между собой и с колоннами с помощью сварки заклад-
Рис. 9.15. Здание гостиницы на Смоленской площади. План этажа
1 — колонны каркаса; 2 — диафрагмы жесткости; 3 — эркеры
ных деталей и конструктивного замоноличивания. Конструктивная схема здесь четко и логично взаимосвязана с
Рис. 9.16. Здание института Гидропроект
а — общий вид в процессе строительства; б— схема плана: 1 — сборные железобетонные диафрагмы жесткости; 2 — колонны со стальными сердечниками; 3 — легкие навесные панели
объемно-планировочным решением здания— связевые стенки разделяют пространство этажей на отдельные рабочие залы, обеспечивая при этом повышенную звукоизоляцию помещений.
Конструкции перекрытий (ригели и настилы) выполнены из сборного железобетона, настилы перекрытий — ребристые предварительно напряженные типа 2Т, опирающиеся на нижнюю полку тавровых ригелей. Колонны каркаса, вос-
165
принимающие значительные нагрузки— до 1600 т, являются единственным элементом здания, который на первом этапе решен с применением монолитного бетона и выполнен с металлическими сердечниками. Бетонирование колонн осуществлено индустриальным методом — путем подачи и укладки бетона с помощью бетононасосов.
Наружные стены — в виде легких навесных стеклопанелей размером 3x3,6 м (см. главу 12).
Некоторые выводы о целесообразных конструктивных схемах каркасных зданий
Индустриальные методы полносборного домостроения, которые еще недавно применялись только в пятиэтажном строительстве, за последние годы начали широко использоваться в строительстве крупнейших административных и общественных зданий повышенной этажности.
Накопленный опыт возведения таких зданий позволяет в настоящее время рассмотреть ряд вопросов о выборе наиболее оптимальных конструктивных решений, которые бы отвечали современным требованиям в области проектирования, производства работ и экономики. Для проведения такого технико-экономического исследования нами выбраны проекты административного здания Госплана СССР на проспекте Маркса, одного из корпусов на проспекте Калинина, а также зданий гостиницы «Националь» на ул. Горького, проектного института Гидропроект и здания Института хирургии им. Вишневского.
Конструктивные решения рассматриваемых зданий основаны на унифицированном сборном железобетонном каркасе.
Было проведено сопоставление сборного железобетонного унифицированного каркаса с традиционной конструкцией, широко применяемой в настоящее время за рубежом в виде стального каркаса (колонны, ригели, диафрагмы жесткости) с железобетонными перекрытиями.
166
Для обеспечения противопожарной и антикоррозионной защиты металлические конструкции обетонируются.
Методика исследования предусматривала разработку традиционного варианта стального каркаса для указанных зданий. Полученные в результате расчетов показатели стоимости, трудоемкости, расхода бетона и стали на устройство каркаса и перекрытий приведены в табл. 9.6.
Анализируя показатели этой таблицы, можно установить, что стоимость стального каркаса превышает стоимость железобетонного в среднем на 20%.
Для варианта стального каркаса потребуется стали (приведенной к марке Ст.З) в 2 раза больше, а бетона на 3,5% меньше, чем для железобетонного.
В зарубежной практике строительства многоэтажных зданий противопожарная защита стальных конструкций осуществляется в последнее время также путем нанесения на поверхность конструкции методом торкретирования огнезащитного состава из вермикулита и асбеста. При этом расход бетона будет на 34% меньше, чем в варианте сборного железобетонного каркаса. При обработке стальных конструкций составом вермикулита с асбестом раствора требуется в 4 раза меньше. Однако стоимость 1 мд раствора, состоящего из вермикулита и асбеста, по предварительным расчетным данным будет в 4—5 раз выше стоимости 1 ,«3 обетонировки.
Экономические показатели по вариантам каркасов многоэтажных зданий были также рассмотрены по объему трудовых затрат. При этом для объективной оценки были определены трудовые затраты не только на строительной площадке, но и на заводах строительной промышленности, изготовляющих элементы каркаса и перекрытий. Показатели стоимости трудовых затрат на 1 мд строительного объема приведены в табл. 9.6.
Продолжительность монтажа здания со стальным каркасом с обетонировкой элементов, полученная в результате проведенных расчетов, будет в 1,3—1,8 раза выше срока монтажа зданий, выполняемых в сборном железобетоне.
Таблица 9.6
Показатели стоимости расхода бетона и металла на устройство каркаса и перекрытий и стоимости ограждающих конструкций по различным вариантам проектов высотных административных и общественных зданий, строящихся в Москве, на 1 М' строительного объема
С с g Показатели Унифицированный железобетонный каркас, стенки жесткости — из сборного железобетона, перекрытия — сборные железобетонные Стальной каркас, стенки жесткости— стальные с обетонировкой, перекрытия — сборные железобетонные
здание Госплана СССР £ ь ® 2 д и 3 Е >> с 5 а. о 5 § гостиница «Националь» Институт Гидропроект Институт им. Вишневского здание Госплана СССР 2 £ га * g X и ф Е >> с = г- cj X 0.0 ч о л.'Ч гостиница «Националь» Институт Гидропроект Институт им. Вишневского
1 Стоимость колонн, ригелей, стенок жесткости, перекрытий в руб. . . . 5,2 6,3 5,45 6,76 5,51 6,45 7,75 7 7,95 6,8
Объем бетона вл3. . 0,058 0,065 0,063 0,073 0,059 0,055 0,064 0,061 0,072 0,057
Металл (приведенный к стали марки Ст.З) в кг 9,9 12,1 10,8 12,3 10,5 20,6 25,6 23 26,3 22,9
2 Стоимость ограждающих конструкций в руб.: а) окопных проемов из алюминия с остеклением . . . 3,3 4,6 4,1 4 4,4 3,3 4,6 4,1 4 4,4
б) керамзитобетон-пых панелей, облицованных плиткой 2,8 3,9 3,4 3,35 4,1 2,8 3,9 3,4 3,35 4,1
в) многослойных панелей с эффективным утеплителем и алюминиевой облицовкой . 5,9 8,2 7,2 7 8 5,9 8,2 7,2 7 8
3 Полная стоимость каркаса с ограждением из керамзитобетонных панелей, облицованных плиткой, в руб То же, из многослойных панелей с эффективным утеплителем и алюминиевой облицовкой в руб 11,3 14,8 12,95 14 14,01 12,55 16,25 13,5 15,19 15,3
4 14,4 19,1 16,75 17,76 17,91 15,65 20,05 18,3 18,95 19,2
5 Стоимость трудовых затрат по устройству каркаса и перекрытия в руб.: стройка 0,42 0,54 0,5 0,6 0,46 0,79 1,12 1,04 1,3 0,89
завод 0,32 0,34 0,31 0,33 0,33 0,32 0,5 0,46 0,53 0,44
Итого стоимость трудовых затрат в руб. 0,74 0,86 0,81 0,93 0,79 1,11 1,62 1,5 1,83 1,33
6 Трудовые затраты на монтаж конструкций каркаса и перекрытия в чел.-днях 0,13 0,166 0,153 0,185 0,141 0,226 0,32 0,3 0,37 0,259
7 Продолжительность возведения каркаса здания (на 1000 м3) в диях 1,14 2,3 1,66 2,86 1,49 3,44 5,18 4,26 5,9 3,7
167
Продолжение табл. 9.6
С с Показатели Унифицированный железобетонный каркас, стенки жесткости — из сборного железобетона, перекрытия — сборные железобетонные Стальной каркас и стенки жесткости с обетонировкой конструкций, перекрытия— сборные железобетонные
здание Госплана СССР । корпус на проспекте Калинина гостиница «Националь» Институт Гидропроект Институт им. Вишневского здание Госплана СССР корпус на проспекте Калинина гостиница «Националь» Институт Гидропроект Институт им. Вишневско го
8 Продолжительность монтажа плит перекрытия и наружного ограждения в днях 1,68 2,31 1,93 2,89 1,83 1,68 2,31 1,93 2,89 1,83
Всего по пи. 7 и 8 2,82 4,61 3,59 6,75 3,32 5,12 7,49 6,19 8,79 5,53
9 Удельные капиталовложения в предприятия строительной индустрии в руб 2,98 4,6 3,83 5,73 3,53 4,46 6,44 5,36 6,66 5
Примечание. Продолжительность монтажа конструкций подсчитана на 1000 м3 здания при условии работы одним башенным краном в две смены.
Применение стального каркаса требует, как мы убедились, удвоенного расхода стали и затрат труда на его возведение. Создание заводов для изготовления стальных конструкций потребует, кроме того, увеличения ассигнований на капитальное строительство.
Проведенные исследования позволяют также проследить влияние планировочной схемы здания на стоимость устройства каркасов. Так, при строительстве административных зданий наиболее целесообразно применять проекты с широким корпусом, как в здании Госплана СССР, где ширина корпуса составляет 18—27 м, с расположением диафрагм жесткости в центре здания.
Решающее влияние оказывает ширина здания на стоимость ограждающих конструкций. Для зданий с широким корпусом (здание Госплана СССР) площадь ограждающих конструкций составляет 0,119 м2 на 1 м2 здания, в то время как по всем остальным четырем проектам, имеющим ширину корпуса 15—18 м, площадь ограждающих конструкций составляет соответственно 0,143—0,166 м2. Это оказывает существенное влияние на эко
номику строительства, поскольку стоимость ограждающих конструкций, включая стоимость заполнения оконных проемов, превышает стоимость устройства каркаса и перекрытия зданий (см. табл. 9.6).
Изложенные данные позволяют сделать следующие выводы.
При строительстве административных и общественных зданий высотой 20—30 этажей применение сборного железобетонного каркаса является наиболее целесообразным как по стоимости, так и по •показателям расхода стали, трудовых затрат и продолжительности строительства. Для зданий выше 30 этажей применение стального каркаса со сборными железобетонными перекрытиями может оказаться целесообразным при обязательном условии индустриальной эффективной противопожарной защиты стальных несущих конструкций.
Колонны нижних нетиповых этажей целесообразно выполнять стальными. Для отдельных случаев, когда по технологическим требованиям необходима более крупная сетка колонн (более 9Х Х9 м), и при повышенных расчетных на
168
грузках на перекрытия, для чего потребовалось бы создание новой номенклатуры сборных железобетонных изделий, целесообразно применение стальных конструкций. (Изготовление сборных железобетонных конструкций по индивидуальному заказу увеличивает их стоимость против типовых в 1,5—2 раза и вызывает необходимость специального изготовления металлических форм без возможности их дальнейшего использования до полной амортизации.)
В качестве наиболее рациональной системы жесткости каркаса зданий высотой свыше 16 этажей следует рекомендовать пространственно-связевую систему в виде ядер жесткости (ядер-оболочек) .
Планировочные решения зданий повышенной этажности наиболее выгодны при широком корпусе и сетке колонн 6Х Хб м (эта сетка колонн наиболее экономична по расходу материалов).
Пути снижения стоимости основных конструкций зданий следует изыскивать в применении более экономичных конструкций наружных стен в сочетании с современными требованиями архитектуры, индустриальности изготовления и монтажа панелей.
* * ❖
Технико-экономические исследования подтвердили правильность развития в московском строительстве унифицированных каркасных решений зданий в сборном железобетоне. На этой конструктивной основе будет осуществляться все предстоящее строительство многоэтажных общественных зданий высотой до 30—35 этажей и жилых домов высотой более 16—20 этажей.
В каких же направлениях представляется дальнейшее развитие каркасных решений?
Прежде всего будет последовательно и настойчиво расширяться номенклатура унифицированного каркаса. Освоение всего набора изделий номенклатуры, т. е. изделий для полного модульного ряда
пролетов (см. выше), создаст высокую вариабельность и гибкость каркаса (что является основным достоинством каркасной схемы по сравнению со схемой с несущими стенами — панельной, блочной и т. п.).
Проектные проработки последнего времени показали, что на этой номенклатуре изделий каркаса удается получить широкое разнообразие объемно-планировочных решений для зданий различного назначения, конфигурации и высоты.
Создание набора изделий фасадов для образования лоджий, эркеров, ризалитов, пилястр и т. п. позволит создать выразительные пластические архитектурные решения. Таким образом, при создании унифицированного каркаса удалось получить по существу каталог изделий, из которых будут собираться разнообразные здания и сооружения (т. е. здесь в значительной мере преодолеваются противоречия между архитектурным творчеством и индустриальностью конструкций).
В отношении вариабельности сборный железобетонный каркас при этих условиях перестает уступать традиционному стальному, обладая, как мы видели, значительными экономическими преимуществами и высокой индустриальностью.
Перспективным направлением, которое значительно расширяет возможности сборного унифицированного каркаса, является его сочетание с монолитным железобетоном (рис. 9.18), выполняемым наиболее индустриальными методами, например, в подвижной опалубке (см. ниже). Применение индустриального монолитного железобетона для таких элементов каркаса, как пространственные ядра жесткости, позволяет не только наиболее рациональным путем обеспечить жесткость (что становится сложнее с возрастанием высоты здания), но и открывает новые возможности для создания интересных архитектурных решений.
Успешное развитие каркаса во многом определяется рациональным решением конструкции его элементов, узлов, перекрытий, наружных ограждений. Предложения по этим конструкциям приводятся в главах 10—12.
12—959
169
3. Новые конструктивные решения зданий повышенной этажности
Конструкции
здания гостиницы «Россия»
Новая конструктивная схема осуществлена в здании крупнейшей гостиницы «Россия» в Зарядье (рис. 9.17). Гостиница
рассчитана на 6000 мест, или на 3182 номера; общий объем здания около 1 млн. ж3.
Компоновка здания предусматривает размещение помещений общественного-назначения в нижней части в пределах подвала и первого этажа и лишь частично в центральной части корпуса — в пределах второго и третьего этажей; начи-
Рис. 9.17. Здание гостиницы «Россия» а — общий вид; б—фрагмент типового этажа; в — конструктивная схема: 1—Н-образ-ные элементы; 2—ригели; 3—плоские плиты перекрытий; 4—эркерный элемент перекрытия; 5 —навесные наружные ограждения;
6 — санитарно-техническая кабина
170
ная со второго этажа и выше располагается жилая часть гостиницы. Такой прием компоновки позволил провести четкую типизацию параметров основного объема здания, т. е. создать основные предпосылки для индустриального возведения сооружения.
Конструктивная схема осуществлена в виде рамной системы, но не в традиционном исполнении, а в принципиально новом виде (см. рис. 9.17, s). Особенность этой рамной системы — использование ригелей высотой в этаж, что позволяет обеспечить наиболее простыми и экономичными средствами необходимую прочность и жесткость рамного каркаса. В этом решении в значительной мере удалось избежать недостатков обычных рамных систем, состоящих из отдельных колонн и ригелей, — их многодельности, сложности решения узлов примыкания ригелей к колоннам, трудоемкости сборки, недостаточного уровня индустриальности.
Применение этой конструкции может рассматриваться как попытка найти новые виды рамных систем, которые позволили бы им завоевать права гражданства в конструкциях многоэтажных зданий.
Конструктивная ячейка здания— 3,6X4,8 м; в поперечном направлении приняты три равных шага по 4,8 м.
Применение каркасной схемы имело в данном случае ряд существенных преимуществ по сравнению с панельной схемой, поскольку в бескаркасной схеме всегда требуется жестко фиксированное расположение внутренних поперечных стен.
В этой схеме размещение номеров разных типов (одно-пятиместных), а также помещений общественного назначения, лифтовых холлов, гостиных, поэтажных буфетов и др. неизбежно потребовало бы введения различных пролетов, что увеличило бы количество типоразмеров железобетонных конструкций.
На выбор конструктивной схемы оказало влияние размещение в первых этажах гостиницы помещений, которые по их функциональному назначению (вестибюли, рестораны и др.) должны перекрываться относительно большими пролетами. В силу этих соображений для здания 12*
гостиницы «Россия» и была принята кар-' касная система.
В этаже, где имеются балки-стенки, устраиваются двухместные номера. В следующих этажах, где Имеются только колонны, возможна свободная планировка и размещение в них номеров любой вместимости.
Основную несущую конструкцию здания составляют поперечные многоэтажные железобетонные рамы, расположенные через 3,6 м, которые воспринимают' все вертикальные и горизонтальные (ветровые) нагрузки и обеспечивают поперечную жесткость здания. В продольном направлении рамы соединены продольными балками, которые вместе с колоннами образуют продольные железобетонные рамы, обеспечивающие продольную жесткость здания.
Поперечные рамы образуются из' сборных Н-образных элементов высотой 6 м и пролетом 4,8 м в осях. Н-образные элементы состоят из двух колонн, соединенных ригелем в виде двутавровой балки высотой в этаж, на верхние и нижние полки которой опираются плиты перекрытий. Стыки колонн Н-образных элементов расположены в середине высоты этажа, т. е. в зоне наименьших изгибающих моментов. Железобетонные стенки ригелей толщиной 8 см одновременно используются как перегородки между номерами.
По сравнению с применяемыми рам-но-связевыми системами каркасов, состоящими из отдельных колонн, ригелей и диафрагм жесткости, при равном количестве бетона, новый тип рамного каркаса обладает, как показал опыт строительства, следующими преимуществами: значительно сокращается количество монтажных марок, так как Н-образный блок заменяет собой пять конструктивных элементов: две колонны, два ригеля и перегородку; в 5 раз сокращается количество сварных швов, так как резко уменьшается количество стыковых сопряжений ригелей с колоннами; сокращается расход рабочей арматуры благодаря большой высоте плеча внутренней пары ригеля в виде балки-стенки; отпала необходимость изготовления и монтажа
171'
только для западного корпуса 144 железобетонных диафрагм жесткости, так как Н-образные блоки воспринимают все вертикальные и горизонтальные нагрузки.
Практика проектирования и исследования Н-образных конструкций приводит к выводу, что дальнейшее развитие таких систем должно идти в направлении увеличения пролетов до 10—12 м, где их несущая способность будет использована наиболее эффективно. Эффективность и целесообразность этого решения возрастает с увеличением этажности зданий.
Конструкции нижних этажей — подвала и первого этажа — выполнены из монолитного железобетонного каркаса с ’72
жесткой арматурой. Пространственная жесткость обеспечивается железобетонными стенками-диафрагмами. В целях создания условий для гибкой и свободной планировки крупных общественных помещений принят укрупненный продольный модуль — 7,2 м (3,6X2), а на отдельных участках—10,8 м (3,6X3). Стойки рам основного объема здания опираются на продольные железобетонные неразрезные балки.
Анализируя и оценивая конструкции нижних этажей, следует признать недостаточную индустриальность этих решений и большой объем монолитного железобетона. Более строгий подход к типизации планировки нижних этажей позволил
Рис. 9.18. Конструктивные схемы каркасных зданий с монолитными ядрами жесткости
а — примеры из зарубежной практики строительства; б — проект 25-этажного жилого дома в Москве; /—монолитное ядро жесткости;
2 — колонны каркаса; 3—ригели; 4—фундамент — ребристая плита
бы шире применить и в этой части здания сборные железобетонные конструкции.
Сборно-монолитные конструкции
Наряду с дальнейшим развитием рассмотренных конструктивных схем сборного . железобетонного каркаса продолжаются поиски новых оригинальных конструктивных решений жилых и общественных зданий повышенной этажности.
Новые возможности в этом направлении открываются в связи с применением монолитного железобетона (так же как и в создании новых типов панельных зданий большой этажности, рассмотренных в главе 1).
Применение только сборных железобетонных конструкций каркаса в известной мерс сужает возможности компоновки зданий различной конфигурации. Кроме того, решение в сборном железобетоне связевых систем ограничивает высоту каркасных зданий в пределе 25, а в лучшем случае 30 этажами (при условии создания развитых в плане диафрагм жесткости).
В этом отношении перспективной представляется сборно-монолитная железобетонная конструкция, в которой пространственная система диафрагм в-виде ядра жесткости выполняется в монолитном железобетоне (например, в подвижной опалубке) и к этому ядру «привязывается» сборный железобетонный каркас, работающий здесь только на вертикальные нагрузки (рис. 9.18). Отработка технологии возведения таких конструкций позволит возводить эти здания на том же высоком индустриальном уровне, который достигнут при строительстве полностью сборных каркасов.
По своим технико-экономическим качествам (расходу материалов — стали,, бетона и по стоимости) такая конструкция также не уступает сборному унифицированному каркасу.
Важнейшим качеством каркаса рассматриваемого типа является возможность получать дома различной конфигурации и высоты, что настоятельно требуется по условиям застройки Москвы. Проведенные проектные проработки показывают, что такая конструкция каркаса может применяться для зданий высотой до 40—50 этажей.
В настоящее время разрабатывается ряд зданий большой этажности с таким конструктивным решением в сочетании с унифицированным каркасом, которые будут строиться в Москве в ближайшие годы (см. рис. 9.18, б).
Глава 10
КОНСТРУКЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ КАРКАСА
В московском многоэтажном строительстве применяется сборный железобетонный унифицированный каркас, который стал основным решением, а также металлический каркас, который находит применение для гражданских и промышленных зданий с нетиповыми высотами этажей и пролетами, с повышенными нагрузками на перекрытия.
1. Сборный железобетонный унифицированный каркас (рис. 10.1)
Колонны. Колонны каркаса приняты .сечением 400X400 мм, высотой на два этажа (рис. 10.2). От применения более высоких колонн пришлось отказаться в связи с возникающими при этом дополнительными осложнениями на монтаже— трудностями закрепления высокой колонны до «развязки» ее ригелями, а также сложностью монтажа ригелей и элементов перекрытий, которые пришлось бы заводить в глубокие колодцы между смонтированными колоннами. Колонны выполняются из бетона марок 300 и 500. Армирование наиболее тяжелых колонн производится восемью стержнями диаметром 36 мм из стали класса А-Ш, что позволяет при бетоне марки 500 получить предельную несущую способность колонн 600 т.
Наиболее сложная задача при проектировании сборного железобетонного каркаса — решение стыков колонн, работающих в условиях высоких усилий. В практике проектирования сборных железобетонных колонн выработался ряд различных решений стыков, которые могут быть сведены по существу к двух типам: стыки, в которых усилия передаются через стальные элементы — опорные плиты или оголовки, и стыки, в которых осуществляется непосредственная передача усилий с бетона на бетон.
В стыках первого типа концы элементов колонн снабжаются стальными обоймами, приваренными к продольной 174
стержневой арматуре (рис. 10.3, а). На монтаже колонна устанавливается на центрирующей металлической прокладке
Рис. 10.1. Сборный железобетонный унифицированный каркас
а — конструкция ячейки каркаса; б — сопряжение панелей диафрагм жесткости и ригеля с колонной; 1 — колонна сечением 40X40 см; 2 — ригель таврового сечения; 3—сферический стык; 4 — стенки жесткости; 5—сборные железобетонные полки для опирания настилов; 6 — настил-распорка; 7 — закладные металлические детали
и стальные обоймы смежных элементов соединяются приваркой арматурных накладок. Шов между торцами колонн за-чеканивается раствором, а вокруг сталь-
Рис. 10.2. Конструкция сборной железобетонной колонны
/ — консоль; 2—сферическая бетонная поверхность; 3— закладные металлические детали и анкерные стержни; 4 — продольные рабочие стержни; 5 — сетки из стержней 0 12 мм; 6 — арматурные каркасы консоли; 7 — отверстие для стояков
отопления
пых обойм на высоту стыка бетонируется защитный слой.
Опыт применения стыков такой конструкции показал, что они многодельны, требуют значительного расхода металла и большого количества ручной дуговой сварки. Так, например, на строительстве гостиницы «Россия» при устройстве стыков колонн сечением 300X400 мм со стальными обоймами расход стали на один стык составил до 70 кг, трудовые затраты-—около 8,5 чел.-часа, расход электродов — 20 кг. Сварной арматурный каркас для колонн в заводских условиях выполнялся в течение 5—7 мин, тогда как металлические закладные обоймы на два торца колонны изготов
лялись (заготовка и сварка) в течение 2—2,5 ч.
Традиционные стыки колонн со стальными обоймами необходимо обетонировать по арматурной сетке для защиты их от коррозии (рис. 10.3,6), а в зим-
Рис. 10.3. Стыки сборных железобетонных колонн со стальными обоймами и опорными плитами
а — со стальными обоймами — вид до замоноличивания; б—то же, после замоноличивания; в — дефекты стыков; 1 — стальные уголки; 2—центрирующая стальная прокладка; 3 — продольная арматура колонны; 4 — стыковые стержни
0 32 мм; 5—сварной шов; 6—сетка из стержней 0 3 мм; 7 — стальные листы; 5 — стальные клинья
нее время года требуется дополнительная тепловая обработка стыков, например, электропрогревом. Зачеканка шва между торцами элементов осложнена из-за наличия продольных накладок и трудно контролируема. На практике швы часто остаются незаполненными бетоном или частично заполненными. В этих условиях отсутствует четкая передача усилий и создается неопределенность в работе соединения. Усилия передаются в основном через центрирующую прокладку и через
175
накладки, приваренные к стальным обоймам элементов колонн. При этом часто вследствие неточного совпадения граней обойм для обеспечения примыкания к ним накладок их предварительно изгибают.
Рис. 10.4. Стык сборных железобетонных колонн со сферическими бетонными торцами
1 — стержни 0 36 мм из стали класса A-III, стыкуемые ванной сваркой; 2—стыковые ниши; 3—сферическая бетонная поверхность; 4—паз для монтажного хомута
При сварке рабочей арматуры с обоймой образуются перекосы опорных плоскостей. В результате между центрирующей прокладкой и торцом обойм колонн возникают клинообразные щели с раскрытием до 10 мм. Это значительно повышает деформативность стыка. Вследствие перекоса торцовых поверхностей в стыках (рис. 10.3, в) происходит концентрация напряжений в периферийной зоне, возникают случайные, неучтенные эксцентрицитеты, что приводит к значительному перенапряжению колонны. Сама по себе передача усилий в стыке с бетона на бетон через металлические опорные плиты (а не непосредственно) противоречит природе железобетона.
В стыке второго типа осуществляется принцип непосредственной передачи усилий с бетона на бетон. Для унифицированного каркаса была принята конструкция стыка с передачей усилий через сферические торцовые поверхности колонн. Стыки арматуры выполняются с помощью ванной сварки (рис. 10.4).
Применение ванной сварки арматуры (рис. 10.5, б) по сравнению с ранее при
нятым стыкованием арматуры через дополнительные накладки (рис. 10.5, а) позволяет повысить надежность стыка и значительно упростить его, сократить количество монтажной сварки, уменьшить число поперечных сеток, затрудняющих и ухудшающих условия и качество бетонирования опорных зон (см. таблицу к рис. 10.5). Стыкование четырех основных, наиболее мощных стержней повышает несущую способность и надежность стыка. Остальные стержни, меньших диаметров, не доводятся до стыка. Усилия с этих стержней переда-
Рис. 10.5. Сравнение вариантов сферических стыков
а — со сваркой стержней на накладках; б —с ванной сваркой арматуры
Расход металла на стык в кг
Продольная арматура колонны Вариант а Вариант б
4 0 22АШ+ 4-8 0 32AIII 404OAIII+ 4-8022А1П
Сетки косвенного ар-
мирования .... 62,3 29,8
Закладные детали . . 12,6 —
Стыковые накладки . 2,8 —
Разница в длинах стыкуемых стерж- 6,8
ней —
Наплавленный металл 0,8 2
Всего . . . 78,5 38,6
176
ются в стыке через бетон путем использования эффективной работы поперечной косвенной арматуры в пределах опорной зоны — около стыка. Число сеток зависит от количества не доведенных до стыка арматурных стержней.
Эффективность выполнения ванной сварки, в том числе и сварки стержней крупных диаметров, значительно повысилась в связи с созданием полуавтоматов, которые позволяют надежно и с минимальной трудоемкостью выполнять ванную сварку стержней.
Опыт изготовления и монтажа колонн со сферическими стыками показал необходимость особо тщательного подхода к геометрическим размерам и точности сферических поверхностей, так как перекос сферы приводит к резкому смещению центра передачи усилий в стыке и появлению значительных эксцентрицитетов в колонне. Для необходимой центрировки усилий в этих стыках после многочисленных исследований принята форма стыка, в котором радиусы сфер создают наилучшие условия для передачи усилий. При этом радиусы кривизны сфер стыкуемых колонн принимаются разными (см. рис. 10.4). Оставшаяся в средней части торца колонны сферическая вогнутая поверхность диаметром 250 мм играет роль центрирующей прокладки. Следует подчеркнуть особые качества стыка сферического типа, выявившиеся в процессе исследований, — самоцентрирование усилия за счет некоторого смятия бетонных поверхностей при случайных эксцентрицитетах, т. е. своего рода приспособляемость стыка к внецентренной нагрузке в процессе его работы при постепенном росте нагрузок.
Для уменьшения свободной длины сварных выпусков продольной арматуры колонн предусмотрен хомут диаметром 12 мм, охватывающий соединяемые рабочие стержни.
Таким образом, доработка конструкции сферического стыка — выбор оптимальной формы поверхностей, переход на ванную сварку стержней при одновременном повышении точности изготовления колонн — позволила получить
конструкцию, которая обладает высокой прочностью при наименьшем среди других типов стыков расходе стали. Так, расход стали на колонну со сферическим-стыком на 50% ниже, чем на колонну со стальными оголовками.
Высокую прочность стыка подтвердили выполненные МНИИТЭП и, НИИЖБ многочисленные испытания (более 70 образцов), при которых разрушение образцов происходило не по стыку, а по стволу колонн. Исследования позволили также выявить фактическую, несущую способность, деформативность и трещиностойкость бетонных сферических стыков колонн в зависимости от условий их выполнения, роль бетона замоноличивания стыковых ниш, монтажного хомута и инъекции зазора между сферами.
Испытания проводились на длинных, образцах колонн по 3 м со стыком, что в наибольшей мере отвечает натурным, условиям. В момент испытания опытных образцов замерялись деформации бетона в зоне стыка и на околостыковых участках колонн, отмечалось появление первых трещин и последующее их раскрытие, т. е. была выявлена общая картина, напряженного состояния и работы, стыка. По показаниям датчиков замерялись относительные деформации бетона, а по ним были определены действительные эксцентрицитеты в нескольких характерных сечениях элементов колонн, со стыком. Полученные опытные, разрушающие нагрузки сопоставлялись с теоретическими, подсчитанными по формулам СНиП, с учетом действительных эксцентрицитетов, при наличии внецент-ренного и косого внецентренного сжатия, т. е. при эксцентрицитетах в двух направлениях. Опыты подтвердили, что бетон замоноличивания в стыке включается в работу почти одновременно с основным бетоном колонн, причем тем эффективнее, чем выше его прочность, т. е. площадь замоноличенных участков следует учитывать в расчете.
Дополнительная установка монтажного хомута диаметром 12 мм на арматурных стержнях в зоне стыка значительно улучшает его работу, пре-
177
дохраняя стержни от преждевременной потери устойчивости и приближая их работу к работе арматуры в монолитном сечении колонны.
Вычисленные (для возможности сравнения несущей способности опытных образцов, испытанных при различных фактических эксцентрицитетах) условно приведенные к центральному сжатию разрушающие нагрузки превосходят расчетную (при центральном сжатии) в разрушавшихся по стыку образцах в 1,78—2,54 раза и в образцах, разрушавшихся по стволу, в 1,7—1,87 раза.
Абсолютная величина деформации стыка при нормативной нагрузке существенно зависит от способа его выполнения: при отсутствии бетона замоноличивания она составляет около 1 мм, при замоноличивании стыковых ниш бетоном прочностью 300 кГ[см2 — 0,25 мм, а при инъекции в стык цементного раствора (в замоноличенных стыках) — всего около 0,15 мм. Замеренная (на базе 300 мм) абсолютная деформация ствола колонны при нормативной нагрузке составляла около 0,25 мм.
Таким образом, замоноличивание и инъекция раствора оказывают существенное влияние на деформативность рассматриваемых стыков. Инъецирование стыков повышает трещиностойкость око-лостыковых участков ствола колонн: первые трещины в инъецированных образцах появлялись при нагрузках, равных 1,5—1,68 нормативной. В связи с этим наиболее целесообразно применять сферические бетонные стыки в сочетании с инъецированием, что по существу превращает их в монолитные. При этом околостыковая зона колонн рассчитывается на усилия с повышающим коэффициентом не 1,5 (как при сборных «сухих» стыках), а только 1,2, что позволяет значительно сократить объем сетчатого армирования.
Особенностью стыков колонн, выполняемых с ванной сваркой выпусков арматуры больших диаметров 36 и 40 мм, является возникновение напряжений сжатия в бетоне и растяжения в арматуре. Растягивающие напряжения в арматуре могут достигать предела текучести 178
и даже приводить к разрыву стержней. Во избежание этого отработана специальная технология сварки, которая предусматривает определенную последовательность и режим, в частности сварку стержней рекомендуется выполнять по диагонали последовательно по одному стержню (рис. 10.6, а) либо попарно.
В последнее время предложено использовать плоские стыки с центрирующей прокладкой (рис. 10.7), которые требуют значительно более простых форм для изготовления, чем применяе
Рис. 10.6. Детали сварки стержней в стыке а — последовательность сварки стержней; б—деталь обработки концов стержней п установки ванны для сварки
мые для колонн со сферическими стыками.
Исследованиями, проведенными ЦНИПС в 1930—1935 гг., было выявлено, что бетонные элементы, армированные сетками, при центральном сжатии могут выдерживать на смятие весьма большие напряжения (до 3000 кГ/см2), превышающие призменную прочность бетона более чем в 10 раз. При этом усилия, которые передает прокладка, распределяются равномерно по всему сечению бетона. Эти свойства и были использованы при конструировании замоноличенных стыков с подрезками и ванной сваркой продольной арматуры (см. рис. 10.7, а). На основе экспериментальных исследований для освоения промышленностью рекомендовано следующее конструктивное решение стыка: концы элементов колонн усиливаются армированием поперечными сварными
сетками и заканчиваются плоскими торцами с центрирующей бетонной площадкой, выступающей на 20—25 мм, снабженной сеткой. Размеры подрезки бетона назначаются из условия выполнения сварки выпусков арматуры. После установки колонн и выверки выпуски арма-
Рис. 10.7. Плоский безметаль-ный стык
а — деталь стыка: / — центрирующий бетонный выступ; 2 — ванная сварка выпусков арматуры; 3—раствор марки 300; 4 — стыковые нишн; 5 — продольные арматурные стержни; 6 — поперечные арматурные сетки; б — опалубка для бетонирования стыка
туры соединяются полуавтоматической электрошлаковой ванной сваркой в съемных медных формах. Узкий шов между торцами элементов колонн и подрезки, в которых расположены выпуски арматуры, замоноличиваются либо бетоном с зачеканкой его в щель и
заполнением подрезки с применением вибраторов, либо раствором под давлением.
В 1966—1967 гг. в НИИЖБ были проведены испытания колонн с плоскими стыками рассмотренного типа. Опытные образцы стыков колонн замоноли-чивались бетоном с уплотнением его внутренней и наружной вибрацией (см. рис. 10.7, б). В этом случае форма изготовлялась в виде раструба для подачи бетона и укладки его вибраторами. В других образцах замоноличивание выполнялось цементно-песчаным раствором с подачей его ручным насосом под давлением. При этом раствор одновременно заполнял как шов между торцами элементов колонн, так и зоны подрезки в стыке. Таким образом, образцы обеих серий отвечали двум возможным технологиям выполнения стыков в натуре.
Разрушение стыков характеризуется одновременным раздроблением бетона по контуру сеток косвенного армирования (защитного слоя) бетона замоноличивания и потерей устойчивости продольной арматуры. Исследования показали достаточно высокую прочность, трещиностойкость и жесткость замоноли-ченных стыков колонн с плоскими торцами, в которых передача усилий близка к работе монолитной колонны. При этом опытные разрушающие нагрузки были выше теоретических. Для расчета концевых участков колонн за счет замоноличивания возможно снижение расчетного коэффициента до 1 или 1,25 против й=1,5, регламентированного СНиП для сборных железобетонных колонн с «сухим» стыком.
Интересные новые данные получены по влиянию сварки арматурных стержней на напряженное состояние бетона в торцовых зонах колонн. Испытания НИИЖБ показали, в частности, что наличие центрирующей прокладки благоприятно сказывается на снижении реактивных начальных напряжений в бетоне за счет обмятия бетонного торца колонны.
На основании полученных средних остаточных деформаций 80 =1/200 = = 0,0045—45-10~5 сваренных стержней
179
в зоне стыка можно составить приближенное представление о возможных величинах остаточных сварочных напряжений в бетоне элементов колонн с центрирующей прокладкой. Средние значения остаточных сварочных напряжений (реактивных) могут достигать величины сг0 = 450 -10~6 X 2,1 -108 кГ/см2. При этом
Рис. 10.8. Опирание колонны на сборный железобетонный башмак
1—колонна; 2 — башмак; 3 — монолитный бетон марки 300; 4 — фундамент
наибольшие растягивающие напряжения в момент сварки стержней довольно велики: о“акс = 1400 • 10-6Х2,2 • 108 =
= 2940 кГ]см2, что составляет почти 65% предела текучести. Наименьшие значения напряжений о“ин=820 • 10-6 X Х2,1 • 108= 1720 кГ/см2, что составляет 33% предела текучести. Если предположить, что в начальный период сварки стержней центрирующая прокладка в месте сопряжения обжата не полностью, т. е. сжатая зона равна хотя бы половине площади прокладки (Fп =144:2 = = 72 см2), то возможно подсчитать примерную величину усилий, которыми предварительно обжимается бетон в ме-180
сте стыка на разных стадиях: /%=-* = 945-72 = 68 т, =1720-72=124 т; Рмакс =2940-72 = 212 т.
Опирание колонны на фундаменты предуматривается через сборный железобетонный башмак (рис. 10.8). Передача усилий с колонны на башмак, достигающих 600 т, происходит через прочный растворный шов, который работает в этом случае на смятие, будучи заключенным в обойму. При этом не требуется стыкования арматуры, что конструктивно было бы очень сложно осуществить,.
Серьезную инженерную задачу представляет выполнение колонн для нижних этажей, нагрузки на которые достигают 1500—2000 т. Для увеличения несущей способности колонн под большие нагрузки возможно несколько путей: развитие сечений колонн до размеров 60X60, 80 X Х80 см и т. д., повышение марки бетона, применение в колоннах жесткой несущей арматуры.
Кажущееся логичным при росте нагрузок увеличение поперечных сечений колонн вступает в противоречие с индустриальными методами строительства, ибо изменение размеров колонн сразу же повлечет за собой изменение длины примыкающих к ним элементов (ригелей, настилов-распорок, стенок жесткости, наружных панелей) и, таким образом, вызовет резкий рост количества типоразмеров сборных элементов в каркасе здания. Увеличение марки бетона пока, к сожалению, трудно осуществимо в массовом строительстве. Таким образом, остается возможность увеличения несущей способности колонн нижних этажей путем насыщения арматурой. Однако увеличение содержания гибкой арматуры ограничивается практически 5—6%. При больших нагрузках оказалось целесообразным сконцентрированное сечение в виде стального сердечника (рис. 10.9). Стыки колонн, сложность устройства которых непосредственно связана с величиной действующих усилий, выполняются в этом случае с помощью фрезерования торцов металлических сердечников и обетонирования стыка. Конструкция сердечника принимается наиболее компактной, что позволяет бетонное сече
ние колонн для нижних этажей оставить в габаритах 40 X Х40 см. Это дает возможность все элементы перекрытия — ригели, настилы-распорки, а также стенки жесткости и наружные панели — принять едиными для всего здания.
Анализ показывает, что с увеличением марки бетона и процентного содержания арматуры стоимость колонн растет медленнее, чем их несущая способность. Это обстоятельство подтверждает целесообразность повышения несущей способности колонн путем упрочения материала, а не увеличения их габаритных размеров.
Промышленностью строительных материалов Москвы освоен выпуск сборных колонн с сердечниками, полностью комплектующихся с элементами унифицированного каркаса. Сердечники изготовляются на заводах металлоконструкций из прокатной стали. Предложены различные сечения составных сердечников (см. рис. 10.9, б); из толстой полосы сечением 230x115 мм, прокатываемой на Кузнецком металлургическом комбинате, па
кет полос толщиной 32—40 мм, наборное сечение («капуста») из угловой стали. Сердечники двух первых типов по сложности изготовления примерно равноценны. В первом из них меньше сварки, но сильно затруднена правка в случае серповидности полос (достаточно часто встречающейся); во-втором проще правка, зато больше сварных соединений. Ощутимым недостатком сердеч-
ников первого типа является также неполное использование прочности метал-
ла, так как в толстой полосе предел текучести и расчетное сопротивление уменьшаются на 10—20% по сравнению с прокатом нормальных толщин. Наборное сечение из уголков достаточно просто в изготовлении, но менее компактно.
Наиболее перспективными представ-
Рис. 10.9. Сборные железобетонные колонны с металлическими сердечниками
а— общий вид колонны; б — типа сечений стальных сердечников; в —стык колонны; г — деталь опирания на фундамент; /— колонна; 2—стальной сердечник; 3 —выпуски арматурных стержней; 4—стальные закладные детали; 5 — слябы; 6 — полосы толщиной до 60 м.ч‘, 7 —уголки; 8 — сварной шов;
9 —стяжной болт; 10 — стальная опорная плита; // — анкер
ляются сердечники в виде полос нормальной толщины. В условиях широкого применения автоматической сварки большая протяженность сварных швов не может считаться серьезным недостатком.
Концы сердечников обрабатываются на торцефрезерных станках, что обеспечивает максимальную простоту стыко-
вания колонн.
Для сердечников применяются обыч-
но легированные строительные стали марки 14Г2 или 10ХСНД. Использование таких сталей экономически целесообразно, несмотря на то что сердечники из них обходятся дороже, чем из Ст. 3.
Сравнительная стоимость сборных колонн сечением 40x40 см и длиной
181
6 м, армированных сердечниками площадью 400 см2 из разных сталей и четырьмя продольными стержнями диаметром 36 мм из стали класса А-Ш, приведена в табл. 10.1. Из таблицы видно, что хотя сердечники из стали 10ХСНД на 41% дороже аналогичного сердечника из Ст. 3, цена колонн «в деле» разнится всего на 21%, а удельная стоимость (отношение стоимости к несущей способности колонны) при сердечнике из стали 10ХСНД на 14% меньше, чем при сердечнике из Ст. 3 (рис. 10.10).
Таблица 10.1
Сравнительная стоимость колонн с сердечниками, выполненными из сталей разных марок
Показатели Марка стали сердечника
Ст. 3 14Г2 10ХСНД
Вес сердечника в кг . . . 2000 2000 2000
Вес арматуры в кг: 190
класса А-Ш 190 190
класса A-I 30 30 30
Объем бетона вл3. . . . 0,7 0,7 0,7
Вес колонны в т 4 4 4
Стоимость сердечника в руб. 199 218 280
» арматуры в руб. 26 26 26
Стоимость колонны (фран-ко-объект) без стоимости сердечника и арматуры 151 151
в руб 151
Стоимость монтажа в руб. . 18 18 18
» колонны «в деле»
в руб 394 413 475
Несущая способность колонн
ВТ 1050 1260 1470
Удельная стоимость колонн
в коп!т 37,5 32,8 32,4
Примечание. Приведенные в таблице цены взяты из действующих прейскурантов- и калькуляций колонн в здании Общесоюзного телецентра.
Проведенные в 1966—1967 гг. в ЦНИИСК испытания образцов сборных железобетонных колонн с металлическими сердечниками (т. е. с высоким — до 30%—насыщением бетона арматурой) показали, что бетон в средней по высоте зоне колонны активно включается в работу, а бетон в опорных сечениях работает хуже, причем в этих сечениях наблюдалось появление растягивающих
усилий, которые привели к раннему появлению трещин в бетоне. При нагружении колонны напряжения по длине колонны выравнивались, а затем наблюдалась обратная картина — среднее сечение нагружалось больше опорных, в которых происходила разгрузка. Разгрузка в опорных сечениях связана с постепенным исчерпанием несущей способности бетона, работающего на смятие.
Рис. 10.10. График зависимости стоимости колонн от марки стали сердечника
Результаты испытаний говорят о том, что несущая способность опорных участков колонн (около стыков) должна быть увеличена, в частности, приваркой к сердечнику фасонок и дополнительным сетчатым армированием бетона в опорной зоне. Стыки колонн на монтаже должны быть замоноличены с установкой соответствующих хомутов. Методика расчета железобетонных колонн с металлическими сердечниками приведена в главе 13.
Организация массового производства колонн с сердечниками позволит применять сборные колонны в зданиях высотой до 30—40 этажей.
Узел сопряжения ригеля с колонной. Традиционным решением узла, общепринятым в каркасах промышленных и гражданских зданий, служит опирание ригеля на выступающую консоль. Однако такая конструкция узла мало приемлема в гражданских сооружениях с эстетической точки зрения, так как при этом значительно ухудшаются интерьеры помещений.
182
Рис. 10.11. Конструкции узла опирания ригеля на колонну в унифицированном каркасе
а — общий вид узла; б — конструкция н расчетная схема узла; в — вариант узла с увеличенным плечом внутренней пары сил; 1 — колонна; 2 — ригель; 3 — настил-распорка;
4 — закладные детали; 5—верхняя накладка; 6—стальные клинья или стержни; 7 — сварные швы
В отличие от традиционного типа узла в унифицированном каркасе сопряжение ригеля с колонной решено со «скрытой консолью» (рис. 10.11, а). В узле осуществляется защемление ригеля в колонне, что значительно облегчает конструкцию ригеля. Горизонтальные составляющие опорного момента в узле передаются (рис. 10.11, б): верхняя— через стальную накладку, прива-
риваемую фланговыми швами к закладным деталям ригеля и швом встык к закладной детали колонны; нижняя — на консоль через горизонтальные фланговые швы, соединяющие закладные детали ригеля и консоли колонны. Перерезывающая сила в узле передается на колонну через консоль. Консоль рассчитана на восприятие вертикальной нагрузки, равной 20 Т.
Стремление всемерно снизить высоту консоли (чтобы сохранить высоту наиболее напряженной опорной части ригеля) потребовало значительного насыщения ее арматурой (см. рис. 10.2). Однако это не привело ни к ощутимому увеличению расхода стали на каркас, ни к заметному усложнению изготовления. Испытания показали высокую несущую способность консоли: максимально допустимая ширина раскрытия трещин 0,3 мм была достигнута при нагрузке 90 Г; максимальная величина прогиба консоли к концу испытания равнялась 3—3,5 мм (7so—'Аз вылета консоли).
При значительной нагрузке на ригель, например 7,5 Т]пог.м, учет полного защемления ригеля в колонне приводит к значительному усложнению конструкции опорного узла, который практически сложно выполнить в сборном железобетоне. Поэтому наиболее рационально выполнение узла не с полным, а с частичным защемлением.
Связевая система каркаса исключает необходимость устройства рамных узлов в сопряжении ригелей с колоннами для обеспечения прочности и устойчивости здания в целом. Поэтому степень защемления ригеля в колонне может варьироваться в любых пределах — от шар-
183
жирного опирания до полной заделки и может быть назначена по соображениям: экономии материалов в ригеле и колонне; возможного уменьшения объема заводской и монтажной сварки; обоснованной необходимости работы системы как рамной в процессе монтажа в случае отставания на 3—4 этажа замоно-личивания каркаса; лучшего конструктивного решения узла соединения ригеля с колонной.
В расчете учитывается текучесть верхней металлической накладки, наступающая после того, когда действующие в ней усилия превысят заданный расчетный момент. Это позволяет принимать частичное защемление ригеля.
Исходя из конструктивных соображений и расчета на монтажные усилия, опорный момент принят равным 5,4 Т-м (при расчете рамы по упругой стадии величина опорного момента составляет 17 Т-м). Полученное решение оказалось наиболее экономичным как по расходу металла, так и по объему сварных соединений.
Рост расхода металла при увеличении опорного момента проявляется, главным образом, в весе закладных деталей в ригелях и в колонне, в весе монтажных накладок и в усилении продольной арматуры колонны для восприятия опорного момента ригеля. Узлы с полным защемлением ригелей оказываются весьма сложными, неконструктивными и трудоемкими: объем монтажных швов в 3,5 раза больше, чем в узле с частичным защемлением.
Разработаны два основных конструктивных варианта узла (см. рис. 10.11, би в). Увеличение плеча внутренней пары в варианте узла на рис. 10.11, в решено неудачно. Приварка стальных клиньев или стержней в зазоре между торцами ригеля и консоли колонны, вследствие необходимости подбора диаметра стержней или толщины клиньев по месту в зависимости от величины зазора делает это соединение малонадежным при массовом исполнении. Отказ от приварки стальных прокладок в варианте узла по рис. 10.11,6, хотя и уменьшает плечо, на котором воспринимается опорный момент, но дает 184
более четкое и надежное конструктивное решение узла.
Рассмотрим более детально работу верхней накладки, от правильного конструирования которой зависит надежность всего узла. Растягивающие напряжения в верхней накладке могут выйти за предел пропорциональности. Ограничение опорного момента величиной 5,4 Т-м потребовало удлинения верхней накладки, что учитывает поворот опорного сечения ригеля. Абсолютное удлинение верхней накладки может достичь 2 мм, т. е. в ней неизбежны деформации текучести. Выход напряжений за предел пропорциональности предъявляет повышенные требования к металлу накладок, для которых следует применять спокойную или полуспокойную сталь (ВСт. 3 или ВСт. Зпс). Изготовление накладок обязательно должно вестись механическим способом, например штамповкой, (Резка накладок секатором без зачистки кромок может привести при высоких напряжениях к образованию трещин и разрыву металла.)
Предел текучести Ст. 3 колеблется от 22 до 37 кГ/мм2. Установленное стандартом нижнее значение предела текучести 24 кГ/мм2, являющееся браковочным минимумом, весьма близко к его возможному наименьшему значению, и вероятность более низкого предела текучести практически ничтожна. Такой же обеспеченности соответствует верхнее значение предела текучести 35 кГ/мм2. Узел с «текучей» накладкой достаточно надежен потому, что сечение ее подобрано по нижнему значению предела текучести, а элементы, примыкающие к накладке и снимающие с нее усилие, и их соединения — по верхнему значению предела текучести.
В каркасе с крупной модульной ячейкой на первом этапе его применения узел примыкания ригеля к колонне решен по принципу гнездового опирания (рис. 10.12). Предпосылкой к выбору такого решения послужили высокие опорные реакции, передаваемые ригелем на колонну, достигающие 60 Т, которые трудно воспринять обычной консолью, притом малой высоты. Недос
татком гнездового опирания является необходимость значительного усиления дополнительным армированием «шейки» колонны, ослабленной подрезками для опирания ригелей. Это резко увеличива-
Рис. 10.12. Узел опирания ригеля на колонну в широкомодульном каркасе 1 — «шейка» колонны; 2 — ригель; 3—стальные опорные плиты; 4 — центрирующая стальная прокладка; 5 — накладки; 6~плиты перекрытия
ет расход стали на колонны, что, несмотря на простоту такого решения, заставляет вести поиски других вариантов узлов. В частности, намечается осуществить конструкцию узлов этого типа каркаса, аналогичную первому типу унифицированного каркаса, с соответствующим значительным усилением армирования консоли и увеличением ее рабочей высоты. В этом узле также предусмотрено частичное защемление ригеля в колонне, что позволило значительно уменьшить его деформативность и снизить за счет этого расход стали.
Ригели в первом типе каркаса (унифицированном) — предварительно напряженные высотой 45 см,таврового сечения,
что определяется стремлением осуществить надежное опирание плит перекрытий и одновременно обеспечить наименьшую возможную высоту выступающей вниз части ригеля. Ширина ригеля понизу принята по архитектурным соображениям равной ширине колонны (благодаря этому в интерьере ригель с колонной воспринимается как единая рама).
Ригель широкомодульного каркаса, нагрузки на который составляют до 22 Т1пог.м, выполняется аналогичной конструкции, но высотой 60 см.
Стенки жесткости. В конструировании стенок жесткости наметились два направления. В первом случае диафрагмы жесткости представляют собой единую систему, состоящую из колонн и жестко связанных с ними сборных железобетонных стенок (рис. 10.13,а). Такая диафрагма жесткости работает на восприятие как вертикальных, так и горизонтальных ветровых нагрузок по схеме консольной составной балки, защемленной в фундаменте. Горизонтальные нагрузки передаются на нее перекрытиями, представляющими собой жесткие горизонтальные диски, вертикальные — ригелями или настилами перекрытий. Благодаря жестким соединениям стенок с колоннами вертикальные усилия с колонн перетекают на стенки жесткости, вовлекая их в эффективную работу на вертикальные и горизонтальные нагрузки.
Другое направление состоит в создании конструкции диафрагм жесткости, которые в статическом отношении могут рассматриваться как стержневые решетчатые системы (рис. 10.13,6).
Вертикальные нагрузки, возникающие в связевой системе от ветровых усилий, воспринимают в этом случае только колонны. (Такая система принята, например, в 16-этажных каркасно-панельных жилых домах серии МГ-601Д.)
Для унифицированного каркаса принята первая из описанных систем. В ней наиболее эффективно используется работа конструкции на прочность, повышается жесткость связевой системы (примерно в 2 раза) и соответственно уменьшаются деформативность и перекосы.
185
Рис. 10.13. Конструкции диафрагм жесткости
а — узлы соединений с колоннами; б — схема диафрагмы жесткости, работающей по типу стержневой системы; в —стенка жесткости крестового сечения {с проемом); / — колонны; 2—плоская стенка жесткости толщиной 200 мм-, 3—полки; 4 — закладные детали; 5 — стальные накладки; 6 — ригель
В горизонтальных стыках стенок предусмотрены также жесткие сварные соединения, так как деформативность горизонтального шва между стенками жесткости в этом случае должна быть соизмеримой с деформативностью стыков колонн.
Для обеспечения надежной передачи усилий с перекрытий на диафрагму жесткости как от горизонтальных, так и от вертикальных нагрузок в конструкцию перекрытий введены специальные элементы— распорки, которые привариваются к колонне и передают усилия с диска перекрытий на связевую систему. Для опирания настилов перекрытий на стенки жесткости предусматриваются дополнительные балки, которые приваривают
186
ся к панелям стенок жесткости и образуют, таким образом, полки. В последнее время в развитие этой конструкции запроектированы стенки жесткости крестового сечения (рис. 10.13,б), в которых перекрытия опираются на полки, а горизонтальные стыки для удобства их выполнения вынесены выше уровня перекрытий. Номенклатурой предусмотрено пять типов стенок жесткости. Стенки с проемами дополнительно армируются по периметру проемов с учетом концентрации напряжений в угловых зонах.
Применение в отдельных случаях в системе унифицированного каркаса монолитных стенок жесткости (плоских) здесь не рассматривается, так как такое решение отличается высокой трудоемко
стью, неиндустриально и не отвечает особенностям сборного железобетонного каркаса.
2. Конструктивные решения стальных каркасов
Для ряда многоэтажных зданий, в которых технологические требования диктуют необходимость «нетиповых» вы-
Рис. 10.14. Типы сечения колонн
а — сечения стальных колонн; б — сечения жесткой арматуры колонн; в — остаточные деформации колонн двутаврового сечения при сварке поясных швов: 1 — винтообразность колонны; 2 — приваренные на монтаже строганые планки для ликвидации последствий винтообразности колонны в стыке; 3 — грибовид-ность полок; 4— перекос полок
сот этажей, а иногда и повышенных полезных нагрузок на перекрытия, оказы-вается экономически целесообразным применять стальные каркасы.
Высказанные при рассмотрении и анализе железобетонных каркасов соображения по выбору конструктивных схем, в частности рекомендации по свя-зевым системам каркаса, относятся в полной мере и к стальным каркасам.
Остановимся на вопросах, связанных с выбором конструкций элементов стального каркаса.
Колонны. Наиболее широкое применение получили следующие конструктивные формы колонн (рис. 10.14): двутаврового сечения с разновидностями в виде колонн, сваренных из трех листов универсальной стали, и в виде колонн, ском
понованных из двух швеллеров; колонны, крестового сечения с разновидностями в виде колонн, сваренных из листов универсальной стали, и в виде колонн, сваренных из составленных крестом прокатных уголков; колонны в виде слябов или составные из толстых полос.
Анализируя различные типы сечений колонн, можно проследить развитие конструктивных форм колонн от составных двутаврового сечения к составным крестового сечения и далее к использованию колонн наиболее компактных сечений — в виде слябов или составных из полос. В этой эволюции сечений находит отражение принцип последовательного упро-. щения конструктивных форм.
Из сварных колонн наибольшее распространение получили, особенно на первом этапе многоэтажного строительства, колонны двутаврового сечения. Однако сварные колонны двутаврового сечения обладают рядом недостатков и прежде всего значительными деформациями от усадки сварных швов — винто-образностью, серповидностью, грибовид-ностью и перекосами полок (см. рис. 10.14, в).
Винтообразность вызывается крутящими моментами, возникающими в связи с усадочными деформациями поясных швов и прилегающих к ним зон нагрева основного металла, которые приводят к закручиванию ствола колонны. При этом поворот сечений колонн может достигать 2—3 мм на протяжении каждого метра. Из-за закручивания колонн увеличивается трудоемкость их изготовления и возникают осложнения при монтаже. Во избежание нарастания закручивания приходится при установке «разворачивать» колонны, при этом для того, чтобы обеспечить необходимую плоскость опирания в стыках, торцы уширяют приваркой к ним на монтаже строганых планок. Вследствие серповидно-сти колонн, вызываемой неравномерной продольной усадкой поясных швов, на монтаже возникают значительные отклонения колонн от вертикали, а это приводит к «раскрытию» стыков, которое приходилось устранять забивкой в стыки шлифованных прокладок.
187
Вполне понятно, что все указанные меры повышают трудоемкость изготовления колонн двутаврового сечения.
Помимо того, остаточные деформации отрицательно сказываются на несущей способности колонн: в деформированных колоннах возникают эксцентрицитеты в передаче усилия, появляются дополнительные изгибающие моменты, ухудшается передача усилий в раскрытых стыках и т. д, что приводит к появлению дополнительных напряжений в металле.
Более целесообразны колонны крестового сечения, впервые примененные в здании МГУ (см. рис. 10.14). Деформации, возникающие при сварке поясных швов, значительно меньше, чем в колоннах двутаврового сечения; объясняется это положением поясных швов вблизи центра тяжести сечения. Трудоемкость изготовления колонн крестового сечения ниже, чем колонн двутаврового сечения
Проведенные в ЦНИПС в 1949— 1950 гг. экспериментальные исследования работы колонн крестового сечения на осевое сжатие показали их высокую несущую способность; в частности, установлено, что пластические деформации могут свободно развиваться на глубину до четверти высоты сечения и только после этого возникает потеря местной устойчивости колонн. Этим определяется преимущество колонн крестового сечения по сравнению с колоннами двутаврового сечения, в которых при появлении фибровой текучести выключается из работы полностью полка, что, естественно, резко сказывается на уменьшении несущей способности всего сечения.
Ценное качество колонн крестового сечения — идентичность узловых сопряжений с ригелями в обоих направлениях: это упрощает изготовление и монтаж конструкций и способствует унификации и стандартизации узловых деталей и ригелей.
Однако колонны крестового сечения не лишены некоторых недостатков: их жесткость на 15—20% меньше, чем колонн двутаврового сечения. Кроме того, при применении колонн крестового сечения в стальном каркасе необходимо констру
ировать их в нижних этажах из большого числа листов (см. рис. 10.14). Присоединение дополнительных листов при помощи электрозаклепок многодельно и трудоемко.
Применение колонн крестового сечения наиболее целесообразно в качестве жесткой арматуры железобетонных каркасов, в которых не требуется сильно развитых многолистовых сечений и не имеет существенного значения несколько меньшая жесткость их по сравнению с двутавровыми сечениями. Здесь рационально применять сечения из двух прокатных уголков (см. рис. 10.14,6). Выгодно также создание компактного прямоугольного сечения из толстых полос.
Меньшая свобода компоновки сечений колонн из прокатных профилей, чем составных из листов, не имеет значения в железобетонных каркасах, где варьирование сечений можно производить за счет изменения количества гибкой арматуры и марки бетона. Такой прием образования железобетонных сечений дает не только экономию стали, но и позволяет свести к минимуму количество типов жесткой арматуры и осуществить тем самым большую типизацию элементов стальных конструкций.
Рациональное решение баз колонн представляет конструкция в виде стальной опорной плиты, на которой устанавливается нижняя монтажная марка колонны. По статической работе это решение характеризуется передачей усилия с колонны через фрезерованный торец непосредственно на строганую поверхность фрезерованной плиты. Положение плиты выверяется с помощью нижних регулировочных гаек или регулировочных болтов (рис. 10.15).
Дальнейшее упрощение базы колонн, применяемой в железобетонной колонне с жесткой арматурой, может быть достигнуто благодаря передаче доли усилия, приходящегося на бетонное сечение колонны, непосредственно на фундамент с помощью уширенного железобетонного башмака. В этом случае необходимая площадь и толщина стальной опорной плиты, воспринимающей лишь долю усилия, приходящегося на жесткую армату
188
ру, значительно уменьшается. Отверстия для анкерных болтов следует выносить за пределы опорной плиты на приваренные к торцам плиты планки не-
Рис. 10.15. Конструкция опирания колонн на фундамент / — колонна; 2 — стальная плита; 3 — фрезерованная поверхность; 4— анкеры; 5 — регулировочные гайки; 6 — подливка бетоном
большой толщины (благодаря этому не придется высверливать или прожигать дыры в толстой стальной плите).
Монтажное крепление колонны к опорной плите выполняется при помощи обварки торца колонны по контуру.
Наиболее распространенной конструкцией стыков колонн (рис. 10.16), работающих на большие нагрузки, является решение с передачей усилий через фрезерованные торцы.
Конструкция ригелей. Развитие конструктивных форм ригелей как в зарубежной, так и в отечественной практике строительства характеризуется переходом от чисто стальных ригелей к обетонированным и далее к сборным железобетонным. Такой переход объясняется стремлением увеличить их жесткость, снизить расход стали и одновременно обеспечить противопожарную и антикор
розионную защиту. Применение бетона для увеличения жесткости и снижения расхода стали в ригелях каркаса шло двумя путями: 1) ригели обетонирова-
Рис. 10.16. Конструкция стыков металлических колонн
а — стык стальных колонн; б — стык жесткой арматуры; в — стык колонны крестового сечения; / — диафрагмы; 2 —стяжные болты;
3 — уголки; 4 — фрезерованные торцы
лись одновременно с бетонированием плиты перекрытия (рис. 10.17, а) непосредственно на строительной площадке; 2) ригели обетонировались до монтажа (рис. 10.17,6).
Рис. 10.17. Типы ригелей
а — железобетонный' с жесткой арматурой (монолитный);
б — сборный железобетонный с жесткой арматурой; в—то же, с гибкой арматурой
в)
В последнем решении достигается лучшая укладка бетона в малые по ширине ригели, притом еще затесненные стальными профилями, повышается уровень индустриальности.
189
Рис. 10.18. Типы узлов опирания ригелей на колонну
а — каркаса здания на Смоленской пл.; б — жесткой арматуры железобетонного каркаса здания на Котельнической набережной; в — график сопоставления расхода металла на ригели и узел при стальной конструкции каркаса (по типу а) и железобетонной с жесткой арматурой (по типу б)
Однако даже в стальных каркасах целесообразнее применение сборных железобетонных ригелей, в конструкции которых достигается наименьший расход стали, высокая заводская готовность и индустриальность (рис. 10.17,в).
Узловые сопряжения играют важную роль в статической работе каркаса и в значительной...степени определяют трудоемкость его изготовления и монтажа, а следовательно, и темпы. возведения. Из двух типов узловых сопряжений — свободного (гибкого.) или жесткого— наиболее широкое применение получил жесткий тип примыкания. Этот тип узла характеризуется передачей на колонну как вертикальных и горизонтальных усилий, так и изгибающего момента (рис. 10.18).
Качественной оценкой узла служит степень его жесткости. Экспериментальные исследования сварных конструкций узлов,- проведенные в 1950— 1951 гг. ЦНИИПС, выявили влияние следующих основных факторов на деформа-тивность узла: деформации сдвига стенки колонны на участке узла; деформации изгиба колонны на участке узла; деформации, сдвига в сварных швах.
Исследования показали, что основной деформацией, определяющей искажение прямого угла между ригелем и колон
ной, является деформация сдвига сечения колонны: она составляет 50—80% общей величины деформации и зависит от формы и размеров сечений. Жесткость узла при колоннах крестового сечения оказалась большей, чем в узлах аналогичной конструкции при колоннах двутаврового сечения, в связи с тем что крестовое сечение работает на сдвиг лучше, чем двутавровое.
В стенке колонны двутаврового сечения возникают значительные касательные напряжения, вызываемые
сдвигающими усилиями, приложенными к узлу, что может привести к раннему появлению в стенке колонны пластических деформаций.
При конструировании узлов жесткой арматуры должно быть выполнено важнейшее требование — создание условий для удобной укладки бетона и вытекающее из этого обеспечение надежной совместной работы в узле стали и бетона. Это достигается в первую очередь исключением обычных- в узлах диафрагм, которые сильно затрудняют укладку бетона. В отсутствии диафрагм состоит приниципиальное отличие узла жесткой арматуры от узловых сопряжений чисто стальных каркасов (см. рис. 10.18,6).
Удобство бетонирования достигается также уменьшением до возможного минимума габаритов элементов, примыкающих к колонне в узле. Насколько затесняется бетонное сечение в узле при обычной конструкции жесткой арматуры, наглядно видно из сопоставления узлов жесткой арматуры в каркасах зданий на Смоленской площади и Котельнической набережной (см. рис. 10.18,а и б). В узле и ригеле по рис. 10.18,6 более эффективно учтена работа бетона, а узел, представленный на рис.
190
10.18, а, является по существу узлом чисто стального каркаса.
Практика выполнения узла на рис. 10.18, б показала простоту и удобство укладки бетона. Экспериментальные испытания доказали высокую прочность и жесткость узла и, следовательно, возможность отказаться от устройства диафрагм, обязательных в узловых сопряжениях чисто стальных каркасов. Особенность решения узла рассматриваемого типа состоит в устройстве выносного стыка, осуществленного при помощи приваренной к полке отправочной марки колонны консоли из двутавра того же номера, что и ригель, дополнительно усиленной в месте примыкания к колонне вертикальным ребром а. Развитие опорной части ригеля при помощи приваренного к консоли вертикального ребра рационально, поскольку этим усиливается сечение ригеля в наиболее ответственном участке — на опоре; увеличивается протяженность сварных швов в опорном сечении; включается в работу по восприятию опорного момента больший по высоте участок колонны и, таким образом, уменьшается концентрация напряжений в пределах узла; уменьшаются напряжения в поясных швах, через которые передаются на стенку колонны сдвигающие усилия и, наконец, достигается уменьшение угловой деформации. Монтажнай сварка переносится с наиболее напряженного сечения — у грани колонны — в зону значительно меньших изгибающих моментов.
Металлические связи применяются во многих разновидностях, в частности в виде решетчатых связей крестовой, полураскосной, ромбической, подкосно-ригельной системы и др. Основное достоинство крестовой системы, определяющее наименьший расход стали, — работа ее элементов только на растяжение. Полураскосная система в силу работы раскосов на сжатие менее экономична по расходу стали, чем крестовая, и в то же время обладает меньшей жесткостью. Однако простота выполнения и возможность осуществления проемов в связе
вых плоскостях способствовали сравнительно широкому применению этой системы. Дополнительные усилия, возникающие в раскосах при сжатии и осадке колонн, практически не имеют большого значения.
Целесообразно выполнять последующее бетонирование связевых плоскостей, что превращает всю систему в железобетонные диафрагмы жесткости. При этом в качестве опалубки могут быть использованы тонкостенные ребристые железобетонные плиты, которые потом включаются в общую работу связевой диафрагмы.
Оценивая опыт применения стальных каркасов и каркасов с жесткой арматурой, следует отдать предпочтение последним в силу ряда соображений: благодаря полному использованию несущей способности стали и бетона в железобетонных каркасах с жесткой арматурой удается достигнуть значительного увеличения жесткости каркаса в 1,5—2 раза по сравнению с чисто стальными каркасами при одновременном снижении расхода стали на 20—40%.
Значительно упрощаются конструктивные формы элементов стальных конструкций каркаса (колонн, ригелей и, в особенности, узлов) (см. рис. 10.18) и соответственно уменьшается трудоемкость изготовления и монтажа стальных конструкций в целом; обетонирование создает надежную защиту стальных конструкций от огня и коррозии.
Создание в последние годы различных способов механизированной укладки бетона значительно повышает уровень индустриальности каркасов такого типа.
Целесообразно сочетание металлического каркаса со сборными железобетонными конструкциями горизонтальных элементов — ригелей и перекрытий, выполнение которых в монолитном железобетоне достаточно трудоемко. Переход на сборные железобетонные элементы позволит исключить от 25 до 40% монолитного -бетона, расходуемого на все здание.
191
3. Конструкции междуэтажных перекрытий
С применением каркасных систем изменилось значение перекрытий в статической работе здания. Перекрытия должны обеспечивать жесткость и неизменя-
При такой степени замоноличивания перекрытия прочность и жесткость его достаточны для передачи горизонтальных нагрузок на связевые диафрагмы при расстоянии между ними в пределах до 30—36 м. Важной составной частью перекрытия служит элемент, располо-
Рис. 10.19. Перекрытия из настилов в зданиях с унифицированным каркасом
а — схема перекрытия; б — деталь шпонки между настилами перекрытия; / — колонны; 2 — диафрагмы жесткости; 3 — ригель; 4 — настилы-распорки; 5 — многопустотные настилы; 6 — заполнение бетоном (раствором)
емость здания в горизонтальной плоскости и осуществлять передачу и распределение усилий от ветровых нагрузок на стенки жесткости. Это условие требует превращения сборного перекрытия в жесткий горизонтальный диск.
Перекрытия в зданиях с унифицированным каркасом (рис. 10.19) выполняются из многопустотных настилов, специально предусмотренных для многоэтажных зданий. Высота настила 22 см, пустоты диаметром 14 см. Отличие от обычной конструкции настилов состоит в увеличенной по противопожарным требованиям толщине защитного слоя бетона (до 30 мм) и в создании на боковых поверхностях шпонок (см. рис. 10.19,6). Замоноличенные раствором шпонки воспринимают сдвигающие касательные усилия, возникающие между настилами при работе жесткого диска перекрытия.
женный по осям колонн в направлении, перпендикулярном ригелям, и являющийся распоркой между колоннами. Этот элемент обеспечивает жесткость и устойчивость колонн в монтажный период и вместе с тем, благодаря соединению с колоннами, участвует в работе перекрытия как жесткого диска, выполняя роль поясов горизонтальной балки-диска перекрытия.
Распорки выполняются в виде ребристого корытообразного элемента, который своими ребрами опирается на полки ригеля и крепится к нему с помощью сварки закладных деталей (см. рис. 10.1 и 10.11). Распорки, укладываемые вдоль линии фасада, кроме сварки поверху привариваются понизу к консолям фасадных колонн. Корытообразная форма настила-распорки с тонкой (толщиной всего 3 см) плитой между ребрами поз
192
воляет, удаляя плиту, располагать на этих участках вертикальные санитарнотехнические коммуникации (размещение которых в зданиях повышенной этажности, особенно из сборного железобетона, всегда представляет сложную задачу) .
Распорки второго типа, предназначенные для укладки в плоскости наружных стен или на участках, где не требуется устройства (пропуска) коммуникаций, выполняются многопустотной конструкции, предварительно напряженными. Они рассчитаны кроме работы на вертикальные нагрузки на восприятие горизонтальных усилий, возникающих в диске перекрытия от ветровых нагрузок и при расчете каркаса здания на общую устойчивость (см. главу 13).
В статическом отношении жесткий диск перекрытия представляет собой единую систему, в которой настилы оперты на ригели каркаса и связаны друге другом продольными линейными шарнирами. Через эти линейные шарниры передаются только поперечные и продольные усилия. Заполнение раствором швов и шпонок между настилами и зазоров между торцами настилов и гранью ригелей создает необходимую жесткость перекрытий в горизонтальном и вертикальном направлениях. Выполнение всех элементов перекрытия предварительно напряженными (настилов и распорок) уменьшает абсолютные величины прогибов, снижает вероятность неравномерных деформаций и тем самым улучшает условия совместной работы настилов в перекрытиях.
В зимних условиях раствор замоно-личивания укладывается с противомо-розными добавками.
Способность работать на сдвиг в составе диска элементы настила приобретают после твердения раствора во всех швах (между настилами, распорками и ригелями, распорками и колоннами), а также набора прочности бетоном шпонок. Из условий прочности шпонок один элемент настила способен передать сдвигающую силу, направленную вдоль его длинных сторон, равную 6,8 Т при бето
не шпонок марки 200, и 10 Т при бетоне шпонок марки 300.
В статической работе перекрытий важно обеспечение совместной работы настилов на вертикальные нагрузки. Теоретические и экспериментальные исследования совместной работы настилов в перекрытии, загруженных продольными полосовыми нагрузками, проведенные в М.ИСИ им. Куйбышева и в МНИИТЭП, показали, что наибольшее значение прогибов и изгибающих моментов в 3—4 раза меньше, чем у отдельно работающего настила под такой же нагрузкой. Это является результатом участия в работе системы как загруженных, так и незагруженных панелей.
Доля участия отдельных элементов в совместном восприятии внешней нагрузки неодинакова и зависит от соотношения жесткости элементов на изгиб и кручение, а также соотношения ширины и пролета панелей. Чем выше жесткость панелей на кручение, тем на большей поверхности перекрытия рассредоточиваются изгибающие моменты при действии местной нагрузки.
На основании этих исследований перекрытия в зданиях с унифицированным каркасом рассчитаны с учетом совместной работы сборных настилов при различных вариантах расположения перегородок или других сосредоточенных нагрузок. В соответствии с этим была установлена унифицированная нагрузка на настил 1100 кГ/м2, что позволило применить один типоразмер настила вместо применявшихся ранее настилов нескольких типов, рассчитанных под нормальную (без перегородок) и тяжелую (с учетом перегородок) нагрузки. Такой подход, основанный на учете совместной работы настилов, кроме четкой унификации, позволил получить значительную экономию стали.
В настоящее время разработаны элементы перекрытий шириной до 3 м; намечается разработка панелей перекрытий шириной 4,5 м при пролете 6 м, что отвечает принципу дальнейшего укрупнения монтажных элементов и повышения их заводской готовности. Проходит экспериментальную проверку новая конструк
13—959
193
ция перекрытий, состоящая из крупноразмерных керамзитобетонных предварительно напряженных плоских настилов (вес этих плит — 350 кГ1м2— обеспечивает необходимую звукоизоляцию от воздушного звука), с гладкими калиброванными нижней и верхней поверхностями. По такой плите без каких-либо дополнительных стяжек может быть уложен синтетический рулонный ковер на упругой основе, который создает надежную звукоизоляцию перекрытия от ударного шума. Таким образом, в этой конструкции с наименьшими трудовыми затратами дешево и надежно решается задача устройства полов.
Благодаря укрупнению железобетонных изделий превращение перекрытия в жесткий горизонтальный диск осуществляется более просто.
Для типовых проектов жилых каркасных зданий серии МГ-601Д принята система перекрытий из крупноразмерных плоских плит размерами на комнату, толщиной 14 см при пролете 4,5 м.
В широкомодульном каркасе перекрытия выполняются из ребристых настилов пролетом 6 и 9 м. Такое решение обусловлено повышенными полезными нагрузками на перекрытия до 2 Т/м2, что потребовало развить высоту ребер настилов до 380 мм. Применение ребристых настилов упрощает размещение вертикальных и горизонтальных санитарно- и электротехнических коммуникаций, что весьма важно в производственных зданиях со сложным технологическим оборудованием.
Конструктивная форма настилов для пролета 9 м выбрана в виде 2Т. Ширина настилов 3 м. Сопоставления показали, что по расходу бетона и стали такой тип настила примерно на 15% выгоднее, чем коробчатый настил.
Следует обратить внимание на особенности совместной работы ребристых настилов в перекрытии.
В ребристых панелях в процессе приложения нагрузки профиль их искажается. В этом случае каждая отдельная панель деформируется как пространственно работающая конструкция. Под действием нагрузки ребра изгибаются в своих
плоскостях. Деформируясь в продольном направлении, они вовлекают в работу плиту. Между плитой и ребрами возникают касательные усилия, которые вызывают неравномерное по ширине сжатие плиты и внецентренное растяжение ребра (при этом неравномерность распределения продольных нормальных сил по ширине плиты весьма значительна). Это означает, что поперечные сечения панели под воздействием нагрузки становятся не плоскими и, следовательно, деформации панели отличаются от предполагаемых по элементарной теории изгиба.
Напряженно-дефор мированное состояние отдельной ребристой панели зависит не только от величины пролета и нагрузки, но и от соотношения поперечных размеров ребер, размеров полки в плане, ее толщины, наличия в ней вутов, трещин в ребрах и в полке, а также от предварительного напряжения ребер.
Сопротивление кручению ребер настилов, уложенных в перекрытия, благодаря совместной работе с ребрами смежных настилов значительно повышается. В связи с этим защемление плиты в ребрах становится более равномерным по длине панели и более жестким, чем в отдельных панелях.
В этом случае эффект совместной работы настилов в перекрытии после замоноличивания швов будет проявляться в значительно меньшей степени, чем при многопустотных или сплошных панелях. Перегрузка отдельного ребристого настила шириной 1,5 м полосовой или другой неравномерной нагрузкой, учитывая совместную работу с соседними недогруженными настилами, не должна превышать 10—15%.
Для решения участков с повышенными сосредоточенными нагрузками целесообразно в номенклатуру элементов перекрытий включить доборные элементы, обладающие предельно возможной несущей способностью для балок с заданной конструктивной высотой. Такой конструктивный прием позволяет достаточно просто решать также зоны перекрытий с различными отверстиями, на краю которых имеются сосредоточенные нагрузки (например, стены или тяжелые перегород
194
ки), что исключает необходимость обычно применяемого в таких случаях монолитного железобетона.
4. Некоторые вопросы компоновки каркаса
Практика многоэтажного строительства показывает, что вопросам рациональной компоновки каркасов зачастую не уделяется достаточного внимания. Можно наблюдать значительную разнотипность ячеек и относительно большое разнообразие принятых шагов, препятствующее типизации элементов каркаса; значительные отклонения от оптимального по экономической целесообразности шага 6 м, приводившие к увеличению расхода стали и к усложнению конструктивных форм элементов каркаса; недостаточно четкую компоновку по вертикали, выражающуюся в смещении осей колонн по вертикали, т. е. в устройстве так называемых «подвесных» колонн, что также приводит к неоправданному увеличению расхода стали.
Вместе с тем даже при достаточно сложных технологических требованиях удается при компоновке объемно-планировочных решений достичь большой четкости, найти органическое их сочетание с конструктивным решением и сократить количество модульных ячеек каркаса до трех-четырех, а также ограничиться двумя-тремя высотами этажей. Об этом говорит, в частности, пример решения таких сложных сооружений, как общесоюзный телецентр, больничные комплексы и др. В целях уменьшения влияния температурных деформаций следует стремиться размещать связевые диафрагмы возможно ближе к центру здания.
Для уменьшения перекосов и депланации перекрытий необходимо по возможности увеличивать длину панелей, примыкающих к связям.
При большой протяженности перекрытий необходимо обращать особое внимание на снижение дополнительных напряжений в колоннах первого яруса, вызываемых температурными деформациями; например, конструировать пере
крытия в пределах первого яруса с температурными швами (рис. 10.20).
Рис. 10.20. Схема температурных деформаций каркаса (а) и деталь подвесного перекрытия первого этажа (б)
/ — фундамент; 2 — под* весное перекрытие; 3 — подвески; 4 — болты
* *
*
Анализ практики проектирования и строительства многоэтажных каркасных зданий позволяет сделать следующие выводы.
Сборный железобетонный каркас связевой системы останется в Москве основным конструктивным решением для каркасных зданий повышенной этажности. В целях дальнейшего совершенствования конструктивных решений каркаса целесообразно перейти на применение плоских стыков колонн, использовать при больших нагрузках сборные железобетонные колонны с металлическими сердечниками, освоить новые типы крестообразных стенок жесткости. Важнейшим направлением совершенствования карка
13
195
са должно стать расширение его номенклатуры на основе принятой модульной системы. Эта номенклатура является неотъемлемой частью Единого каталога унифицированных изделий.
Для металлических каркасов, которые могут находить применение при нетиповых высотах этажей и ячейках, при повышенных технологических нагрузках на перекрытия наиболее рационально применять стальные колонны с компактными сечениями из набора полос или
уголков либо крестовые сечения, ригели— сборные железобетонные. Диафрагмы жесткости рекомендуется компоновать в виде пространственной системы, а конструкцию связей принимать решетчатой с последующим обетонированием.
Перекрытия в каркасных зданиях целесообразно применять либо в виде сборных железобетонных многопустотных настилов, либо плоских керамзитобетонных плит, либо ребристых плит с замоноли-ченными соединениями.
Глава 11
КОНСТРУКЦИИ ФУНДАМЕНТОВ
Фундамент определяет прочность и надежность всего сооружения. От правильного и рационального его выполнения во многом зависят экономичность, трудоемкость и темпы возведения здания.
Сложность выбора конструции фундаментов в каркасных зданиях повышенной этажности определяется необходимостью передачи на грунт высоких сосредоточенных нагрузок, достигающих 1500, 2000 Т и более.
Практика фундаментостроения выработала ряд конструктивных решений фундаментов для каркасных зданий повышенной этажности: свайные фундаменты, применяемые в виде забивных свай квадратного или прямоугольного сечения, набивных свай различных систем, свай-оболочек; фундаменты на естественном основании: ленточные — в виде параллельных (не пересекающихся) или перекрестных лент; плитные — в виде ребристых или безбалочных плит.
Выбор типа фундаментов зависит от величины и вида нагрузок, характера, несущей способности и деформативности грунтов основания.
1. Свайные фундаменты
Анализ опыта применения обычных забивных свай прямоугольного сечения 30X30 см в многоэтажном каркасном строительстве показал, что вследствие малой расчетной нагрузки на такие сваи, не превышающей 50—60 Т, их не удается практически разместить под колоннами каркаса, несущими нагрузки более 600—800 Т. При конструировании таких фундаментов получается по существу сплошное свайное поле, по которому необходимо выполнить мощный ростверк (способный в ряде случаев без участия свай передавать нагрузку на грунты основания) .
Для многоэтажного строительства могут применяться сваи увеличенного сечения, например 35x35 см или 40Х Х40 см, расчетная нагрузка на которые
в определенных грунтовых условиях может составить 120—150 Т и, таким образом, под опорами колонн будет относительно небольшое количество свай, что позволяет получить компактный, экономичный ростверк.
Возможным решением является конструкция свай-оболочек диаметром до 2 м, используемых, в частности, в мостостроении в связи с возможностью передачи на одну такую сваю нагрузки до 500—600 Т. При этом создается возможность опирать колонну на одну сваю-оболочку. Опыт показывает, что цилиндрические оболочки диаметром до Зм и длиной до 10—12 м достаточно легко погружаются вибропогружателями в любые сжимаемые грунты (со скоростью погружения порядка 0,5 м в минуту). При больших диаметрах свай-оболочек более целесообразно несколько утолщать стенки и не извлекать грунт изнутри оболочки, т. е. оболочка будет погружаться с открытым нижним концом и по мере погружения в ее полости будет образовываться грунтовая пробка (при относительно плотном грунте). Полые круглые сваи диаметром до 0,8 м при погружении их в слабые грунты должны иметь закрытые нижние концы, так как несущая способность таких свай вдвое больше, чем свай, погружаемых с открытым концом.
Однако в гражданском строительстве в условиях городской застройки такие сваи-оболочки имеют серьезный недостаток— сильная вибрация при их погружении представляет опасность для окружающих зданий, а шум при погружении этих свай делает невозможным проживание около площадки строительства.
Перспективными типами свайных фундаментов являются набивные сваи и в первую очередь освоенные производством в московском строительстве сваи системы «Беното» (рис. 11.1). Сваи такого типа, получившие широкое распространение в зарубежном строительстве, выполняются специальной установкой, с помощью которой в грунте образовывается ствол диаметром около 100 см и в него с помощью этой же установки укладывается бетон. Процесс сооружения
14—959
197
набивной сваи состоит из следующих операций (см. рис. 11.1): разработки и экскавации грунта с помощью ударного грейфера, крепления стенок скважины с помощью металлических обсадных труб и, наконец, укладки бетона. Расчетная нагрузка на такие сваи, опирающиеся на достаточно прочные грунты основания,
Начало Sy рении бурение бетонирование
Рис. 11.1. Схема устройства набивных свай типа «Беното»
1 — обсадная труба; 2—режущий наконечник; 3—гид-равлическнй хомут, передающий усилия на обсадные трубы; 4 — домкраты, вращающие обсадные трубы;
5 — домкраты, вдавливающие или извлекающие обсадную трубу; 6 — ударный грейфер; 7—система передвижения; 8 — бетой
может достигать 500—600 Т, т. е. под колонну многоэтажного здания высотой 16—25 этажей потребуется одна или две сваи. Применение набивных свай по сравнению с обычными забивными позволяет значительно (в 2—3 раза) сократить расход арматурной стали.
Важнейшим преимуществом такого метода устройства набивных свай является комплексная механизация и высокие темпы работ. Верхняя часть сваи армируется заранее заготовленным пространственным каркасом только на высоту 5—6 м. В верхней торцовой части сваи может быть предусмотрено в случае необходимости гнездо для опирания колонны. . Бетон для свай применяется марки 300; в зимних условиях бетон укладывают с противоморозными добавками.
Конструкция фундаментов из свай типа «Беното» применена впервые в московской практике строительства для 16-
этажного каркасно-панельного жилого дома серии МГ-601, построенного на Во-робьевском шоссе (рис. 11.2, а). Под колоннами каркаса, усилия на которые достигают 600 Т, выполнено по одной свае. Концы свай опираются на слой крупнозернистого песка, расположенный на
/
I—D^2000 —I
Рис. 11.2. Конструкция набивных свай
а — фундаменты в виде свай «Беното» для 16-этажного каркасного жилого дома; б—набивные сваи с опорным уширением
глубине около 20 м от поверхности. Отдельные сваи объединены железобетонным ростверком, который имеет чисто конструктивный характер. Выбор такого решения свайных фундаментов для 16-этажного дома в данном случае вызван характером грунтов основания — залеганием материкового грунта на большой глубине, что исключило возможность применения обычных фундаментов или забивных свай.
В настоящее время мощные глубинные опоры типа «Беното» успешно применяются для целого ряда каркасных зданий с высокими нагрузками на колонны, где необходима передача этих нагрузок на плотные прочные грунты, расположенные под слабыми напластованиями. Как показали проведенные технико-экономические расчеты, использо
198
вание свай «Беното» с экономической точки зрения рационально при расположении плотных грунтов, имеющих достаточно высокую несущую способность, на глубине более 10—12 м (рис. 11.3).
Максимальная нагрузка, которая может быть принята для сваи «Беното» диаметром 1,18 м, не должна превышать 600 Т.
Рис. 11.3. График сопоставления стоимости фундаментов на набивных сваях «Беното» в забивных сваях для 16-этажного жилого дома
МГ-601Д
1 — на набивных сваях «Беното»; 2 —на забивных сваях сечением 35x35 см ; 3 — то же, 30X30 см
Эффективность использования таких опор можно значительно повысить, применяя сваи с опорным уширением (см. рис. 11.2,5). В связных грунтах, плотных и средней плотности, как показал опыт, применение свай с опорным уширением позволяет полностью использовать несущую способность прочных ненарушенных грунтов, расположенных на значительной глубине. По форме нижняя часть сваи представляет собой усеченный конус; его образующая наклонена под углом <р к горизонтали. Угол ф выбирается с таким расчетом, чтобы опорное уширение было достаточно прочным без армирования (принимается ф>45°). Установка разрабатывает полость по форме фундамента диаметром до 2 м, которая после удаления грунта заполняется бетоном. Расчетная нагрузка на такую сваю может достигать 1000 Т.
Сваи типа «Беното» намечено в достаточно широких масштабах применять в московском строительстве.
Особенность статической работы таких опор заключается в передаче ими давления на грунт, сохраняющий свою естественную структуру, причем давление передается на большой глубине в условиях, исключающих возможность выпирания грунта из-под подошвы опоры.
При расчете несущей способности набивных свай большого диаметра по СНиП П-Б.1-62 и СН 200—62 нагрузки на сваи получаются сильно заниженными, так как нормы не учитывают специфических условий работы глубоких опор, в частности оставляют нераскрытыми значительные резервы сопротивления по боковой поверхности сваи в связи с ненарушенной структурой грунта (что совершенно исключается при забивных сваях). За рубежом разработаны инженерные методы расчета, дающие проектировщикам возможность допускать на глубине опоры значительно большие нагрузки (в 2,5—3 раза), чем разрешают наши нормы. Однако, как показывают испытания свай, существующие методы расчета несущей способности глубоких опор как у нас, так и за рубежом дают большие запасы прочности.
Для определения несущей способности набивных свай необходимы данные о плотности грунтов ниже концов свай, что можно определить методом статического зондирования грунтов.
До создания достоверной уточненной методики расчета определение несущей способности свай можно производить по формуле Терцаги:
Р ^-^-\F(l,3+cVc+^Vt+0,6ys^-VB} +
+ tgfi + c)j,
где P—нормативная нагрузка
в Т;
k — коэффициент запаса, равный 2,3;
F — площадь опоры в м2; d — диаметр опоры в м;
U—периметр опоры в м; ys—объемный вес грунта основания в т/м3;
с — сцепление r Т/м2;
14:
199
Оу—бытовое давление в каждом слое грунта в Т/м2;
<зт—среднее бытовое давление в каждом слое в Т/Л12;
1т—толщина слоя грунта в м;
6 — угол трения грунта о стенку опоры;
%0 — коэффициент, равный 0,5;
К; Vt‘, Уь — безразмерные коэффициенты, зависящие от угла внутреннего трения.
Напряжение в бетоне набивных свай рекомендуется ограничивать: 60 кГ1см2 для бетона марки 200; 80 кГ1см2 для бетона марки 300 (такие данные регламентированы, в частности, японскими и американскими нормами).
2. Фундаменты на естественном основании
Ленточные фундаменты применяются, как правило, для зданий высотой в пределах 16 этажей с нагрузкой на колонну не более 450—500 Т при грунтах, обладающих высоким нормативным сопротивлением порядка 3—3,5 кГ/см2. При однородных грунтовых условиях целесообразны фундаменты в виде параллельных лент — «шпал» (рис. 11.4,а); это решение требует значительно меньшего расхода бетона и стали (табл. 11.1).
а)
в')
-ыш - ьиии - - - ьипи • 1 -~ьиии-'
Рис. 11.4. Конструкция ленточных фундаментов а — в виде «шпал»; б — сборно-монолитные ленты: / — сборный фундаментный блок; 2 — монолитное ребро; 3 — колонны каркаса
Таблица 11.1
Сопоставление расхода стали и бетона для различных типов фундаментов на естественном основании
Фундамент Место строительства жилого дома га Л о ч о « S о F X Нормативное сопротивление грунта в кГ/см* Расход материалов
бетона в м3 на 1 м- площади фундамента стали в кг иа 1 м3 бетона
Ленточный монолитный в виде параллельных лент Ул. Чайковского, 13—17 14 2,5 0,7 65
Вариант монолитного фундамента в виде перекрестных лент То же 14 2,5 1 85
Ленточный сборно-монолитный в виде параллельных лент Ул. Мясковского, 9—13 16 2,5 1,1 100
В виде ребристой плиты Девятинский пер., 5—17 16 2,5 1,1 185
200
Рис. 11.5. Плитные ребристые фундаменты. Фундаментная плита административного здания на проспекте Калинина
/ — плита; 2 — перекрестные ребра; 3 — связевые диафрагмы
Применение перекрестных фундаментных лент может быть оправдано только для случаев недостаточно однородных грунтов, когда структурная система этих фундаментов дает возможность уменьшить вероятность неравномерных осадок.
Применение (в основном по требованию строителей для каркасных зданий фундаментов из сборных железобетонных блоков, поверх которых выполняется монолитная железобетонная лента (рис. 11.4,6), ни в коей мере нельзя считать оправданным. Здесь нижняя часть фундамента, состоящая из отдельных блоков, не участвует в работе фундаментной ленты; изгибающие моменты и перерезывающие силы воспринимает только монолитное ребро относительно малой высоты. Такое решение применено в 16-этажном жилом доме на ул. Мясковского. Повышенный расход бетона и стали (см. табл. 11.1) убедительно доказывает нерациональность такой конструкции.
Отдельно стоящие фундаменты при развитых их габаритах целесообразно объединять в ленты («шпалы») либо превращать в общую плиту.
Фундаменты в виде плит используются обычно в зданиях большой этажности (выше 16 этажей), т. е. с более высокими нагрузками на колонны или в случаях, когда грунты основания обладают относительно невысокой несущей спо
собностью. Так, например, фундаменты такого типа выполнены в здании Общесоюзного телецентра, в 25-этажных жилых домах на проспекте Калинина, в 22-этажной гостинице «Националь», в 20-этажных гостиницах на Смоленской площади и др.
При этом нашли применение две разновидности: фундаменты в виде ребристой плиты и в виде плоской (безбалочной) плиты. Ребристая плита фундаментов под 25-этажные дома на проспекте Калинина выполнена толщиной 60 см с ребрами общей высотой 200 см. В плане плита развита на участках расположения связевых диафрагм жесткости, где сконцентрированы усилия от ветровых нагрузок, передаваемых железобетонными диафрагмами на фундамент (рис. 11.5).
Фундаменты в виде плоской (безбалочной) плиты выполнены в здании Общесоюзного телецентра (плита толщиной 70 см) и в гостинице «Националь» (плита толщиной 140 см) (рис. 11.6).
Сопоставительные расходы бетона и стали в примерно однотипных условиях (по конструктивным схемам зданий, величине нагрузок на колонны, характеру грунтов) приведены в табл. 11.2. Полученные данные показывают, что простота конструкции плоской (безбалочной) плиты достигается относительно небольшим увеличением расхода бетона и стали. В то же время значительное сокра-
201.
Таблица 11.2
Сопоставление расхода стали и бетона для фундаментов в виде плит
Тип фундамента Объект СТ) О cj ет Нормативное сопротивление грунта в кГ1см2 Расход материалов
бетона в м3 на 1 м-площади фундамента стали в кг на 1 м3 бетона
Ребристая плита Дом па проспекте Калинина 25 3 1 100
То же Гостиница в квартале № 5 18 2 1 90
» Юго-Запада Административное здание по 18 2,5 1,25 85
Плоская (безбалочная) пли- Георгиевскому пер. Общесоюзный телецентр 13 2,5 1,15 200
та То же Гостиница «Националь» 22 2,5 1,4 95
Полая фундаментная коробка Институт Гидропроект 27 2,5 2,5 300
То же Здание СЭВ 30 2,5 2,7 280
щение построечной трудоемкости этой конструкции определяется резким уменьшением объема опалубочных работ(плиту можно выполнять по существу вообще без опалубки), большим упрощением
Рис. 11.6. Плоская безбалочная фундаментная плита здания гостиницы «Националь»
/ — плита; 2 — колонны каркаса; 3 — связевые диафрагмы
арматурных работ, возможностью выполнять бетонирование высокомеханизированными способами, например с помощью бетононасосов, и т. д. Поэтому в целях уменьшения трудоемкости возведения представляется целесообразным применение безбалочного решения фундаментных плит. Естественно, что такой вывод не может быть сделан безотносительно к величине действующих нагрузок. Он справедлив для сосредоточен
ных усилий от колонн в пределах до 1000—1500 Т при расстоянии между колоннами до 9 м. В местах опирания колонн с большими сосредоточенными нагрузками рекомендуется выполнять банкеты (как бы опрокинутую капитель) либо, чтобы не осложнять опалубку, применять усиленное армирование плиты на участке опирания колонн.
При проектировании фундаментных плит следует предостеречь от стремления к излишнему уменьшению толщины плит, что снижает их изгибную жесткость, приводит к увеличенным деформациям и, следовательно, к образованию и значительному раскрытию трещин, способствующему развитию коррозии арматуры и одновременно к увеличению расхода стали, как на фундаменты здания Общесоюзного телецентра (см. табл. 11.2). Помимо этого, повышенная гибкость плиты вызывает концентрацию напряжений под ребрами или в зоне опирания колонн (в безбалочных плитах). Базируясь на опыте проектирования, а также на специально проведенном в Моспроекте статистическом обобщении вариантного проектирования с помощью электронной вычислительной машины, можно рекомендовать толщину плиты при ребристых фундаментах примерно
202
Vs—'/io пролета, в безбалочных 7е—7в пролета.
Применение в московском строительстве каркасов только связевой системы с относительно слабыми рамными узлами, отличающимися значительной податливостью, позволяет не ставить чрезмерных требований к увеличению жесткости фундаментов.
Высказываемое рядом проектировщиков на первом этапе строительства многоэтажных зданий предложение выполнять фундаменты в виде полой железобетонной коробки высотой 5—6 м, в пределах которой размещаются помещения подвала, по примеру высотных домов, построенных в 1948—1953 гг., нельзя признать целесообразным и оправданным. Такая конструкция
Рис. 11.7. Фундамент в виде полой железобетонной коробки здания СЭВ
фундаментов была применена для зданий института Гидропроекта и СЭВ (рис. 11.7). Опыт возведения этих конструкций показал не только высокий расход бетона и стали по сравнению, например, с фундаментами в виде плит, но и крайне высокую трудоемкость. Из табл. 11.2 видно, что в первом случае расход бетона выше в 2 раза, а стали — почти в 3 раза, чем во втором.
При конструкции фундаментов в виде плит следует обратить внимание на решение опирания связевых диафрагм, передающих на фундамент значительные нагрузки с концентрацией усилий в краевых фибрах диафрагм. В этом случае полезно развивать сечение диафрагм в пределах подвала или нижнего этажа путем образования своего рода траверс, снижающих концентрацию усилий и распределяющих их более равномерно на плиту.
Значительно усложняется возведение фундаментов наличием напорных грун
товых вод. В этом случае гидроизоляция устраивается под несущей плитой. Она выклеивается по армированной бетонной подготовке, выводится на заранее выполненную прижимную вертикальную стен-
3000
6000
Рис. 11.8. Конструкция гидроизоляции
1 — бетонная подготовка; 2 — гидроизоляция; 3 — прижимная стенка; 4—фундаментная плита; 5 — ребра
ку, затем по готовой изоляции, защи-щенной бетонной стяжкой, выполняется сама несущая конструкция фундаментов (рис. 11.8).
Конструкцию наружных стен подвалов или технических подполий каркасных зданий повышенной этажности наиболее целесообразно выполнять в виде
203
крупных железобетонных панелей (типа «забирки»), передающих горизонтальные усилия от давления грунта на колонны или на поперечные стены подвала (рис. 11.9).
Рассматривая вопрос о конструкции фундаментов на естественном основании, нельзя не остановиться на выборе метода их расчета, что является важным ре-
Рис. 11.9. Конструкция стен подвалов
1 — сборные железобетонные ребристые плиты; 2— колонна; 3 — фундамент; 4 — кирпичная стейка; 5 — перекрытие над подвалом; 6 — витражи
зервом снижения стоимости фундаментов.
Теория и практика расчета фундаментов, лежащих на податливом грунтовом основании, в настоящее время недостаточно разработана. Так, в действующих нормах вообще отсутствуют методы расчета фундаментов на упругом основании. Сложность задачи заключается в том, что характер деформации грунтов под нагрузкой зависит от вида грунтов, размеров фундаментов, методов производства земляных работ, характера напластования грунтов и других факторов. Кроме того, деформация грунтов является процессом, протекающим в течение более или менее длительного времени, в связи с чем происходит перераспределение напряжений в грунте и в фундаментах. Все эти обстоятельства создают известную неопределенность как в величине напряжений, так и в осадке грунтов в основании зданий.
Для расчета ленточных и плитных фундаментов применяются методы расчета, основанные на теории расчета балок и плит на упругом основании: мето
дика коэффициента постели (способ Винклера); методика упругого полупространства; методика упругого слоя. Каждый из этих методов расчета гибких фундаментов имеет свою область применения, в которой данный метод дает хорошую точность расчета.
Так, метод коэффициента постели дает хорошие результаты для грунтов, подстилаемых скальным основанием, расположенным на относительно небольшой глубине от подошвы фундаментов. Метод упругого слоя занимает промежуточное положение между методом коэффициента постели и методом расчета на упругом полупространстве. Недостатком способа Винклера является неопределенность величины коэффициента постели, меняющегося в широких пределах. Несмотря на это, метод коэффициента постели может быть использован для практического расчета гибких фундаментов, для чего необходимо в расчете принять такую величину коэффициента или такие его крайние пределы, которые близко соответствуют фактической работе конструкции. Здесь в значительной мере требуется искусство, интуиция и опыт проектировщика. Кроме того, теория, базирующаяся на способе Винклера, тщательно разработана, составлены многочисленные таблицы и графики, дающие возможность просто и с наименьшими затратами времени рассчитать плиту или балку.
В основу метода расчета с учетом упругого полупространства положены предпосылки, что грунт представляет собой идеально упругий, однородный по глубине неограниченный массив, на который действует нагрузка от фундамента. Однако, как показали обширные экспериментальные исследования, а также теоретический анализ, модель линей-но-деформируемого полупространства переоценивает влияние сцепления и внутреннего трения в грунте на распределение реактивных давлений под подошвой фундамента и на его осадку и во многом противоречит фактической работе грунтового основания, в частности усилия в фундаментах и величины осадки получаются намного больше факти
204
ческих; под концами фундамента теоретические напряжения на грунт получаются бесконечно большими (что и вызывает завышенные величины изгибающих моментов в фундаменте). Достаточно напомнить, что в фундаментах первых высотных домов, рассчитанных по этой теории, расход арматуры достигал 300 кг/м3 бетона. Поэтому применение этого метода должно быть ограничено в практике проектирования.
В последние годы значительное развитие получила новая модель упругого основания, так называемая «модель упругого слоя». Она состоит в том, что основание представляется в виде однородного идеально упругого слоя ограниченной мощности. Глубина сжимаемой толщи выбирается равной расстоянию от подошвы фундаментов до скального несжимаемого основания или от подошвы фундаментов до нижней границы сжимаемой толщи (при весьма малой толщине упругого слоя решение задачи по этому методу практически совпадает с теорией Винклера, при толщине упругого слоя, большей, чем длина фундамента, решение совпадает с моделью упругой полуплоскости). Результаты, которые получаются по «модели упругого слоя», неплохо соответствуют фактическим данным.
В частности, для оценки достоверности этого метода были проведены измерения осадок и прогибов фундаментных плит ряда многоэтажных зданий в Москве, которые сопоставлялись с расчетными. Представляют интерес полученные величины осадок: осадки фундаментной плиты строящегося здания гостиницы «Интурист» на Смоленской площади при среднем давлении на основание 1 кГ/см2 составляют 3—7 см, здания гостиницы «Националь» при давлении на основание 2 кГ1см2 — в пределах 7—13 мм-, максимальные осадки в центральной части плиты с удалением от центра плиты к краям осадки уменьшаются. Эпюры осадок плит с ростом нагрузок параллельно смещаются вниз, приближаясь к расчетным, полученным с использованием модели основания в виде слоя конечной толщины.
Эти результаты, полученные при анализе осадок фундаментных плит, свидетельствуют о том, что ближе всего реальным свойствам грунтового основания соответствует модель упругого слоя конечной толщины. На основании исследований, проведенных НИИ оснований и подземных сооружений, сжимаемая толща для песчаного основания составляет около ’/з ширины плиты, для глинистого основания — ’/2 ширины плиты.
В настоящее время этот метод наиболее достоверный, и поэтому его можно рекомендовать для использования при расчете плитных и ленточных фундаментов. Он представляет шаг вперед по сравнению с гипотезой упругого полупространства и позволяет исключить (или снизить) излишние запасы прочности в конструкции фундаментов.
Недостатком этой модели является известная неопределенность в выборе модуля деформации грунта и глубины сжимаемой толщи. Кроме того, применение модели в практических расчетах пока ограничивается из-за отсутствия разработанных таблиц.
В Моспроекте за последние годы проведены работы по созданию простых, удобных в практическом применении способов расчета фундаментов в виде параллельных и пересекающихся лент с помощью таблиц, которые составлены для унифицированных схем отдельных поперечных лент. Эти таблицы дают возможность выполнить за короткое время довольно сложные расчеты.
* * *
Таким образом, как показывает проведенный анализ, решения фундаментов каркасных зданий повышенной этажности в московском строительстве развиваются в двух основных направлениях — применения глубоких опор в виде мощных набивных свай и применения сплошных безбалочных фундаментных плит.
В грунтах с ограниченной несущей способностью, подстилаемых более прочными грунтами, целесообразны, а в ряде случаев и необходимы глубинные опоры, т. е. свайные фундаменты. Как
205
показывает практика проектирования и строительства, применение свайных фундаментов, особенно в виде забивных свай, целесообразно в глинистых и суглинистых грунтах, где в этом случае удается получить экономически выгодное и более индустриальное решение и одновременно обеспечить меньшие деформации здания.
Для грунтов с относительно низкой несущей способностью, подстилаемых на
глубине более 12—15 м скальными породами, наиболее рациональны набивные сваи типа «Беното».
В песчаных грунтах с достаточно высокой несущей способностью, характеризуемой нормативным сопротивлением 3—3,5 кГ/см2 и однородной структурой, можно рекомендовать фундаменты ленточные или в виде сплошной плиты в зависимости от величины действующих нагрузок.
Глава 12
ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУКЦИИ НАРУЖНЫХ СТЕН
Наружные стены в каркасных зданиях, решенные по принципу навесных и освобожденные от несущих функций, стали заполнением каркаса.
В каркасных многоэтажных зданиях Москвы наружные стены выполняются
1-1
Рис. 12.1. Керамзитобетонные панели зданий с унифицированным каркасом
а — узлы крепления к каркасу; б —схема «разрезки» наружных стен на панели; 1 — керамзитобетонная ленточ-ная панель; 2— наружный фактурный слой; <?—пространственный арматурный каркас; 4 — керамзитобетонный элемент для внешнего угла; 5 — то же, для внутреннего угла; 6~ колонна; 7 — настил-распорка; 8 — стальные закладные детали; 9 —стальные планки сечением 60Х
Х8 мм; 10 — раствор
двух' разновидностей: 1) однослойные керамзитобетонные панели толщиной 30—34 см с ленточной разрезкой; 2) многослойные панели с внутренним и наружным слоем из железобетона и эффективным утеплителем в виде пеностекла, фибролита, стиропора и др.
Наружные панели поставляются промышленностью в комплекте с унифицированным каркасом. Панели опираются на перекрытия либо на ригель, либо на краевой элемент перекрытия настил-распорку и крепятся на сварке к колонне каркаса (рис. 12.1,а).
В целях сокращения количества типоразмеров панелей принята система «разрезки» стен с применением угловых элементов (рис. 12.1, б).
Для армирования панелей применяются пространственные арматурные каркасы (см. рис. 12.1,а). Стыки между панелями выполняются с замоноличивани-ем и дополнительной герметизацией.
Представляет интерес опыт применения трехслойных железобетонных панелей с облицовкой каменными материалами в уникальных многоэтажных зданиях (рис. 12.2). Надежное крепление
Рис. 12.2. Железобетонные трехслойные панели здания гостиницы «Россия»
/ — внутренний бетонный утолщенный слой; 2 — наружный бетонный слой; 3 — мрамор; 4 — пеностекло; 5 —анкеры из нержавеющей стали 0 8 мм; 6 — каналы
облицовки обеспечивается кроме ее непосредственного сцепления с бетоном анкерами из нержавеющей стали. Во избежание конденсации паров воздуха, фильтрующихся из помещения, в зоне панелей под облицовкой предусмотрены (см. рис. 12.2) каналы для вентиляции током воздуха.
В целях получения более разнообразных архитектурных решений фасадов
207
номенклатура наружных панелей постепенно расширяется. Так, в последнее время разработан и освоен промышленностью комплект изделий для лоджий и балконов (рис. 12.3), а также широкая номенклатура различных типов наружных панелей.
укладки на дно формы резиновых ковриков и т. д.
Наружные стены каркасных домов могут выполняться также в виде кирпичного заполнения, что создает дополнительные возможности для придания архитектурной выразительности многоэтажным зданиям. Кирпичная кладка опирается в каждом этаже на ригели или на настилы — распорки перекрытий (рис. 12.4). В таком решении достаточно просто выполняются лоджии или эркеры, т. е. создаются разнообразные пластичные композиции фасадов. Естественно, что возведение зданий такой коп-
Рис. 12.3. Конструкция лоджий в зданиях с унифицированным каркасом
1 — колонна с развитой консолью;
2 — 'консоль; 3 — настил лоджии; 4—наружная панель; 5 — стояк отопления;
6 — настил-распорка
Для придания архитектурной выразительности используют различные облицовки панелей, в частности керамической плиткой (в том числе и глазурованной керамикой), стеклянной плиткой — «ириской» либо различными присыпками — гранитной или мраморной крошкой, эрк-лёзом*.
В отделке наружных панелей намечено использовать метод обнажения зерен заполнителя путем вымывания или травления кислотами, обработкой металлическими щетками, пескоструйными аппаратами, шлифовальными кругами, создание рельефной поверхности путем
1 Эрклёз представляет собой куски застывшей стекломассы различной формы и цвета; в виде «окола» он подается в дробильное отделение, где измельчается на различные фракции 20—40, 10—20 п 5—10 мм.
Рис. 12.4. Конструкция кирпичного заполнения каркаса
а — деталь опирания кирпичной кладки на настил-распорку; б — деталь опирания кладки на ригель; / — колонна каркаса; 2—ригель; 3 — настил-распорка; 4 — керамзитобетонная перемычка; 5 — кирпичная кладка; 6 — стояк отопления
струкции значительно проще и менее трудоемко, чем домов с несущими кирпичными стенами, в которых с ростом этажности резко увеличивается толщина несущих стен и соответственно усложняется их выполнение. Кирпичное
208
заполнение можно выполнять облегченным, например толщиной в один кирпич, с утеплением изнутри теплоэффективными плитными материалами типа пеностекла, фибролита и др.
Рассмотренные варианты наружных стен для каркасных зданий далеко не оптимальны и определяются сегодня только реальными возможностями московской промышленности. Значительный вес наружных стен противоречит самому характеру каркасного строительства, особенность которого состоит в применении легких ограждений. Поэтому сейчас широко ведутся экспериментальные работы по созданию новых, более совершенных легких навесных панелей.
Новая архитектура общественных многоэтажных зданий, для которой характерны развитые остекленные плоскости фасадов, требует применения материалов, отличающихся долговечностью и высокими декоративными качествами. Этим требованиям в полной мере отвечают ограждающие конструкции, выполненные с применением алюминиевых сплавов.
Алюминиевые конструкции в течение длительного времени сохраняют хороший внешний вид без значительных затрат на эксплуатацию и восстановление. Применение их позволяет создавать многообразные архитектурные решения, добиваться выразительного внешнего оформления зданий.
Учитывая, что в ближайшие годы металлургическая промышленность сможет выделить для нужд строительства значительное количество алюминия, необходимо использовать это время как подготовительный период к предстоящему широкому применению этого материала в строительстве. Если до сих пор дефицитность и высокая стоимость алюминиевых сплавов препятствовали их широкому применению в строительных конструкциях, то в дальнейшем в связи с увеличением их выпуска и созданием специализированных заводов для производства строительных конструкций из алюминия стоимость последних будет значительно снижена.
Широкое применение получают в
Рис. 12.5. Конструкция легких навес-ных ограждений в виде стеклопанелей (общий вид и конструктивные узлы) / — стальная прямоугольная труба размером 60X30X3; 2— алюминиевый профиль; 3— цветное закаленное стекло (стемалит) толщиной 6 мм; 4—оконное стекло толщиной 6 мм; 5 — утепляющая панель — пеностекло между двумя асбестоцементными листами; 6 — резиновый уплотнитель; 7 — древесностружечная плита толщиной 20 мм; 8—декоративный пластик
209
Рис. 12.6. Стыки между панелями и детали крепления к железобетонному перекрытию а — вертикальный; б — горизонтальный; в — крепление к железобетонному перекрытию
1—8 — см. экспликацию к рис. 12.5; 9 —закладная стальная деталь в перекрытии; 10 — накладка размером 8x60X40; // — болт; 12 — алюминиевый нащельник (слив) из листа толщиной 2 мм\ 13 — скальной нащельник толщиной 2 мм\ 14 — промазка герметиком; /5—фольга; 16 — утепляющий пакет из минераловатных плит в холсте из стекловолокна; 17 — труба
каркасном строительстве ограждения в виде легких навесных стеклопанелей. Такая конструкция применена, в частности, на зданиях Гидропроекта, СЭВ и ряде других.
Рассмотрим особенности конструкции стеклопанели на примере здания Гидропроекта. Панели выполнены раз-
210
мерой 3X3,6 м (рис. 12.5 и 12.6). Их несущей основой служит металлический фахверк. Заполнение — в виде утепляющих панелей, которые состоят из двух асбестоцементных листов с заключенным между ними пеностеклом. Наружную фактуру стены создает цветное закаленное стекло (стемалит). Конструк-
Таблица 12.1
Сопоставление различных вариантов конструкции фахверка навесных панелей
Вариант конструкции Расход материалов в кг на 1 м1 ограждения алюминия | стали Стоимость ограждения в руб! м-
Наружная и внутренняя часть фахверка из алюминия . . . 22 9* 215
Внутренняя часть фахверка стальная, наружная — из алюминия 13 25 139
Наружная и внутренняя часть фахверка — из стальных профилей 1,5 46 94
* Сталь в варианте алюминиевого фахверка исполь-зуется для крепежных элементов.
Примечание. Стоимость изготовления принята по заводским калькуляциям: 1 т алюминиевых конструкций — 6900 руб.. 1 т стальных — 250 руб.
ция несущего фахверка выполнена раздельной, что позволяет создать температурный разъем и соответственно обеспечить необходимые теплотехнические качества панели в целом.
При разработке конструкции панели был проведен анализ трех вариантов фахверка (табл. 12.1). Приведенные в таблице данные показывают, что вариант конструкции из стальных профилей наиболее экономичен. Однако такое решение неприемлемо для наружных ограждений домов повышенной этажности в связи с неизбежной коррозией стальных конструкций, расположенных снаружи, и ненадежностью существующих антикоррозионных покрытий, восстановление которых в этих условиях крайне сложно. Наиболее рациональной с точки зрения экономической целесообразности и долговечности является конструкция, в которой логически сочетаются стальные конструкции, расположенные с внутренней стороны (т. е. в условиях, благоприятных с точки зрения защиты от коррозии), и алюминиевые конструкции — снаружи. Детали такой конструкции показаны на рис. 12.5 Алюминиевые профи
ли для создания выразительного внешнего вида и повышения антикоррозионных свойств анодируются.
Серьезный недостаток таких панелей— крайне высокая стоимость, в 5— 10 раз превышающая стоимость обычных керамзитобетонных панелей. Это определяется, с одной стороны, неоправданно высокой стоимостью изготовления алюминиевых конструкций (конъюнктурный фактор), с другой, — высокой стоимостью самих материалов. Именно эти обстоятельства определяют необходимость поисков более эффективных конструкций.
Утепляющие панели, как уже отмечалось, выполняются из листов асбестоцемента с заключенным между ними пеностеклом. Выбор в качестве утеплителя пеностекла определяется удачным сочетанием в нем важнейших качеств — легкости и высокой долговечности. Листы и блоки пеностекла склеивают составом, содержащим жидкое стекло. Однако такая конструкция весьма трудоемка: ее изготовление кустарно и практически не поддается механизации.
В перспективе могут найти применение асбестоцементные панели с заполнителем из пластических масс, например из пенопласта. По конструктивному решению такие панели можно разделить на две основные группы: первая группа представляет собой простейшего типа панели-сандвичи сравнительно мелкой разрезки —3X1,5X0,08 м, без конструктивного обрамления с жестким, участвующим в статической работе и теплоизолирующим средним слоем; вторая группа включает в первую очередь ленточные панели размером 6X1,5X0,14 м, с конструктивным обрамлением из асбестоцементных профилей.
Панели первой группы могут применяться в виде подоконных и междуоконных вставок или в сочетании с фахверком глухих участков стен. Подобного типа конструкция с заполнением в виде феноло-формальдегидного пенопласта применена, в частности, для наружных ограждений здания СЭВ (рис. 12.7).
Панели-вставки могут быть объединены с оконными блоками посредством
211
металлического, металлодеревянного или деревянного каркаса в конструкции размером на комнату или в оконные панели размером 6X1,5 м в зданиях с ленточной разрезкой фасада.
гидным пенопластом, которая имеет все предпосылки для организации высокомеханизированного производства, предусматривает заполнение асбестоцементных «форм» пенопластом путем его
Рис. 12.7. Асбестоцементные панели на здании СЭВ
а — монтажная схема фасада с утепляющими панелями; б—конструкция утепляюшей панели; в—узлы крепления утепляющей панели к алюминиевому фахверку (горизонтальный разрез); / — утепляющая панель; 2 — фахверк; 3— асбестоцементные листы; 4 — феноло-формальдегидный пенопласт; 5 — алюминиевый профиль; 6 — закаленное цветное стекло; 7 — прокладка термического разъема (текстолит); 8 — резиновые прокладки; 9 — пакля на синтетической основе; 10— стальной профиль для прижима утепляющей панели
Одним из основных факторов, препятствовавших применению панелей с пенопластом в строительстве, были ограничения противопожарных норм проектирования. Однако в соответствии с последними указаниями органов пожарной охраны допускается применять навесные стеновые панели с заполнением трудносгораемыми утеплителями, защищенными со всех сторон несгораемыми материалами, предотвращающими скрытый переход огня из одной панели в другую. Феноло-формальдегидный пенопласт марки ФРП-1 относится к категории трудносгораемых материалов и, таким образом, по своей огнестойкости может быть применен для навесных панелей многоэтажных зданий.
Технология изготовления асбестоцементных панелей с феноло-формальде-
вспенивания. В зависимости от свойств исходных компонентов, принятой рецептуры, конструкции изделия, способов' и условий заливки можно получать пенопласт объемным весом 40—100 кг)м\ Общая продолжительность цикла от момента смешивания компонентов до получения готового пенопласта составляет 5—15 мин. Равновесная влажность материала около 6%. Влагопоглощение 0,7%. Предел прочности при сжатии 2 кГ)см2.
В конструкциях панелей с применением асбестоцементных листов предстоит еще отработать саму конструкцию панели, в частности безметалльную. Нет еще удачных решений «свободного» крепления асбестоцементных листов к различным видам профилей из алюминиевых сплавов. Нужно найти способы раз
212
Таблица 12.2
нообразной долговечной отделки асбестоцементных фасадных листов.
Разновидность навесных ограждений представляет конструкция (рис. 12.8 и 12.9), в которой сочетаются керамзитобетонные утепляющие панели, являющиеся
Сопоставление вариантов конструкций наружных стен (на 1 м2 ограждения)
Вариант конструкции
О
Рис. 12.8. Наружные ограждения из керамзитобетонных панелей с металлическим фахверком
а — схема конструкции стены; б — конструкция стены со стальным фахверком. Разрез
1— керамзитобетонная панель; 2—утепляющий пакет;
3— уголок для крепления фахверка к закладной детали керамзитобетонной панели; 4 — закаленное цветное стекло; 5 — болты; 6 — воздушная вентилируемая прослойка; 7 —резиновые прокладки: 8 — стальной фахверк из прямоугольных труб
Панель в виде металлического фахверка (алюминий и сталь) с заполнением утепляющей панелью из асбестоцемента с пеностеклом и декоративным цветным стеклом (здание Гидропроекта, рис. 12.5) . . . .
Керамзитобетонная панель с наружной «рубашкой» в виде алюминиевого фахверка с заполнением декоративным цветным стеклом (рис. 12.9) . . .
13 139
Рис. 12.9. Наружные ограждения из керамзитобетонных панелей с алюминиевым фахверком и’ тройным остеклением
1 — керамзитобетонный простенок; 2 — деревянные переплеты; 3—алюминиевая панель; 4 — воздушная вентилируемая прослойка; 5—резиновые уплотняющие прокладки; 6 — цветное закаленное стекло
к тому же несущей основой, и декоративные ограждающие элементы в виде алю-миниевого или стального фахверка с заполнением, например цветным стеклом (стемалитом), листовым анодированным алюминием или ситаллом. Такая конструкция отличается простотой и более низкой стоимостью (табл. 12.2). Она применена на здании Института хирургии им. Вишневского, гостиницы «Националь» и др.
Нельзя, однако, не отметить высокой трудоемкости этой конструкции, вызываемой кустарностью ее выполнения: сборка наружной, декоративной части стены выполняется из отдельных мелких элементов непосредственно на стройке. Кроме того, такая конструкция наружных стен по своему существу нетекто-нична и потому ее применение может оправдываться только отсутствием эф-
213'
•фективных и экономичных легких панелей.
Стыки между алюминиевыми панелями выполняются с обязательным приме-
Рис. 12.10. Конструкция стены из трехслойных железобетонных панелей с деревоалю-миниевыми переплетами
1 — трехслонная железобетонная панель с утеплителем из пеностекла; 2 — деревоалюминиевый переплет; 3 — облицовка из волнистого алюминия;
4 — оконный слив из алюминия: 5 — наружная часть створки из алюминия; 6 — внутренняя часть .створки деревянная; 7 — резиновый уплотнитель;
8 — герметик
пением герметиков (см. рис. 12.6). Стальные детали крепления панелей к несущим конструкциям в целях антикоррозионной защиты подвергают металлизации.
214
На основе опыта проектирования ограждений из алюминиевых сплавов в последнее время разработана номенклатура профилей, отвечающих специфическим требованиям, предъявляемым к конструкциям ограждений.
Серьезной задачей, от правильного решения которой непосредственно зависят конструктивные качества ограждений, является обеспечение надежного крепления стекла. Эта задача решается применением резиновых профилей, которые надеваются на специально предусмотренные в алюминиевых конструкциях выступы и с помощью резинового штапика зажимают стекло (см. рис. 12.6—12.8).
Оконные переплеты в алюминиевых панелях могут быть раздельной конструкции, в которой оба переплета — внутренний и наружный — выполняются из алюминиевых сплавов.
В последнее время значительное распространение, благодаря своей экономичности, начинают получать дерево-алюминиевые переплеты (рис. 12.10). В этой конструкции наружная часть створок из алюминия, а внутренняя — несущая— из дерева. Такое сочетание материалов в конструкции позволяет увеличить прочность и срок службы блока, значительно улучшить внешний вид. Стоимость деревоалюминиевых оконных блоков в 2—2,5 раза ниже, чем стоимость переплетов из дуба.
* *
*
Обобщение опыта применения конструкций ограждений в каркасных зданиях повышенной этажности позволяет сделать некоторые выводы о направлениях дальнейшего развития этих конструкций в московском строительстве.
В жилых каркасных домах будут применяться, как и в панельном домостроении, однослойные керамзитобетонные панели с полосовой «разрезкой» (горизонтальной и вертикальной) и с «разрезкой» на конструктивную ячейку, т. е. на высоту этажа. Номенклатура этих панелей, значительно расширенная, создаст возможность для строительства зда
ний различной конфигурации, с разнообразными решениями фасадов, с набором навесных лоджий и эркеров. Эти конструкции включаются в состав Единого каталога изделий для московского строительства.
Для общественных зданий кроме керамзитобетонных панелей будут применяться легкие навесные ограждения комплексной конструкции на основе
алюминиевого фахверка и асбестоцементных утепляющих панелей. Предпосылкой для развития предлагаемых конструктивных решений послужит создание в Москве современных предприятий по изготовлению асбестоцементных конструкций, а также алюминиевых строительных конструкций, что позволит значительно снизить стоимость этих изделий.
Глава 13
РАСЧЕТ КАРКАСА
Современные конструкции каркаса зданий повышенной этажности выполняются, как уже было сказано в главах 9 и 10, в основном по связевой схеме. В свя-.зевой схеме каркаса все горизонтальные нагрузки полностью воспринимаются вертикальными и горизонтальными диафрагмами жесткости, рамы каркаса работают только на вертикальные нагрузки.
Рассмотрим методику расчета карка-,са связевой схемы.
В практике проектирования многоэтажных зданий используются, как правило, приближенные методы расчета. Такой подход представляется вполне оправданным, поскольку сами предпосылки, положенные в основу расчета, весьма условны. Как известно, любая идеализированная схема здания никогда не бывает тождественна действительной работе конструкций. Кроме того, в расчете каркаса, выполняемого из железобетона, фигурируют жесткостные характеристики конструктивных элементов и их соединений, которые являются весьма приближенными. Их значения существенно меняются при трещинообразовании и вследствие ползучести бетона. Во всех статических расчетах используются методы, построенные на принципе независимости действия сил, однако железобетон не подчиняется этому принципу. Приведенные предпосылки расчета делают невозможным получение точных результатов при расчете сложных систем и определяют целесообразность использования приближенных способов, которые дают возможность получить порядок усилий, необходимых для проектирования Конструкций.
1. Определение расчетных нагрузок
Методика определения вертикальных нагрузок — постоянных и временных, горизонтальных— ветровых нагрузок, а также расчетных сочетаний воздействий была приведена в главе 8 и может быть
полностью использована для расчета каркасных зданий.
Рассмотрим здесь возможные упрощения при определении ветровой нагрузки путем введения некоторых допущений. В главе 8 уже были сделаны допущения о том, что при определении периода собственных колебаний принимается только первая форма колебаний, т. е. по основ-
Рис. 13.1. Расчетные горизонтальные нагрузки
а — статическое действие ветра для условий Москвы 7i=27 • 1.4 • 1.2 = 45.4 q^q^K^ ft — высотный коэффициент по табл. 10 СНиП II-А. 11-62; б — пульсация скоростного напора ветра (?з=0,24(2^ + 71) кГ/м2; в —нагрузка от невертикальностей колонн
ному тону, а также об использовании трапециевидной эпюры статического скоростного напора ветра. Если к тому же предположить, что первая форма колебаний выражается прямой линией ’, то воздействие пульсации ветрового напора можно представить в виде треугольной нагрузки (рис. 13.1) с ординатой на уровне верха здания:
Скс=тфн + (13Д)
где <?] и qn — статический скоростной напор ветра на уровне низа и на высоте Я; £—динамический коэффициент, определяемый в зависимости от периода первой формы собственных колебаний
1 Возможность принимать в инженерных расчетах с достаточной степенью точности линейную форму колебаний (что существенно упрощает расчет) подтверждена, в частности, проведенными в ЦНИИЭП жилища испытаниями моделей диафрагм жесткости, выполненных в */ю натуральной величины.
216
здания по графику на рис. 2 СНиП П-А. 11-62; т— коэффициент пульсации ветрового напора, равный 0,2.
Учитывая условность определения периода собственных колебаний расчетным путем, для чего необходимо знать действительную жесткость здания и жесткость основания (эти величины и являются в значительной мере условными), целесообразно принимать в расчетах на прочность каркаса зданий большой высоты — более 20 этажей — максимальное значение динамического коэффициента % для железобетона, равное 2,4.
При этом верхняя ордината нагрузки от пульсации ветра по формуле (13.1) будет равна:
Сие = 0,24 (2^+ <4 (13.2)
Поясним допустимость такого подхода к определению расчетных ветровых нагрузок. Характерной особенностью жилых и общественных зданий является относительно равномерное расположение масс по высоте сооружения, т. е. ЛД = = Л42= ... =М, а также грузовых поэтажных площадей для определения ветровых нагрузок Д = S2 = ... S.
С учетом этих допущений формула для определения формы колебаний запишется в виде:
S
<71 <71 + <7г Уа 4-------
У1 4“ У 2 4—
При этом динамическая часть ветровой нагрузки будет равна:
у\ + у\+---
а динамическая нагрузка на 1 mz фасада
= т + " ' • (13.3)
5 У1+У2 + ---
Таким образом, удалось исключить массы отдельных зон.
Последнюю формулу запишем в виде: н J qy dx
q™=ml-y0------. (13.4)
\y2dx о
Для интегрирования последнего выражения необходимо представить нагрузку q как функцию высоты х. С достаточной точностью можно принять следующее выражение для статической нагрузки:
. Ун У\ /1 о г- \
Я—71 4------ (13.5)
п
Подставляя выражение (13.5) в формулу (13.4), получим: н н
С — Д С
qi ydx + ——— ху dx
-------------°-----. (13.6)
I' У2 dx b
Дальнейшие вычисления связаны с определением формы колебаний здания у. Если форма колебаний здания близка к прямой линии
н
\ху dx — J у2 dx =
6 о
Потому из выражения (13.6) получаем:
= + (13-7)
Отсюда максимальная ордината треугольной эпюры ветровой нагрузки равна выражению (13.1).
Изгибающий момент в основании от треугольной эпюры (случай 1)
МТреуг = <^(^ + ^). (13.8)
Ввиду того что форма колебаний принята по прямой линии, а не по квадратной параболе, определим величину погрешности. Если форма колебаний здания представляет квадратную параболу у=х2!Н2, то
о
н н
(• . № С 2 , Н
\ xydx = —; \ у2 dx — —.
о о
15—959
217
Подставляя эти выражения в формулу (13.6), получаем:
9Г= + (13-9)
Таким образом, динамическая «добавка» представляет собой квадратную параболу с максимальной ординатой:
+ (13Л0)
Изгибающий момент в основании от этой нагрузки (на 1 пог. м ширины здания)
МГр = 5т^(Ян + ^-\ (13.11) 10 \ о /
Отношение изгибающих моментов от параболической и треугольной эпюры
ддПар . с ЯН-^Г о
k=-^-— = -*“.•---------—. (13.12)
Мтреуг >6 91
Например, для здания высотой 70 м отношение дн!я\ = ^, тогда
15 2 + Т k= — .------ = 0,88.
16 „ 1
2 4- —
2
Отсюда видно, что величина максимального момента мало зависит от формы колебаний здания.
Приведем формулы для определения полных изгибающих моментов на уровне земли от динамической и статической части ветровой нагрузки в случае, когда эпюра статической части ветровой нагрузки представлена в виде трапеции (см. рис. 13.1,а):
+44 <13-13>
о \ Z ] \ D у
Полагая £=0, получим изгибающий момент на уровне земли от статической части ветровой нагрузки:
<т = Т(2^+91). (13.14)
Максимальный прогиб вертикальных диафрагм постоянного сечения от треугольной нагрузки (см. рис. 13.1,6)
/ = (13Д5)
120 EJ
Для облегчения вычислений в табл. 13.1 приведены величины изгибающих моментов на уровне земли (на 1 пог. м ширины здания) от нормированной (по СНиП) эпюры ветровой нагрузки для Москвы, нижняя ордината статической нагрузки, вычисленная из условия равенства моментов от трапециевидной и от нормированной эпюры статической нагрузки и верхняя нормированная ордината статической ветровой нагрузки1.
Величина qly взятая из этой таблицы, должна подставляться в формулу (13.7).
Предлагаемая упрощенная методика определения расчетной ветровой нагрузки по сравнению с методикой «Временных указаний по проектированию крупнопанельных жилых домов высотой 10—16 этажей» (см. главу 8), основанной на определении динамического воздействия ветра в зависимости от получаемого расчетным путем периода собственных колебаний, приводит к погрешности в определении усилий — изгибающих моментов и поперечных сил для зданий высотой в пределах 25 этажей — примерно на 8—12%, что вполне приемлемо.
Другим горизонтальным воздействием на каркас являются случайные нагрузки, возникающие вследствие перелома осей колонн по высоте здания. Определение величины этой нагрузки связано с исследованием общей устойчивости каркаса здания, работающего как внецентренно сжатая консоль под воздействием вертикальных и горизонтальных нагрузок.
Особенность каркаса связевой системы состоит в том, что вертикальные нагрузки, стремящиеся вывести его из состояния устойчивого равновесия, воспринимаются большим числом колонн, собственная жесткость которых мала. Таким образом, здание удерживается в состоянии устойчивого равновесия только свя-зевыми диафрагмами жесткости.
Влияние деформации внецентренно сжатого железобетонного стержня на ве-
1 Таблица и методика определения ветровых нагрузок разработаны инж. М. Н. Швехманом (Моспроект).
218
Таблица 13.1
Изгибающие моменты и ординаты ветровой нагрузки для Москвы в зависимости от высоты здания (на 1 пог. м ширины здания)
Высота здания над уровнем земли в м 40 50 60 70 80 90 100
Изгибающий момент на уровне земли от статической нагрузки М в Т м 53,5 91 138 196 266 346 440
Нижняя ордината статической нагрузки <71 в кГ/м1 2 * * * 38 49 55 59 61 63 64
Верхняя ордината статической нагрузки (по СНиП) <7н в кГ!м2 82 85 88 91 94 97 10СЯ
личину усилий, в соответствии с § 7.51 СНиП П-В.1-62, учитывается умножением эксцентрицитета на повышающий коэффициент т], равный:
1
п =---------------
1 — \1cRuP
7. (13.16)
Особенности работы диафрагм жесткости, вынужденных удерживать в устойчивом состоянии все вертикальные несущие конструкции каркаса, могут быть учтены при определении свободной высоты диафрагм. Она определяется сопоставлением эйлеровых критических сил для собственно диафрагмы и для диафрагмы, удерживающей связанные с ней колонны С
Для собственно диафрагмы
WKp = &V = ^. (13.17)
Для здание,
диафрагмы, удерживающей все
GKp = kG =
rfEJ
(1,12 Я)8’
(13.18)
Разделив выражение (13.18) на (13.17), получим:
/0=1,12Д|/^, (13.19)
здесь Н — высота здания; G — суммарная вертикальная нагрузка на здание; N — часть суммарной вертикальной нагрузки,
1 Методика определения горизонтальных воз-
действий на каркас от перелома осей колонн и
расчета каркаса на общую устойчивость разрабо-
тана инж. В. В. Ханджи (Моспроект).
IS*
приходящаяся на связевые плоскости одного направления.
При регулярном плане здания отно-G *
шение может приближенно приниматься равным отношению общего числа колонн к числу колонн, входящих в состав стен жесткости одного направления.
Подставив выражение (13.19) в (13.16) и учтя, что радиус инерции стен жесткости г= 1/ — , получим:
п =--------!------- (13.20)
12 cRnJ
где /?и — расчетное сопротивление бетона диафрагм сжатию при изгибе; с—по формуле (112) СНиП II-B.1-62; /— сумма моментов инерции всех стен жесткости одного направления. Для обеспечения необходимой устойчивости здания величина т] должна находиться в пределах 1—1,5.
Влияние длительного действия нагрузки учитывается заменой в формуле (13.20) веса здания приведенным весом, вычисляемым по формуле
GnpHB = + GKp. (13.21)
тДЛ
Так как вертикальная нагрузка, действующая на связевые плоскости, может быть различной для диафрагм продольного и поперечного направления, то и свободная высота здания для продольного и поперечного направления оказывается разной.
Поэтому прочность внецентренно сжатых элементов обеспечивается в расчете
SIS-
умножением эксцентрицитета на повышающий коэффициент г), отдельно для продольного и поперечного направления. Уве-.личение эксцентрицитета эквивалентно увеличению усилий от горизонтальных нагрузок.
2. Определение усилий в дисках перекрытий
Перекрытия в каркасной системе здания кроме восприятия вертикальных нагрузок обеспечивают неизменяемость здания в плане и совместно с вертикальными диафрагмами жесткости — общую устойчивость сооружения, а также распределяют горизонтальные нагрузки на эти диафрагмы.
Основными нагрузками на диски перекрытий являются ветровая нагрузка и нагрузка, возникающая от переломов осей колонн, а также в отдельных случаях усилия, вызываемые колебаниями температуры, деформациями оснований фундаментов. Ветровая нагрузка определяется по грузовой площади, высота которой равна расстоянию между дисками и, как правило, равномерно распределена по длине диска.
Нагрузка на диски от переломов осей колонн возникает вследствие отклонений осей колонн от вертикали. В результате погрешностей монтажа линия действия нормальной силы в колонне оказывается ломаной, причем переломы ее располагаются в уровне перекрытий.
Переломы приводят к возникновению горизонтальной составляющей (рис. 13.2)
7 = Ate, (13.22)
где N — нормальная сила в колонне; е — расчетный угол перелома оси колонны.
В специальной литературе и действующих нормативных документах отсутствует методика определения нагрузок на перекрытия от переломов колонн. Это не .имело существенного значения в малоэтажных каркасных зданиях, так как нормальные силы в колоннах этих зданий невелики, вследствие чего горизонтальные нагрузки на перекрытия оказывались также незначительными. В высотных зданиях, возведенных за рубежом и построенных в 50-е годы в Москве, пере
220
крытия выполнены в монолитном железобетоне и имеют достаточное количество конструктивной арматуры, способной свободно воспринимать горизонтальные нагрузки, возникающие от переломов колонн. Проблема стала острой сейчас, так как в новых типах многоэтажных зданий перекрытия выполняются из сборного железобетона и должны обладать необ-
Проектная ось колонны
Рис. 13.2. Схема горизонтальных нагрузок от перелома колонн (Г= =Лйа1 + У2аг; при больших нагрузках — ~N hT=Nz)
ходимои прочностью для восприятия усилий, возникающих в горизонтальных дисках.
В верхней части многоэтажных зданий, при небольших нормальных силах в колоннах, основной нагрузкой на диски перекрытий является ветер. В нижней части этих зданий ветровая нагрузка уменьшается, а нормальные силы в колоннах растут и, таким образом, усилия от перелома колонн становятся для дисков перекрытий решающими.
Расчетный угол перелома колонн можно определить исходя из нормируемых допусков установки колонн. Так, по табл.. 6 СНиП I-A.4-62 допуск невертикально-сти установки колонн длиной 6 м при монтаже по классу точности 2-У равен 30 мм. Если предположить, что стык двух смежных колонн сместился с проектного положения на половину допуска — на 15 мм, а противоположные концы этих колонн сместились на ту же величину,но в другую сторону, то угол перелома 6-метровых колонн будет:
^-1^0,01.
6000
Для проверки этой величины и выявления реальных углов перелома осей ко
лонн были проанализированы результаты монтажа одного из первых высотных сооружений— здания института Гидропроект. Более тысячи замеренных в натуре углов перелома колонн подверглись статистической обработке. В результате обработки расчетный угол перелома одной колонны оказался равным: е = 0,012.
показаны переломы, полученные на монтаже здания института Гидропроект.
Строительные нормы, действующие в' ГДР, рекомендуют при расчете дисков перекрытий принимать на них от колонн горизонтальную силу, равную 1% усилия в колонне при одновременном действии до 6 колонн и 0,67% при действии более
6)
Колич&лйд rd/iotd п\рйнйрекеин1) на глрекрытия
г 3 (f 6 8 12 16 24'32 48 64 80100
Рис. 13.3. Пример определения усилий в элементах горизонтального диска1 а — схема каркаса здания института Гидропроект; б — расчетные углы перелома колонн; в — схема диска перекрытия к примеру расчета; / — распорки; 2 — ригели; 3 — стены жесткости; 4 — настилы; г — расчетная схема и усилия в диске; а — схем?; расчета диска перекрытия
При учете одновременного воздействия на диски перекрытия п переломов колонн по анализу переломов в каркасе здания института Гидропроект расчетные углы переломов колонн можно принимать:
еп=з—-, (13.23)
V п
где п — количество воздействий переломов колонн на диск перекрытия, одновременно учитываемых в рассматриваемой расчетной схеме (рис. 13.3).
На рис. 13.3,6 сплошной линией изображена кривая, характеризующая зависимость расчетных углов перелома е„ от количества колонн, одновременно действующих на диск перекрытия. Точками
12 колонн. Рекомендации норм ГДР приведены на рис. 13.3, б пунктиром.
Данные о величинах углов перелома колонн справедливы для случая «свободного» монтажа каркаса, т. е. когда установка и выверка каждой колонны производятся независимо от других колонн здания. «Принудительный» монтаж при помощи кондукторов с фиксированной привязкой каждой очередной колонны к смонтированной ранее части каркаса дает, как показал опыт, другие, значительно меньшие, величины углов перелома'-.
1 В частности обработка измерений наклонов колонн на монтаже 25-этажных зданий на проспекте Калинина, где сборка каркаса выполнялась-в кондукторах по методу принудительного монтажа, показала, что средний угол перелома колонн составляет 8=0,0045, т. е. в 2,5 раза меньше, чем в здании Гидропроекта.
225.
Определение усилий в элементах дисков перекрытий от переломов осей колонн иллюстрируется следующим примером расчета простейшего диска (рис. 13.3,в). Диск образован расположенными по осям колонн ригелями в поперечном и распорками в продольном направлении. способными воспринимать горизонтальные силы любого знака. Промежутки между ригелями и распорками заполнены настилами, воспринимающими только сжимающие и сдвигающие горизонтальные усилия. Опорами диска служат две поперечные и одна продольная стена жесткости. Нормальная ,сила во всех колоннах в уровне рассматриваемого диска 77 = 600 Т.
В поперечном направлении на консольную часть диска одновременно действует шесть колонн. По графику на рис. 13.3,6 для шести колонн ев=0,0066. Горизонтальная нагрузка от каждой колонны
Tt = Nse = 600-0,0066 = 3,96 Т.
Расчетная схема и усилия в диске приведены на рис. 13.3,г.
На участке диска, расположенном между стенками жесткости, в поперечном направлении оказывает влияние . одновременное действие 21 колонны. Для этого случая e2i = 0,0044 и 7Д = 600 • 0,0044 = = 2.64 Т.
Приведенные схемы загружения диска дают наибольшие растягивающие усилия в распорках ряда В от поперечных переломов колонн:
214 2
у оси ЗУ, = ^ = 17,8 Т;
J Р 12 ’
у оси 5NV = — = 19,7 Т.
р 12
Переломы колонн в продольном направлении также вызывают растягивающие усилия в распорках. Для получения наибольшего растягивающего усилия в .распорке у оси 3 ряда В следует учесть одновременное влияние поперечных переломов шести колонн по осям 1 и 2 и продольных переломов трех колонн по осям .1, 2 и 3 ряда В, т. е. учесть воздействие ;222
девяти переломов. При этом е9 = 0,0058 и 7'9 = 600-0,0058 = 3,48 Т.
Растягивающее усилие в распорке у оси 3 будет равно:
N„ = 17,8-^- + 3,48-3= 15,7 + р 3,96 ’ ’
+ 10,4 = 26,1 Т.
Для распорок у оси 5 ряда В в дополнение к поперечным переломам нужно учесть продольные переломы колонн ряда В, направленные влево у колонн, расположенных левее оси 5, и вправо — правее оси 5. При этом будет учтено влияние 29 колонн и s29=0,0039; 7+= 600 • 0,0039 = = 2,34 Т;
= 19,7-4^ + 2,34-4 =
р ’ 2,64 п ’
= 17,5 + 9,4 = 26,9 Т.
Сдвигающее усилие в диске по схеме на рис. 13.3,г при поперечной силе между осями 2 и 3 Q = 23,8 Т составит:
/ = = j 9 т/
12
Каждая фасадная колонна должна быть прикреплена к диску на усилие от перелома одной колонны:
©! = 0,012 и 7\ = 600-0,012 = 7,2 7’.
Способом, приведенным выше, могут быть+пределены усилия в любом из элементов диска перекрытия от переломов осей колонн. Естеств+нно, что для каждого элемента должна быть подобрана расчетная комбинация переломов. Усилия от переломов колонн должны быть1, просуммированы с усилиями от ветровош нагрузки и других воздействий на диски; перекрытий.
Исходя из обобщения фактических отклонений (переломов) колонн на зданиях института Гидропроект, а также зданий с унифицированным каркасом — гостиницы «Националь» и административных зданий на проспекте Калинина, на основе полученных по этим отклонениям усилий расчетные растягивающие усилия на элементы перекрытий унифицированного
каркаса приняты: для ригеля — 20 Т, для настила-распорки — 30 Т*.
Расчет дисков перекрытий на горизонтальные усилия — ветровую нагрузку и нагрузку от перелома колонн — производится как балочной конструкции.
В простейшем случае, когда в плане здания имеются три стены жесткости (две поперечных и одна продольная или наоборот), диски перекрытий являются статически определимыми. В этом случае реакции стен жесткости и усилия в дисках от любых нагрузок определяются из статических условий равновесия.
В более сложных случаях, когда здание имеет систему поперечных стен жесткости, диски статически неопределимы. Большая жесткость дисков перекрытий позволяет определять усилия в них от ветровой нагрузки, как в абсолютно жестких балках на упругих опорах-стенах жесткости. Задача по определению опорных реакций стен жесткости от ветровой нагрузки при решении ее методом перемещений сводится к определению двух неизвестных — смещения и угла поворота диска при любом числе поперечных стен жесткости.
Рассмотрим какой-либо абсолютно жесткий диск перекрытия, упругими опорами для которого служат диафрагмы жесткости (рис. 13.4, а). Реакции опор обозначим через Rly R2y Rs- Предполагая, что реакции опор пропорциональны их перемещениям, запишем:
•^1 = ; $2 — Г2^2~, Кз — Г 3А3,
где Аг; А2; —перемещения 1, 2, 3-й опор;
гх; г2', гз—жесткости опор.
Если диск перекрытия перемещается поступательно, то Ах =А2 = А3 = A/i, в связи с чем
* Обработка более 20 тыс. измерений — наклонов колонн и эксцентрицитетов на монтаже каркаса 25-этажпых административных зданий на проспекте Калинина, выполненная с использованием вероятностно-статистического математического аппарата, показала, что на величину усилий в дисках значительное влияние оказывают также эксцентрицитеты в стыках колонн.
Q — Ki + R% + Rs — нА + г2А 4-г3А = ASr.
Отсюда находим горизонтальное поступательное перемещение данного диска перекрытия:
А = ^-. (13.24)
Зная величину А, находим искомые реакции опор:
R1 = r^ = Q-^~;
R2 = r2b = Q-^; (13.25)
Rs — гз& — Q ду~ • 2r
Рис. 13.4. Распределение горизонтальных нагрузок между диафрагмами жесткости
Предположение о поступательном перемещении диска перекрытия будет справедливо, если сумма моментов всех сил, действующих на данный диск относительно любой точки, равна нулю (см. рис. 13.4, а):
Qxn — V= 0 при R; = Q~~
223
откуда
XRx 2rx
Хл -- - ,
Q 2r
(13.26)
где
2rx = rrxt 4- r2x2 4- r<jX8.
Полученная координата x0 представляет собой координату центра кручения. Аналогично можно получить координату центра кручения оси у. В итоге будем иметь:
= = <13-27)
где гу — жесткость диафрагм, расположенных вдоль оси у; гх — жесткость диафрагм, расположенных вдоль оси х (рис. 13.4, б).
Если равнодействующая ветровой нагрузки не проходит через центр кручения, то возникает крутящий момент, поворачивающий диски перекрытий, который разгружает одни вертикальные диафрагмы и догружает другие. Величина дополнительных сил, действующих на вертикальные диафрагмы от крутящего момента, может быть найдена следующим образом.
Составляем уравнение моментов:
M = Qa = 4- 2 RyPx,
где M=Qa—крутящий момент, действующий на данный диск перекрытия;
а — расстояние от силы Q до центра кручения;
рх и Р&—расстояния от вертикальных диафрагм жесткости до центра кручения;
2/?хря—сумма произведений реакций диафрагм, расположенных вдоль оси у, на их расстояния до центра кручения;
SRypx— то же, для диафрагм, расположенных вдоль оси у.
Обозначая через ф угол закручивания диска, получаем перемещения (деформации) опор: А1=фр!; Д2=фрг и т. Д-> как для диафрагм, расположенных вдоль оси х, так и вдоль оси у. Следовательно,
М — Qa — Rxpi 4- ^?2рг + • • • — гi^Pi +
4- г2ДР2 4- • • • = ПФР? + г2*РР1 4- • • • =
= ф м + ЧХ] •
Вводя понятие крутильной жесткости
С = ^р^ + ^Х. (13.28)
получаем угол закручивания
Ф = —, (13.29)
С
где М = Qa.
Усилия в упругих опорах диска от крутящего момента определяются выражением
п , л , М
Ri = ± ид1 = ± НФР1 ± ripi —
С или
Яг=±г/Р/—, (13.30)
с
где Rt — дополнительное усилие в опоре i от крутящего момента M — Qa; г{ — жесткость связи i.
В этой формуле принимается знак плюс, если дополнительное перемещение от крутящего момента направлено в сторону поступательного перемещения диска от действия силы Q, проходящей через центр кручения, и знак минус, если перемещение направлено в обратную сторону.
Полное усилие в каждой упругой опоре определяется выражением
= ± прг- —, (13.31)
2г с
где первый член представляет собой реакцию от поступательного перемещения диска, а второй — от его поворота.
В первом слагаемом г берется для вертикальных диафрагм, расположенных либо вдоль оси х, либо вдоль оси у, а во втором слагаемом при подсчете величины с учитываются все продольные и поперечные диафрагмы.
Пример. Требуется распределить горизонтальную ветровую нагрузку на диафрагмы, план которых изображен на рис. 13.4, в. На этом же рисунке даны относительные жесткости диафрагм.
Находим координаты центра кручения относительно осей х и у.
224
^ГуХ = — 1 (-— 12) Ч- I-6 — 20 6
Ъгу ~ 1 + 1+20
= — 5.72 м;
^гху Srx
— 1-3+ 1-9
1 + 1
= 3 м.
У о =
При действии силы Qt и при поступательном перемещении диска вдоль оси у усилия, действующие на диафрагмы 1, 2, 5, равны:
Г1 + Г2 + г5
R-2 = Ri
1 Q _ Q1 .
1 + 1 +20 22 ’
=
22 ’
Rs
=-----------Qi =----------Q1= — Q
О + г2 + г5 1 1 + 1 + 20 22
Для определения дополнительных усилий от крутящего момента M = Q4a = = Qi-5,72 находим жесткость на кручение всех диафрагм, для чего предварительно определяем расстояние от каждой диафрагмы до центра кручения:
р, - 12 — 5,72 = 5,28 м; р2 = 3,94 Ж; р2 = 6+ 5,72 = 11,72 м; р2 = 137,8 л«2; р3 = 6 М; р2 = 36 М2;
р4 = 6 м; р2 = 36 М2;
р5 = 6 — 5,72 = 0,28 м-, р2 = 0,0784 л«2.
Жесткость на кручение всего диска С = 1.39,4 + 1-137,8+ 1 -.36 + + 1-36+ 20-0,0784 = 251 единице.
Дополнительное усилие для диафрагмы № 1 от крутящего момента 5,72 Qi
R\ = -ПР1— = — 1 -6,28 5’72Q1 =
1 С ’ 251
= -0,143Qj.
Аналогично для других диафрагм:
/?; = + г2р2 — = 1 -11,72 =>
2 22 С ’ 251
= + 0,267 Qi;
R" = -rp 5~ = —20-0,28——- =
5 55 С 251
= —0,127
Проверка: + R'2 + R5 = (—0,143 +
+ 0,267 — 0,127^0).
Полные силы, действующие на диафрагмы поперечного направления от силы. Qc
^i = Ri + Ri = (0,0455 — 0,143) Qi = = —0,097 Qi;
R2 = r'2 + R2 = (0,0455 + 0,267) (?! =
= +0,312Qi;
R5 = R5 + R5 = (0,908 - 0,127) Qi = = +0,781 Qr.
Проверка: Ri + Rz + R5 = Qi; (—0,097 + + 0,312 + 0,781 ~ 1).
Усилия в продольных диафрагмах № 3 и 4 от крутящего момента определяются аналогично:
£4 = ^ = r4p4^ = I .6^21 = о, 137Qr,• С 251
Rs = r "5 = r5p5 = - R4 = - 0,137 Qi.
Иначе работают диски на нагрузки от переломов осей колонн. Эти нагрузки, как правило, меняют направление по высоте здания. Стены жесткости, воспринимающие реакции от дисков перекрытий, вызываемые переломами колонн, работают на восприятие этих усилий малыми пролетами, равными четырем — шести этажам. Вследствие этого жесткость опор дисков оказывается весьма большой. Сопоставительные расчеты показали, что усилия в статически неопределимых дисках перекрытий от переломов осей колонн могут определяться, как в неразрезной балке на жестких опорах.
В этом случае погрешность в определении усилий в элементах диска из-за неточности расчетной схемы в худшем случае не превысит 10—15%, что следует считать вполне приемлемым вследствие общей приближенности расчета.
Таким образом определяются поясные усилия в элементах диска и проверяется: соответствие несущей способности распорок или ригелей этим усилиям; сдвигающие силы в элементах диска и соответствие несущей способности настила и распорок по срезу шпонок этим усилиям;
225
изгиб консолей распорок в горизонтальной плоскости; соответствие соединительных элементов диска действующим усилиям; надежность соединения дисков со стенками жесткости.
Анализируя предложенный метод определения дополнительных горизонтальных нагрузок на каркас и перекрытия от переломов колонн, которые оказываются весьма значительными и превышают величины усилий от ветровой нагрузки, следует отметить, что учет этих усилий приводит ^ощутимым затратам стали на дополнительное армирование ригелей и настилов-распорок.
В связи с этим представляется, что этот расчет, основанный на приведенных выше предпосылках и заданных отклонениях колонн, приемлем только на первом этапе строительства многоэтажных каркасных зданий из сборного железобетона, когда технология монтажа полностью еще не отработана, следствием чего и являются повышенные отклонения колонн от вертикали.
По требованиям СНиП Ш-В.3-62 для сборных железобетонных конструкций отклонение осей колонн от вертикали должно быть не более 0,001 Н, что при высоте колонны 6 м составляет 6 мм, а не 30 мм, как принято в расчете.
Таким образом, после отработки технологии монтажа и обеспечения в результате этого заданных СНиП жестких допусков, абсолютная величина горизонтальных усилий на диски перекрытий от переломов колонн должна быть значительно снижена.
3. Расчет вертикальных диафрагм жесткости
Определение нагрузок на диафрагмы в предположении абсолютной жесткости дисков перекрытий приведено выше — в расчете дисков перекрытий на ветровую нагрузку.
По статической схеме сплошная диафрагма жесткости — это консоль, для которой изгибающие моменты и поперечные силы вычисляются элементарно по методам сопротивления материалов.
Сечения стен жесткости загружены нормальной силой, изгибающим момен
том и поперечной силой. Нормальные сечения проверяются в соответствии с требованиями СНиП П-В.1-62, как внецентренно сжатые железобетонные элементы (случай малых эксцентрицитетов. Проверка производится по формуле Ne< < 2(/?пр 8б + RaSa) и на сдвиг по формуле Q<RpF„.
Возможность совместной работы колонн и стенки в предельном состоянии должна обеспечиваться при сборных диафрагмах надежными связями между стенами жесткости и колоннами.
В связевых диафрагмах, расположенных перпендикулярно рамам каркаса, вертикальная нагрузка от перекрытий передается ригелями каркаса непосредственно на связевые колонны.
В дальнейшем происходит перераспределение вертикальных усилий между колоннами и стенками жесткости, в связи с чем здесь возникают сдвигающие усилия, распределение которых по высоте здания носит сложный характер.
На величину сдвигающих усилий оказывает влияние податливость закладных деталей, различная деформативность стыков колонн и горизонтальных стыков стенок жесткости и т. п.
Суммарное сдвигающее усилие, на которое должны быть рассчитаны эти связи, складывается из усилия TN , передаваемого с колонны на стенку, и усилия Тв от действия горизонтальной нагрузки. Усилия TN можно определить по формуле
TNl = 2Vc = р X
X /1-----------------------\, (13.32)
I . , , ..... EctFct I
k =
2hN
p — нагрузка по грузовой площади, отнесенная к единице высоты диафрагмы, т. е. p = N)x, где х — отсчитываемая сверху координата рассматриваемого сечения диафрагмы.
Исходя из равенства деформаций сжатия колонн и стенки диафрагмы и учитывая, что при двухэтажных колоннах каждому стыку колонн соответствует
226
п горизонтальных стыков в стенке, получим усилие, воспринимаемое колонной в связевой диафрагме (т. е. при учете участия стенки в работе колонны),
го волокна; Еприв; /прив—приведенные
площадь и момент инерции сечения.
Для сборных диафрагм учет податливости соединений и повышение в связи с этим напряжений и деформаций могут
где N— нагрузка, приходящаяся на
данную колонну, определенная по грузовой площади со всех этажей выше рассматриваемого;
Ек и FK — модуль упругости и приведенная площадь сечения колонны;
Ест и Ест—модуль упругости и приведенная площадь части стенки, условно включаемая в работу колонны:
/7ст = б(/-^)-^->
S2V — усилие (по грузовой площади) в обеих колоннах, примыкающих к стенке диафрагмы; б—толщина стенки; %— деформация обжатия в горизонтальном стыке, принимаемая по СНиП П-В.1-62, в швах, заполненных раствором, равной 1 мм, а в сухих швах — 0,5 мм.
Возможно также с достаточной для практических целей точностью определять усилие между стенкой и колонной (рис. 13.5) в связевых диафрагмах упрощенным способом. (Рекомендуемый выше метод распределения нагрузок между колоннами и стенкой также является в значительной мере условным, так как условны величины жесткости колонн, диафрагм и деформативность стыков и соединений.)
Напряжения в каком-либо сечении сплошной вертикальной диафрагмы (рис. 13.5,6) могут быть определены по формуле
+ (13.34)
Еприв J прив
где N — нормальная сила в данном сечении; М — изгибающий момент; у — расстояние от центра тяжести приведенного сечения диафрагмы до рассматриваемо-
Рис. 13.5. Схема определения сдвигающих сил в соединениях стен жесткости
а —пример расчета; б —схема к определению нормальных напряжений от
горизонтальных нагрузок: Л/[ =-----=
---- =250 Т; Tj= —2=--------2=10,4 Т/м-6---Я 48
от вертикальных нагрузок: ^2=Л^КОЛ—Wi = Nt 350
= 600—250 = 350 Г; Т2------------7,3 Т/м-,
Н 48
сдвигающая сила по вертикальным швам:
Т = Т} + 7'2=10,4+7,3=17,7 Т/м
быть произведены приближенно путем уменьшения приведенной площади Еприв и приведенного момента инерции сечения /Прив на определенную величину, например:
227
* Прив - (v>7 • 0,о)/*прИВ^ »прив ж
= (0,7 н-0,8)/пР„в,
гДе -^прив и /“рИЕ—приведенные площадь и момент инерции сечения, вычисленные без учета податливости соединений. Коэффициент 0,7—0,8 — условная величина и подлежит уточнению путем эксперимента.
После определения напряжений могут быть определены усилия в элементах диафрагмы умножением вычисленного напряжения на приведенную площадь.
Кроме определения нормальных напряжений по формуле (13.34) рекомендуется определять также главные растягивающие напряжения
Огл-р = ± ~ + Т2 ’ (13-34^
где а — вертикальное нормальное напряжение в какой-либо точке диафрагмы (сжатие « + », растяжение «—»); т — касательное напряжение в этом же месте:
т=^-пр^, (13.346)
Jприв Ь
здесь Q — поперечная сила в сечении диафрагмы; S — статический момент части площади сечения диафрагмы, расположенной дальше рассматриваемого слоя, относительно нейтральной оси сечения диафрагмы (приведенный); b — толщина стенки.
Устройство сплошных стен жесткости не всегда оказывается практически осуществимым. Часто приходится применять стены жесткости, ослабленные проемами, которые расчленяют диафрагму на отдельные ветви.
При действии внешней нагрузки перемычки над проемами, являющиеся по своей статической работе упругими связями между ветвями, препятствуют взаимному повороту и смещению ветвей диафрагм. При этом чем больше жесткость перемычек, тем меньше сказывается ослабляющее влияние проемов. В предельном случае, когда перемычки абсолютно жесткие, диафрагма работает как сплошной консольный брус и, наоборот, когда жесткость перемычек ничтожно мала, 228
каждая ветвь диафрагмы работает кац самостоятельная консоль.
Способ определения усилий в элемен-. тах диафрагм с проемами зависит от со-, отношения жесткостей пилонов и перемычек. Это соотношение для диафрагмы, состоящей из двух пилонов, соеди-.
Рис. 13.6. К расчету диафрагм
а — схема диафрагмы; б — характер изменения поперечных сил в перемычках: в — схема деформации перемычки несимметричной диафрагмы; г — схема работы отрезанного пилона; д—расчетная схема пилонов
ненных перемычками (рис. 13.6), проф. А. Р. Ржаницын характеризует безразмерным параметром [3:
1 Г/ Ft + Г2 у* \
|/ 2a?h ( FiF3 Ji + JJ
(13.35).
где 7П — момент инерции перемычки; 71 и J2 — моменты инерции пилонов; Н — высота диафрагмы; h — высота этажа; а— половина ширины проема; и — расстояние между центрами тяжести пилотов.
При р>15 податливость перемычек мала и диафрагма работает как единое сечение и рассчитывается по консольной схеме. При 0<Д,5 податливость перемычек велика и их влияние на работу пилонов несущественно; пилоны диафрагмы работают раздельно и рассчитываются как отдельные самостоятельные консоли. При промежуточных значениях 15>0>О,5 характер работы диафрагмы с проемами напоминает работу рамы. В этом случае усилия в элементах диафрагм могут определяться, как в рамных системах.
Расчет диафрагм, ослабленных регулярными проемами, при условии приведения расчетной схемы к рамной системе удобно выполнять с использованием электронной вычислительной техники (см. ниже). Возможно также использование целой серии приближенных способов расчета диафрагм, ослабленных проемами. Эти способы изложены в работах А. Р. Ржаницына, С. В. Полякова, А. С. Калманка, П. Ф. Дроздова, Л. Е. Ли-новича и других авторов.
Учитывая, что диафрагмы жесткости представляют собой наиболее ответственные элементы конструкции каркаса, во многом определяющие общую надежность сооружения, его конструктивные и экономические качества, остановимся более подробно на расчете диафрагм.
В главе 8 при рассмотрении расчета > несущих стен, ослабленных проемами, j приведена методика, которая полностью 11 может быть использована для расчета 1! связевых диафрагм. Ниже приводится достаточно простой и достоверный метод расчета диафрагм, ослабленных регулярно расположенными проемами, предложенный А. Р. Ржаницыным, и выполненные в Моспроекте в развитие этого метода дальнейшие упрощения, благодаря которым удалось получить готовые табличные значения для определения
ряда величин, что позволяет избежать громоздких и трудоемких вычислений.
4. Расчет диафрагм с проемами по методу А. Р. Ржаницына
В основу метода расчета диафрагм положены следующие предпосылки: диафрагма жестко заделана в фундаменте; диафрагма является упругим телом с жесткими соединениями ее элементов; ползучесть материала учитывается косвенно путем введения в расчет соответствующих жесткостей элементов; сечения диафрагмы одинаковы по высоте; ригели диафрагмы (перемычки) нерастяжимые и работают в основном на изгиб; вертикальная нагрузка принимается постоянной по всей высоте диафрагмы. Неодинаковая по высоте ветровая нагрузка заменяется эквивалентной по изгибающему моменту равномерно распределенной, что незначительно снижает точность расчета.
Рассматриваемый метод основан на замене перемычек непрерывно распределенными по высоте связями, эквивалентными по своему действию перемычкам. Закон плоских сечений в составной диафрагме нарушается; он остается справедливым только для отдельных ветвей.
Диафрагма с проемами подобна многоэтажной раме с ригелями-перемычками. За неизвестные удобно принять поперечные силы в перемычках или суммарную величину этих сил, начиная сверху, в каком-либо сечении. Зная поперечные силы в перемычках, легко найти усилия в любом сечении диафрагмы, прогибы и повороты, так как задача становится статически определимой.
Если пилоны одинаковы, т. е. Ц = = 72 = 7; Е1 = Е2 = Е; Li = L2 = L, то формула (13.35) примет вид:
₽=/+ (13-35а)
Введем далее обозначение
3 . _ДЩд_ (13.36) Y 4 азМВ1 + в2/ 1 k
Можно дать выражение для определения поперечной силы в перемычках:
Q^qnh, (13.37)
229
где qn — средняя в пределах данного этажа вертикальная погонная касательная сила в Т/м:
рз Г ' chp
+ ₽t-- sh₽a], (13.38)
v х
гд eg—--—отношение расстояния от п
рассматриваемого сечения до верха диафрагмы к высоте диафрагмы.
В месте заделки диафрагмы в фундамент 5=1, следовательно,
Qn = -^-(shp-|3 + p-shp) = O’ Р®
где q — равномерно распределенная по высоте эквивалентная ветровая нагрузка в Т/пог. м (рис. 13.6,a); Bi и В2 — изгибная жесткость каждого пилона относительно своей собственной оси, проходящей через центр тяжести сечения каждого пилона (п. т.):
Bi — EJi, В2 = EJ2‘
Li и L2 — расстояния от середины перемычки до центров тяжести пилонов:
Li -ф L2 — V;
а — половина длины перемычки; /1 и /2 — моменты инерции каждого пилона относительно своей собственной оси; £п и Е — модули упругости соответственно ригеля (перемычки) и диафрагмы; F\ и F2-—площади сечения пилонов диафрагмы.
Характер изменения поперечных сил в перемычках при 0,5 15 показан
на рис. 13.6, б.
Прогиб диафрагмы в любом сечении определяется выражением
2 (Bi + В2) k 12 3'4/
_____2yH6v .
₽4Bi+B2) ’
/ F(shP~ Р) sh pg+l+pshp _ ch
L p2chp p2
+ ^-(^-45+3)+^--^]. (13.39)
Прогиб верха диафрагмы (5=0) __ ________2yHev
У"акс 8(Вх + В2) р4 (Вх + В2) xp + pshp__X п (1з.40>
к р2 ch р Р2 24 2 > v
Суммарная вертикальная сдвигающая сила в шве в любом сечении диафрагмы, равная сумме поперечных сил во всех перемычках, расположенных выше рассматриваемого сечения,
т = ~~~ IW - ₽) - ch₽5 +
(13.41)
2
Очевидно, что нормальная продольная сила, которая действует в каждом пилоне, равна М=±Г(зЬ|3—синус гиперболический, ch (3 —косинус гиперболический) .
Изгибающий момент, действующий на каждую ветвь диафрагмы, определяется формулами: для первой ветви -
Мг = —;
1 Bi + B2 k 2 J для второй ветви М2 = —— С EEL _ Tv\.
s В1 + В2 к 2 /
Очевидно, что
Mi + М2 + Tv =
(13.42)
Для облегчения расчетов в табл. 13.2 приведены значения коэффициентов для вычисления величин Т и Q и прогиба f. Максимальное значение суммарной сдвигающей силы (в основании диафрагмы)
т„.„ = -------------------- Кт. (13.43)
ci "г с2 Ji ,
. U v v---------FiF2
Для симметричной диафрагмы, когда /?1 = )72=Л' Л=./2=/, это выражение принимает вид:
"ЗЛ4>
230
Таблица 13.2
Коэффициенты К, К
Т Q j
₽ 0,5 0,8 1 1,5 2 2,6 3 3.6
кт 0,0570 0,1283 0,1807 0,3042 0,4031 0,4914 0,5368 0,5912
Kq 1.3 1.3 1.3 1.3 1.3 1.3 1,3 1,4
Kf 0,0838 0,1978 0,2772 0,4594 0,5969 0,7094 0,7614 0,8175
Продолжение
₽ 4 5 6 7 8 10 12 15
0,6208 0,6790 0,7220 0,7551 6*7814 0,8200 0,8472 0,8755
KQ 1,4 1,5 1,5 1,6 1,6 1,7 1,8 1,8
0,8448 0,8914 0,9198 0,9384 0,9512 0,9672 0,9764 0,9844
Максимальное значение поперечной силы в перемычке
= (13.45)
л х
Максимальный прогиб диафрагмы (наверху)
..(ШШЪ)
I .
где
f qHi
10 8(В1 + Ва) '
(13.46)
(13.47)
Для симметричной диафрагмы
h __ L*F К 16В k1 J + L2F f,
(13.48)
Расчет диафрагм с одним рядом проемов при различных сочетаниях внешних нагрузок
Существующие методы расчета диафрагм с проемами достаточно трудоемки, особенно для тех случаев, когда приходится рассчитывать диафрагмы на различные виды загружений.
231’
В связи с этим для практики проектирования представляют интерес предложения по упрощению техники расчетов. Ниже приводится такой метод (формулы и таблицы) расчета наиболее распространенного типа двухветвенных диафрагм на различные виды загружений (рис. 13.7), разработанный в Моспроекте1.
Расчетные формулы, а также таблицы коэффициентов, составленные для различных нагрузок и жесткостей диафрагм, позволяют проектировщикам достаточно быстро получить нужные величины перерезывающих и нормальных сил, изгибающего момента и горизонтального прогиба на любом уровне 1=~ диаф-н рагмы.
Основные положения для расчета приняты в соответствии с «Теорией составных стержней строительных конструкций» А. Р. Ржаницына (1948 г.).
Расчетные величины усилий и деформаций определены ~
удобства вывода при составлении уравнений за неизвестное принят при действии внешних горизонтальных нагрузок угол поворота 0„,- диафрагмы.
Решение составленных уравнений выполнено на электронной вычислительной машине «Минск-22».
В табл. 13.3—13.4 приведены окончательные формулы и значения коэффициентов для определения величин перерезывающих сил, изгибающих моментов и прогибов двухветвенных диафрагм при различных видах внешних воздействий (см. рис. 13.7).
Формулы для определения усилий и деформаций при действии в одной из ветвей поэтажных вертикальных сил, приложенных к центру тяжести сечения ветви (рис. 13.7, ж):
перерезывающая сила в перемычках пг — Дг h Г' + m изгибающий момент
Л4^ = ^ р tops
методом сил. Для расчетных формул дифференциальных
т(л
1 Работа выполнена инж. В. Е. Сно.
прогиб верха диафрагмы г, ДгЯ „ / р м\
Значения расчетных коэффициентов берутся из табл. 13.9—13.11.
Формулы для определения усилий и деформаций в двухветвенной диафрагме при внешнем сосредоточенном моменте, приложенном в ее вершине (рис. 13.7, в): перерезывающая сила в перемычках
vH
где
М _ е‘$ — е ‘V е& + ё~
(13.61)
изгибающий момент
М™ = Мы — М% = м (1 — спф1); (13.62) прогиб верха диафрагмы
fM _ гм__ гм —
11 ~~ lb i I pi ~
=JKr(-T~cyi'Y <13-63> 1,2 \ /
Решение уравнений для определения 1 I2
гп(Л, У?1, К.?1 к — выполнено для различ-
--- Г1 2
ных значений Р = 0,5-н 43 при 1 = 0-ы 1, а их значения приведены в табл. 13.9— 13.11.
Формулы при вертикальной силе S, действующей в центре тяжести вершины одной из ветвей (рис. 13.7, г):
перерезывающая сила в перемычках
(13-64)
изгибающий момент
= (13-65>
прогиб верха диафрагмы
- 4- НеК? , (13.66)
F — площадь горизонтального сечения нагруженной ветви.
Значения коэффициентов КУ и тУ приведены в табл. 13.9—13.11.
232
Таблица 13.3
Перерезывающие силы в перемычках при равномерно распределенной нагрузке (рис. 13.7, а) PHh
epi=-^~cl<? I (13.49)
A)f=— [(1 — N„) e£p + (V„e-zp — (1 — О] . где (V = —)
B p> P J ₽ е₽+е-ц pe₽ J
₽ К % при i = - К х п = Н
0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 о ,5 | о,6 0.7 0,8 0,9 1,0
0,5 0,00000 0,01058 0,01894 0,02535 0,03007 0,03337 0,03549 0,03671 0,03727 0,03742 0,03742
1,0 0,00000 0,03520 0,05375 0,08393 0,09794 0,10694 0,11199 0,11417 0,11448 0,11394 0’11354
1,5 0,00000 0,08768 0,11660 0,15011 0,17123 0,18268 0,18698 0,18647 0,18341 0,17997 О; 17834
1,75 0,00000 0,08414 0,14323 0,18216 0,20518 0,21608 0,21827 0,21468 0,20887 О;20314 0,20057
2,0 0,00000 0,10078 0,16949 0,21290 0,23575 0,24603 0,24512 0,23798 0,22836 0,21988 0,21621
2,5 0,00000 0,13430 0,22048 0,27026 0,29654 0,29654 0,28726 0,27089 0,25269 0,23780 0,23157
3,0 0,00000 0,16776 0,25912 0,32234 0,34132 0,33684 0,31756 0,29082 0,26323 0,24139 0,'23936
4,0 0,00000 0,23316 0,35821 0,41161 0,41826 0,39544 0,35566 0,30869 0,26314 0,22781 О;2I32I
6,0 0,00000 0,35171 0,50003 0,53710 0,51373 0,45837 0,38756 0,31214 0,24122 0,18559 0,16170
6,0 0,00000 0,45075 0,59830 0,60974 0,56026 0,48397 0,39685 0,30761 0,22351 0,15527 О', 12433
10,0 0,00000 0,53213 0,65470 0,65030 0,58193 0,49354 0,39935 0,30406 0,21319 0,13664 О'09890
12,0 0,00000 0,59881 0,70929 0,67269 0,59183 0,49773 0,39993 0,30203 0,20741 0,12482 о;08245
15,0 0,00000 0,67687 0,75021 0,68889 0,59753 0,49940 0,40006 0,30078 0,20363 0,11630 0,07307
20,0 0,00000 0,76466 о, /816» 0,69752 0,59966 0,49995 0,39999 0,30000 0,20000 0,10000 0^00000
40,0 0,00000 0,88168 0,79966 0,69999 0,60000 0,50000 0,40000 0,30000 0,20000 0,10000 0^00000
43,0 0,00000 0,88643 0,79982 0,70000 0,60000 0,50000 0,40000 0,30000 0,20000 0,10000 о;00000
Таблица 13.4
Изгибающий момент в ветвях при равномерно
распределенной нагрузке (рис. 13.7, а)
t = pH2 [ф'р — .
т? = 4-Г(1— N )eZ₽ — N e~zp+~ 1 4-ф' ; ф' ‘ р [' Р> Р р ] Р Р
(13.50)
1 — 2i + 12
2
к 1 = е= п Н 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Ф р 0,50 0,405 0,320 0,245 0,180 0,125 0,080 0,045 0,020 0,005 0,00
0,5 0,02849 0,02794 0,02645 0,02422 0,02143 0,01825 0,01480 0,01118 0,00748 0,00374 0,00000
1 0,09035 0,08846 0,08340 0,07596 0,06682 0,05654 0,04556 0,03424 0,02279 0,01137 о’00000
1,5 0,15208 0,14853 0,13917 0,12572 0,10956 0,09180 0,07326 0,05456 0,03605 О',01789 о’00000
1,75 0,17844 0,17401 0,16245 0,14603 0,12655 0,10540 0,08362 0,06193 0,04073 0)02015 0,00000
2,0 0,20154 0,19620 0,18245 0,16314 0,14052 0,11628 0,09165 0,06746 0,04414 0,02175 0 00000
2,5 0,23926 0,23209 0,21400 0,18921 0,16085 0,13124 0,10197 0,07402 0,04785 0^02337 о’00000
Коэффи - 3,0 0,26839 0,25936 0,23704 0,20713 0,17371 0,13965 0,10684 0,07639 0,04870 О; 02355 0 00000
циент тр. 4,0 0,31038 0,29763 0,26733 0,22836 0,18656 0,14569 0,10803 0)07479 0,04625 0^02183 0,00000
при зна- 6,0 0,36098 0,34115 0,29733 0,24481 0,19190 0,14311 0,10074 0,06575 0,03816 0 01701 0 00000
чении 3 8,0 0,39061 0,36444 0,31036 0,24923 0,19040 0,13805 0,09396 О;05875 о;03227 0’01353 0 00000
10,0 0,41000 0,37821 0,31646 0,25001 0,18814 0,13426 0,08957 О'05441 0,02861 0'01131 о’00000
12,0 0,42361 0,38384 0,31938 0,24967 0,18625 0,13172 0,086826 О; 05174 0,02632 0’00987 о;00007
15,0 0,43778 0,39457 0,32113 0,24870 0,18428 0,12940 0,08442 0,04939 0,02420 0,00836 0 00043
20,0 0,45250 0,40073 0,32158 0,24737 0,18248 0,12750 0,08250 О;04750 0;02250 0,'00750 0 00250
40,0 0,4/562 0,40517 0,32062 0,24562 0,18062 0,12563 0,08063 0,04562 0,02062 О;00563 0 00062
43,0 0,47729 0,4U523 0,32054 0,24554 0,18054 0,12554 0,08054 0,04554 0,02054 0,00554 0,00054
16—959
233
Таблица 13.5
Горизонтальный прогиб при равномерно распределенной нагрузке (рис. 13.7, а)
1 6i2—4?
Ki= рГ [(1 - е‘₽ - NP е'ф - + (2NP ~l)]+№Pdi- ^Pdi= —й
(13.51)
к 1 = е= п X н ~ 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1.0
№pdi 0,00 0,002 0,009 0,018 0,030 0,040 0,059 0,070 0,092 0,108 0,125
0,5 0,00000 0,00014 0,00056 0,00125 0,00217 0,00331 0,00464 0,00611 0,00769 0,00935 0,01104
1,0 0,00000 0,00045 0,00178 0,00395 0,00687 0,01046 0,01461 0,01922 0,02417 0,02935 0,03465
1,5 0,00000 0,00076 0,00300 0,00662 0,01150 0,01748 0,02437 0,03200 0,04017 0,04879 0,05741
1.75 0,00000 0,00089 0,00351 0,00775 0,01345 0,02042 0,02844 0,03729 0,04677 0,0о665 0,06673
2,0 0,00000 0,00100 0,00396 0,00874 0,01515 0,02296 0,03193 0,04182 0,05238 0,06339 0,07462
2,5 0,00000 0,00119 0,00489 0,01033 0,01785 0,02699 0,03743 0,04890 0,06111 0,07380 0,03672
Коэффи- З.о 0,00000 0,00133 0,00525 0,01153 0,01988 0.02997 0,04145 0,05400 0,08732 0,08113 0,09518
циент К? М, 4,0 0,00000 0,00154 0,00804 0,01321 0,02266 0,03398 0,04675 0,06061 0,07523 0,09030 0,10580
6,о 0,00000 0,00179 0,00697 0,01511 0,02570 0,03822 0,05217 0,08714 0,08277 0,09878 0,11497
при АНЯ-чриии (4 8,0 0,00000 0,00193 0,00748 0,01613 0,02727 0,04032 0,05478 0,07015 0,08813 0,10245 0,11890
10,0 0,00000 0,00202 0,00780 0,01674 0,02818 0,04151 0,05620 0.07178 0,08792 0,10435 0,12090
12,0 0,00000 0,00208 0,00801 0,01713 0,02875 0,04224 0,05706 0,07278 0,08897 0,10546 0,12206
15,0 0,00000 0,00215 0,00821 0,01750 0,02927 0,4290 0,05787 0,07361 0,08990 0,10643 0,12305
20,0 0,00000 0,00221 0,00841 0,01782 0,02972 0,04346 0,05848 0,07433 0,09066 0,10723 0,12388
40,0 0,00000 0,00229 0,00864 0,01819 0,03022 0.04405 0,05915 0,07507 0,09145 0,10804 0,12470
43,0 0,00000 0,00230 0,00865 0,01821 0,03024 0,04408 0,05919 0,07510 0,09149 0,10808 0,12474
2
Перерезывающие силы в
ригелях при треугольной
нагрузке (рис. 13.7, б)
Таблица 13.6
(У.= ^pl V (13.52)
1 — i2 1 1 д, _ ( 1 , 1 _ О
2 r P2 J ’ ? e? 4-e~pe13 2 p2 /
P A'^ при r = К x h ~ H
0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
0,5 0,00000 0,00010 0,00041 0,00092 0,00180 0,00244 0,00341 0,00450 0,00567 0,00689 0,00816
l,o 0,00000 0,00033 0,00131 0,00289 0,00504 0,00769 0,01075 0,01416 0,01783 0,02167 0,02559
1,5 0,00000 0,00055 0,00219 0,00484 0,00843 0,01282 0,01701 0,02355 0,02960 0,03593 0,04239
1,75 0,00000 0,00085 0,00256 0,00566 0,00984 0,01497 0,02089 0,02743 0,03445 0,04178 0,04926
2,0 0,00000 0,00073 0,00288 0,00637 0,01107 0,01881 0,02343 0,03074 0,03851 0,04674 0,05507
2,5 0,00000 0,00086 0,00340 0,00751 0,01301 0,01972 0,02742 0,03590 0.04495 0,05437 0,06398
3,0 0,00000 0,00098 0,00379 0,00835 0,01445 0,02185 0,03031 0,03960 0,04948 0,05974 0,07019
4,0 0,00000 0,00110 0,00433 0,00951 0,01639 0,02467 0,03408 0,04433 0,05518 0,06640 0,07781
6,0 0,00000 0,00126 0,00494 0,01078 0,01844 0,02757 0,03784 0,04892 0,08055 0,07250 0,08460
8,0 0,00000 0,00135 0,00526 0,01143 0,01946 0,02898 0,03960 0,05100 0,06290 0,07509 0,08740
10,0 0,00000 0,00140 0,00546 0,01181 0,02005 0,02975 0,04055 0,05211 0,06414 0,07643 0,08882
12,0 0,00000 0,00144 0,00558 0,01205 0,02041 0,03023 0,04113 0,05277 0,06487 0,07720 0,08964
15,0 0,00000 0,00148 0,00571 0,01227 0,02073 0,03085 0,04163 0,05334 0,06549 0,07787 0,09033
20,0 0,00000 0,00151 0,00582 0,01247 0,02101 0,03100 0,04205 0,05382 0,06601 0,07842 0,09090
40,0 0,00000 0,00156 0,00595 0,01269 0,02131 0,03138 0,04249 0,05431 0,06654 0,07897 0,09147
43,0 0,00000 0,00156 0,00596 0,01270 0,02132 0,03139 0,04251 0,05433 0,06657 0,07900 0,00419
234
Таблица 13.7
Изгибающий момент в ветвях при треугольной нагрузке (рис. 13.7,6) - i [(т - V" + у] + <;
(13.53)
a li н 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
0,333 0,284 0,235 0,188 0,144 0,104 0,069 0,041 0,019 0,005 0,00'
0,5 0,00000 0,00719 0,01316 0,01797 0,02189 0.02441 0,2626 0,02738 0,02792 0,02809 0,02810
1,о 0,00000 0,02421 0,04384 0,04384 0,07031 0,07808 0,08288 0,08532 0,08807 0,08584 0,08582
1 5 0,00000 0,04461 0,07909 0,10456 0,12214 0,13302 0,13847 0,13985 0,13865 0,13653 0,13537
1,75 0,00000 0,0597 0,09845 0,12619 0,14585 0,15712 0,18173 0,18150 0,15843 0,15473 0,15288
2 0,00000 0,06526 0,11332 0,14668 0,16771 0,17865 0,18174 0,17931 0,17388 0,18823 0,16556
Коэффи- j з 0,00000 0,08554 0,14540 0,18429 0,20823 0,21479 0,21333 0,20523 0,19405 0,18381 0,17920
циснт з,о 0,00000 0,10529 0,17532 0,21779 0,21779 0,23883 0,24352 0,23838 0,20408 0,18873 0,18195
4,0 0,00000 0,14287 0,22879 0,27410 0,29022 0,28543 0,26625 0,23849 0,20818 0,182.58 0,17131
при 8,0 0,00000 0,20853 0,31123 0,35158 0.35387 0,33193 0,29432 0,24749 0,19818 0,15591 0,13655
значении 8,0 0,00000 0,26181 0,36678 0,30589 0,38566 0.35279 0,30548 0,24891 0,18877 0,13511 0,10905
3 10,0 0,00000 0,30475 0,40372 0,42070 0,40127 0,38237 0,31062 0,24953 0,18337 0,12172 0,08096
12,0 0,00000 0,39955 0,42833 0,43460 0,40906 0,36704 0,31337 0,25022 0,18059 0,11316 0,07642
15,0 0,00000 0,37998 0,45088 0.44505 0,41434 0 37032 0,31588 0,25129 0,17889 0,10550 0,06253
20,0 0,00000 0,42517 0,46839 0,45127 0,41733 0,37248 0,31750 0,25250 0,17750 0,09250 0,00250
40,0 0,00000 0,48523 0,47921 0,45437 0,41037 0,37437 0,31038 0,25438 0,17937 0,09437 о.о
43,0 0,00000 0,48768 0,47937 0,45466 0,41946 0,37446 0,31946 0,25448 0,17946 0,09446
Таблица 13.8
Горизонтальный прогиб при треугольной нагрузке (рис. 13.7,6)
-Si,2 ’
(13.54)
„ 1 Г/ 1 1 \ -га 3i— i2 i / 1 1 \"l j.
ij°i = — — — — — N ] eeP — N e~‘P — 6-------------------------+ — + 21V + — — — + Г Ф„ di;
1 рз 2 p2 о! ч н 6 p \ 4 p2 2 /] J ?
i5— lOi3 +20/2
I’ Ф di ---------------------
J ч 120
. /< 1 = — ~ п X _ Н 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0.5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
фч 0,00 0,0018 0,0060 0,0128 0,0214 0,0310 0,0426 0,0545 0.0667 0,0743 0,0917
0,5 0,02088 0,02051 0,01948 0,01791 0,01592 0,01361 0,01107 0,00838 0,00581 0,00281 0,00000
1,0 0,06608 0,06482 0,06138 0,05820 0,04970 0,04225 0,03418 0,02578 0,01717 0,00857 0,00000'
1,5 0,11088 0,10858 0,10229 0,09304 0,08184 0,06884 0,05522 0,04128 0,02734 0,01358 0,00000
1,75 0,12986 0,12699 0,11932 0,10809 0,09441 0,07920 0,08321 0,04702 0,03101 0,01535 0,00000
2,0 0,14638 0,14296 0,13390 0,12079 0,10497 0,08758 0,08951 0,05142 0,03375 0,01665 0,00000
Коэффи- 2,5 0,17308 0,18855 0,15681 0,14017 0,12052 0,09937 0,07789 0,05892 0,03695 0,01808 0,00000
цнент 3,0 0,19331 0,18771 0,17342 0,15351 0,10634 0,08227 0,03803 0,03803 0,03803 0,01843 0.00000
4,0 0,22174 0,21404 0,19508 0,18983 0,14121 0,11228 0,08460 0,05032 0,03899 0,01753 0,00000
yf при 8,0 0,25449 0,24292 0,21627 0,18275 0,14721 0,11278 0,08134 0,05420 0,03193 0,01434 0,00000
значении 8,0 0,27278 0,25784 0,22554 0 18697 0,14765 0,11058 0,07757 0,04980 0,02792 0,011639 0,00000'
10,0 0,28433 0,26647 0,23003 0,18838 0,14708 0,10877 0,07503 0,04896 0,02529 0,01015 0,00000
12,0 0,29225 0,27182 0,23233 0,18879 0.14643 0,10752 0,07341 0,04516 0,02359 0,00899 0,00000
15,0 0,30030 0,27657 0,23391 0,18880 0,14570 0,10837 0,07198 0,04356 0,02199 0,00788 0,00000
20,0 0,30846 0,28038 0,23471 0,18852 0,14499 0,10542 0,07083 0,04225 0,02067 0,00708 0,00250
40,0 0,32085 0,28333 0,23479 0,18802 0,14425 0,10448 0,06971 0,04094 0,01917 0,00539 0,00063
43,0 0,32172 0,28340 0,23477 0,14422 0,10444 0,10444 0,06966 0,04088 0,01910 0,00532 0,00054
16*
235'
Таблица 13.9
“Перерезывающие силы в перемычках при действии вертикальной силы, приложенной в центре тяжести ветви (рис. 13.7, в, г) пм мь h м Qpi^~ ~^CKi • (I3-55>
e‘fi _ e-'T e® + ё~
Af = ₽
(3 Д'" при i — К X п = Н
0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0.7 0,8 0,9 1,0
0,5 0,00000 0,02218 0,04441 0,06676 0,08927 0,11201 0,13503 0,15838 0,18213 0,20634 0,23106
1,0 0,00000 0,06491 0,13048 0,19735 0,26619 0,33770 0,41259 0,49160 0,57554 0,66524 0,76159
1,5 0,00000 0,09601 0,19418 0,29672 0,40596 0,52435 0,65455 0,79951 0,96250 1,14718 1,35772
1,75 0,00000 0,10384 0,21088 0,32439 0,44785 0,58507 0,74025 0,91816 1,12426 1,36488 1,64741
2,0 0,00000 0,10703 0,21836 0,33845 0,47212 0,62474 0.80244 1,01233 1,26286 1,56407 1,92806
2,5 0,00000 0 10298 0,21244 0,33524 0,47910 0,65307 0,86806 1,13759 1,47859 1,91249 2,46654
3,0 0,00000 0,09074 0,18971 0,30589 0,44980 0,63449 0,87672 1,19845 1,62885 2,20695 2,98516
4,0 0,00000 0,06017 0,13009 0,22110 0,34796 0,53125 0,80067 1,19992 1,79373 2,67838 3,99732
6,0 0,00000 0,01894 0,04490 0,08751 0,16259 0,29798 0,54390 0,99156 1,80703 3,29278 5,99993
8,0 0,00000 0,00477 0,01275 0,02934 0,06573 0,14648 0,32608 0,72573 1,61517 3,59463 8,00000
10,0 0,00000 0,00107 0,00329 0,00910 0,02478 0,06738 0,18316 0,49787 I,35335 3,67879 10,00000
12,0 0,00000 0,00022 0,00081 0,00270 0,00900 0,02975 0,09876 0,32788 1,08862 3,61433 12,00000
15,0 0,00000 0,00002 0,00009 0,00041 0,00185 0,00830 0,03718 0,16663 0,74681 3,34695 15,00000
20,0 0,00000 0,00000 0,00000 0,00002 0,00012 0,00091 0,00671 0,04958 0,36631 2,70671 20,00000
40,0 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00025 0,01342 0,73263 40,00000
43,0 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00000 0,00011 0,00792 0,58345 43,00000
Таблица 13.10
Изгибающий момент в ветвях при действии вертикальной силы, приложенной к центру тяжести ветви (рис. 13.7, в, г)
Мы = Мь(\— cmf} ;
(13.56)
т"= 1
е*Р+е-«>
+ е~&
II 31* __ X Н 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
фм 1,0 1.0 1.0 1.0 1,0 1,0 1,0 1.0 1.0 1,0 1.0
0,5 0,11318 0,11207 0,10874 0,10319 0,09539 0,08532 0,07297 0,05831 0,04128 0,02187 0,00000
1,0 0,34870 0,33894 0,32256 0,29941 0,26924 0.26924 0,23175 0,18658 0,13327 0,07128 0,00000
1,5 0,57490 0,57011 0,55563 0,53113 0,49606 0,44964 0,39080 0,31823 0,23030 0,12501 0,00000
1,75 0,65264 0,65746 0,64176 0,61507 0,57656 0,52504 0,45894 0,37623 0,27437 0,15023 0,00000
2,0 0,73420 0,72886 0,71265 0,68490 0,64451 0,58986 0,51872 0,42829 0,31490 0,17403 0,00000
^Коэффи- 2,5 0,83693 0,83181 0,81612 0,78887 0,74837 0,69205 0,61639 0,51663 0,38649 0,21782 0,00000
циент 3,0 0,90067 0,89617 0,88225 0,85765 0,82015 0,76634 0,69134 0,58835 0,44804 0,25698 0,00000
М 4,0 0,96338 0,96041 0,95102 0,93370 0,90562 0,85223 0,79651 0,69779 0,55008 0,32940 0,00000
,mi при 6,0 0,99504 0,99412 0,99102 0,98459 0,97245 0,95009 0,90921 0,83466 0,69879 0,45118 0,00000
значении 8,0 0,99933 0,99910 0,99827 0,99627 0,99176 0,98168 0,95924 0,90928 0,79810 0,55067 0,00000
10,0 0,99991 0,99986 0,99966 0,99909 0,99752 0,99326 0,98168 0,95021 0,86466 0,63212 0,00000
12,0 0,99999 0,99998 0,99993 0,99977 0,99925 0,99752 0,99177 0,97268 0,90928 0,60881 0,00000
15,0 1,00000 1,00000 0,99997 0,99988 0,99945 0,99752 0,98889 0,95021 0,77687 0,77687 0,00000
20,0 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 0,99999 0,99995 0,99996 0,99752 0,98168 0,86466 0,00000
40,0 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 0,99999 0,99966 0,98168 0,00000
43,0 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 0,99982 0,98643 0,00000
236
Таблица 13.И1
Горизонтальный прогиб диафрагм при действии вертикальной силы, приложенной к центру тяжести-ветви (рис. 13.7, в, г)
,м МЬН* *4,2 ( 2 —сК™ j; (13.57)
р л, 2 — ez₽ — е~^ Р ----------------------------------_1_ —
J РМ ai = 2 ’ ‘ ‘ р2 ( + е
К i~ = п Н 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
J ФМ di | 0,00 I 0,005 | 0,020 | 0,045 | 0,080 | 0,125 0,180 0,245 0,320 0,405 0,500
0,5 0,00000 0,00057 0,00225 0,00502 0,00887 0,01357 0.01917 0,02550 0,03241 0,03974 0,04728
1,0 0,00000 0,00176 0,00700 0,01562 0.02746 0,04229 0,05981 0,07964 0,10132 0,12434 0,14805
1,5 0,00000 0,00287 0,01143 0,02555 0,04496 0.06933 0,09818 0,13092 0.16684 0,20505 0,24449
1,75 0,00000 0,00331 0,01318 0,02547 0,05189 0,08007 0,11349 0,15148 0,19322 0,23768 0,28363
2,0 0,00000 0,00366 0,01461 0,03268 0,05757 0,08891 0,12613 0.16852 0,21518 0,26496 0 31645
2,5 0,00000 0,00418 0,01667 0,03731 0,06583 0,10182 0 14471 0,19375 0,24793 0,30594 0,36609
Коэффи- 3,0 0,00000 0.00450 0,01795 0,04022 0,07105 0,11007 0,15674 0,21030 0,26971 0,33356 0,39993
„м 4,0 0,00000 0,00481 0,01923 0,04314 0,07639 0,11868 0,16957 0,22840 0,29417 0,36538 0,43979*
6,0 0,00000 0,00497 0,01989 0,04471 0.07937 0,12375 0,17762 0,24055 0,31177 0,38989 0,47236'
чении 3 8,0 0,00000 0,00499 0,01998 0,04495 0,07988 0,12472 0,17937 0,24359 0,31686 0,39799 0,48439
10,0 0,00000 0,00500 0,02000 0,04599 0,07998 0,12493 0,17982 0,24450 0.31865 0.40132 0,49000'
12,0 0,00000 0,00500 0,02000 0,04500 0,08000 0,12498 0,17994 0,24481 0,31937 0,40291 0,49306'
15,0 0,00000 0,00500 0,02000 0,04500 0,08000 0,12500 0,17999 0,24495 0,31978 0,40401 0,49556'
20,0 0,00000 0,00500 0,02000 0,04500 0,08000 0,12500 0,18000 0,24499 0,31995 0,40466 0,49750
40,0 0,00000 0,00500 0,02000 0.04500 0,08000 0,12500 0,18000 0.24500 0,32000 0,40499 0,49938
43,0 0,00000 0,00500 0,02000 0,04500 0,08000 0,12500 0,18000 0,24500 0,32000 0,40499 0,49946
Таблица 1'3.12-
Перерезывающие силы в перемычках при действии сосредоточенной силы, приложенной к верху диафрагмы (рис. 13.7, д)
Qpi =
р V
(13.581)
=-[(*- NP) + np ~ *] •- = -у——з
«Г X при 7= п X Н
0,00 0,1 0,2 0,3 | 0,4 | 0,5 0,6 1 °.7 | 0,8 | 0,9 I 1.0
0,5 0,00000 0,02187 0,04128 0.05831 0,07297 0,08532 0,09539 0,10319 0,10874 0,11207 0,11318
1,0 0,00000 0,07128 0,13327 0,18658 0,23175 0,26924 0,29941 0,32256 0,33894 0,34870 0,35195
1,5 0,00000 0,12501 0,23030 0,31823 0,39080 0,44964 0,49606 0,53113 0,55563 0*57011 0,57490
1,75 0,00000 0,15023 0,27437 0,37623 0,45894 0,52504 0,57656 0,61507 0,64176 О',65746 0,66264
2,0 0,00000 0,17403 0.31490 0,42829 0,51872 0,58985 0,64451 0,68490 0,71265 0,72886 0 73420“
2,5 0,00000 0,21782 0,38649 0,51663 0,61639 0,69205 0,74847 0,78887 0,81612 0^83181 0183693'
3,0 0,00000 0,25768 0,44804 0,58835 0,69134 0,76634 0,82015 0.85765 0,88225 1 0.89617 0,90067
4,0 0,00000 0,32940 0,55008 0,69779 0,79651 0,86223 0,90562 0,93370 0,95102 0196041 0196338
6,0 0,00000 0,45118 0,69879 0,83466 0,90921 0,95009 0,97245 0,98459 0,99102 0,99412 0,99504
8,0 0,00000 0,55067 0,79810 0,90928 0,95924 0,98168 0,99176 0,99627 0,99827 0,99910 0199933
10,0 0,00000 0,63212 0,86466 0,95021 0,98168 0.99326 0,99752 0,99909 0,99966 0.99988 0.99995
12,0 0,00000 0,69881 0,90928 0,97268 0,99177 0,99752 0,99925 0,99993 0,99993 0’99998 0,99999
15,0 0,00000 0,77687 0,95021 0,98889 0,99752 0,99945 0,99988 0,99997 0,99999 1,00000 1,00000
20,0 0.00000 0,86466 0,98168 0,99752 0,99966 0.99995 0,09999 1,00000 1,00000 1.000С0 1,00000
40,0 0,00000 0,98168 0,99999 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000
43,0 0,00000 0,98643 0,99982 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000 1,00000
Таблица 13.13
Горизонтальный прогиб при сосредоточенной силе, приложенной к верху диафрагмы (рис. 13.7, д)
р PH3 /Г р \
& =-------(^pdi-cK?);
В1,2
(13.59)
Л? = — 1 1 ₽3 [(1 - Нр] - Нр е-^ + (21Vp - 1)] + J <Ppdi; №pdi = -°-
К i — = п Н 0,00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 о,6 0,7 0,8 0,9 1,0
С Ф di J Р 0,00 0,005 0,019 0,041 0,069 0,104 0,144 0,188 0,235 0,284 0,333
0,5 0,00000 0,00038 0,00150 0,00334 0 00584 0,00893 0,01255 0,01659 0,02097 0,02556 0,03027
1,0 0,00000 0,00119 0,00472 0,01049 0 01834 0,02806 0,03940 0,05208 0,06578 0,08018 0,09493
1,5 0,00000 0,00198 0,00785 0,01743 0,03045 0,04656 0,06534 0,08630 0,10895 0,13273 0,15708
1,75 0,00000 0,00230 0,00914 0,02029 0,03544 0,05417 0,07598 0,10033 0,12661 0,15420 0,18245
2,0 0,00000 0,00258 0,01024 0,02273 0,03968 0,06062 0,08500 0,11218 0,14152 0,17231 0,20384
2,5 0,00000 0,00302 0,01196 0,02652 0,04625 0,07059 0,09888 0,13039 0,16437 0,20000 0,23648
Коэффи- з.о 0,00000 0,00333 0,01319 0,02922 0,05092 0,07763 0,10863 0,14313 0,18029 0,21923 0,25908
р циент Ki 4,0 0,00000 0,00374 0,01477 0,03268 0,05682 0,08646 0,I2076 0,15883 0,19977 0,24263 0,28645
при зна- 6,0 0,00000 0,00414 0,01635 0,03608 0,06243 0,09468 0,13184 0,17295 0,21704 0,26311 0,31019
чении 3 8,0 0,00000 0,00435 0,01710 0,03759 0,06496 0,09827 0,13656 0,17884 0,22412 0,27139 0,31966
10,0 0,00000 0,00447 0,01753 0,03845 0,06632 0,10016 0,13900 0,18183 0,22767 0,27550 0,32433
12,0 0,00000 0,00454 0,01780 0,03898 0,06713 0,10127 0,14041 0,18355 0,22969 0,27783 0,32697
15,0 0,00000 0,00462 0,01806 0,03946 0,06785 0,10224 0,14163 0,18502 0,23141 0,27980 0,32919
20,0 0,00000 0,00469 0,01829 0,03987 0,06846 0,10304 0,14263 0,18621 0,23279 0,28138 0,33096
40,0 0,00000 0,00479 0,01856 0,04033 0,06910 0,10387 0,14364 0,18741 0 23418 0,28295 0,33272
43,0 0 00000 0,00479 0 01857 0,04035 0,06913 0,10391 0,14369 0,18747 0,23425 0,28303 0,33281
Таблица 13.14
Изгибающий момент в ветвях при сосредоточенной силе, приложенной к (рис. 13.7, ж)
= PH [Фр - cmf):
центру тяжести диафрагмы
(13.60)
< = у [(1 - М - Up + Фр ; Фр = 1 - i
К i == = п Ф р Н 0,00 0J 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1.0
1.0 0,90 0,80 0,70 0,60 0,50 0,40 0,30 0,20 0,10 0,00
0,5 0,07577 0,07465 0,07147 0,06647 0,05989 0,05196 0,04290 0,03296 0,02234 0,01128 0,00000
1,0 0,23841 0,23476 0,22446 0,20840 0,18741 0,16230 0,13381 0,10265 0,06952 0,03509 0,00000
1,5 0,39657 0,39014 0,37222 0,34466 0,30909 0,26696 0,21957 0,16812 0,11370 0,05733 0,00000
1,75 0,46207 0,45432 0,43289 0,40019 0,35828 0,30896 0,19408 0,19408 0,13114 0,06609 0,00000
2,0 0,51799 0,50898 0,48428 0,44692 0,39939 0,34381 0,28197 0,21539 0,14541 0,07324 0,00000
2,5 0,60535. 0,59400 0,56343 0,51799 0,46111 0,39551 0,32334 0,24636 0,I660I 0,08352 0,00000
Коэффи- 3,0 0,66832 0,65478 0,61902 0,56884 0,50259 0,42950 0,35002 0,26601 0,17892 0,08992 0,00000
Р циент пц 4,0 0,75017 0,73260 0,68789 0,62500 0,54996 0,46680 0,37825 0,28618 0,19187 0,09624 0,00000
при зна- 6,о 0,83334 0,80853 0,74980 0,67246 0,48489 0,49172 0,39548 0,29757 0,19875 0,09947 0,00000
•чеиии 3 8,0 0,87500 0,84383 0 77476 0,68866 0,59491 0,49771 0,39897 0,29954 0,19980 0,09093 0,00000
10,0 0,90000 0,86321 0,78647 0,69502 0,59817 0,49933 0,39975 0,29991 0,19997 0,09999 0,00000
12,0 0,91667 0,87490 0,79244 0,69772 0,59931 0,49979 0,39994 0,29998 0,19999 0,10000 0,00000
15,0 0,93333 0,88512 0,79668 0,69926 0,59983 0,49996 0,39999 0,30000 0,20000 0,10000 0,00000
20,0 0,95000 0,89323 0,79908 0,69988 0,59998 0,49999 0,40000 0,30000 0,20000 0,10000 0,00000
40,0 0,97500 0,89954 0,79999 0,70000 0,60000 0,50000 0,40000 0,30000 0,20000 0,10000 0,00000
43,0 0,97674 0,89968 0,80000 0,70000 0,60000 0,50000 0,40000 0,30000 0,20000 0,10000 0,00000
238
Расчет несимметричной диафрагмы
Рассмотрим методику расчета несимметричной диафрагмы (см. рис. 13.6,5). Если разрезать ригель в середине, то взаимное расхождение его конца было бы равно:
2А = (о + С]) ф -р (а -р с2) ф = = (2а + q + с2) ф = иф.
Предполагается, что деформацией сжатия пилонов можно пренебречь. Поперечные силы в ригеле Q должны совместить его концы, поэтому
ЗВп ’
где Br,=EJn — изгибная жесткость перемычки.
Отсюда находим формулу для определения поперечной силы в перемычке:
Q = fa + C1 + С2 ) ф. (13.67)
Обозначая Ко= (а-\- С1 + Сз \
0 /з.Д 2 )
получим С'б
Q = K0(f, (13.68)
т. е. поперечная сила в перемычке опять пропорциональна углу поворота пилона.
Дальнейший ход вычислений может быть следующим. Рассматриваем пилон № 1 (см. рис. 13.6, г).
В первом приближении положим ф= = — = const. Тогда
Q = Ко -рт = const, п
где f — прогиб диафрагмы.
Момент, действующий на пилон № 1, от силы Q:
< = Q(a + C1) = ^(a + C1)/; п
Мг = Q(a + са) = (а + сг) f-п
Раскладывая эти моменты на пары горизонтальных сил с плечом, равным высоте этажа h; приходим к схеме, изображенной на рис. 13.6,г). Очевидно, что
р __ _ Ко (а -Р ci) г_К f-
1 h ~ Hh 1 — Л2/’
р ___~~ ____ Ко (fi -р С2) г _ К f
2 h ~ Hh / - 2/. где
1Z 1Z a 4* C1 ,, ZZ ZZ Й -p C2
Al — Ao “777 И Л2 — Ao •
Hh Hh
Определяем прогиб пилонов № 1 и 2 от сил, изображенных на рис. 13.6. г:
, qi Н1 ,Р 1
f = —---------------для пилона № 1;
8Bt ЗВХ
х q^H1 Т\Н3 ЛГ. с,
f = —---------------для пилона № 2.
8В2 ЗВ2
(13.69)
Решая эти два уравнения, находим прогиб f в первом приближении:
с ________[о______
3 (Bi ~р В2)
с qH* л л,
где f0=-------------прогиб диафрагмы
8 (Bi -р Вг)
при изгибной жесткости перемычек, равной нулю.
Ветровая нагрузка, передающаяся на пилоны № 1 и 2:
Bi
= Р , р «? И
£5j —р £^2
где
1 ЗВ!
“ ~ (Ki + Ко) И3
+ 3(В1 + В2)
Как показывает анализ, вторые члены в знаменателе и числителе формулы для а намного больше единицы. В связи с этим можно считать, что
Ki Н3
— 3Bi _________ Вх -р В2 Ki
(Ki + Kg) Н3 Bi Ki-г Ко
3 (В1 -р В2) поэтому
Вх Вх -р В2 Ki
42 Bl + В2 Вх к, + к2 v
Ki a + Cx
---------1-q —------------q,
Ki -p Ко 2д -p Cx -p c2
Но так как 2a + ci + c2 = a — расстояние между осями пилонов, то
239
qi=a-±^q; q^^-q. (13.70) V V
Зная нагрузки qi и T\ (или и Г2), легко найти углы поворота пилона № 1 (или № 2) и вычислить поперечные силы в перемычках во втором приближении.
Расчет диафрагмы с двумя рядами проемов
Покажем возможный порядок расчета диафрагмы с двумя рядами вертикальных проемов.
Рис. 13.8. К расчету диафрагм с двумя рядами проемов
а — деформированное состояние диафрагм; б —расчетная схема для крайнего пилона; в — расчетная схема для среднего пилона
Для простоты вычислений примем, что ширина всех трех пилонов одинакова, а также равны между собой высоты перемычек. Перемычки будем считать настолько гибкими, что продольной деформацией пилонов можно пренебречь. Задачу будем решать методом последовательного приближения.
Деформированное состояние пилонов и перемычек показано на рис. 13.8, а.
Если ф—угол поворота диафрагмы в рассматриваемом месте по высоте, то усилие в перемычке, как это было показано ранее, где
= ЗВП (я Ч~ с) 0 а3
Изгибающие моменты, действующие на крайние пилоны со стороны перемычек,
М = Q (а + с) = &(13.71) а3
Пусть в первом приближении ф=-^-= = const, где f—прогиб диафрагмы. Так как при этом постоянный по высоте момент М можно разложить на пары горизонтальных сил с плечом, равным высоте этажа h, то в итоге опять получим схему, изображенную на рис. 13.8, б. Для среднего пилона, очевидно, схема эта будет выглядеть так, как показано на рис. 13.8, в.
Горизонтальная сила Т определяется выражением
у, _ М __ ЗВП (а с)2 f
~ Н ~ a3Hh ''
где принято во внимание, что ф= .
Для определения прогиба диафрагмы f и действующих на пилоны горизонтальных сил qi и ^2 (2<7i + <72 = 7) запишем выражения прогиба пилонов:
для пилона № 1
/ = (13.72)
8В ЗВ
для пилона № 2
t И1 2ТН3
I— &В ЗВ '
Записывая значение силы Т в форме Т=rf, где
г = ЗВпСд + сф
a3 Hh
и решая два предыдущих уравнения (13.72), находим:
а) прогиб диафрагмы в первом приближении
щЯ4
8В
гН3
1+ —
ЗВ d
где f0= оП действующей ловии, что тельно;
— прогиб
——, (13.73)
1 + Х
пилона № 1 от
на него нагрузки при ус-пилон работает самостоя-
гН3 _ ВП (а + с)г И2 .
ЗВ ~ Ва3/1
240
б) нагрузки, действующие на пилоны:
1-4-К 14-2/с
9х = —-С-— о; 92 = —-Е-— q. (13.74) 3-|-4Х 3 + 4К v
Прогиб диафрагмы можно выразить также формулой
(,375)
где f _ =
3-8В ~ 24В
Формулы первого приближения дают, конечно, еще грубый результат, поэтому для более точного расчета следует выполнить второе приближение, т. е. найти углы поворота диафрагмы от найденных в первом приближении сил qit q2, T=rf.
При этом все время нужно следить за совместностью деформаций пилонов № 1 и 2 (т. е. за равенством их прогибов).
Так как форма деформации пилонов одинаковая, то в любом сечении
1 Л11 = м2 _ м3
Р Вз
где Bi, Bz, В3 — изгибные жесткости пилонов в общем случае.
Следовательно:
Bi Bi
т. е. изгибающие моменты в пилонах пропорциональны их жесткостям.
Если, как в нашей задаче, Bi = B2 = = В3 = В, то Л41 = Л42=Л43 в любом сечении.
Q= ^y-h, (13.76)
где h— высота этажа;
Q—поперечная сила в данной перемычке;
Qo—поперечная сила в диафрагме жесткости от ветровой нагрузки (Qo = qx);
S— статический момент площади сечения диафрагмы в месте расположения середины проема относительно центра тяжести сечения диафрагмы;
J— момент инерции сечения диафрагмы жесткости брутто.
зп я d 11111111 I Н ГП а у И
Рис. 13.9. к расчету диафрагм с жесткими перемычками
а — схема диафрагмы; б — эпюры моментов и поперечных сил в перемычке
Расчет диафрагмы с жесткими перемычками
При высокой жесткости перемычек, когда 15 [см. формулы (13.35) и (13.35а)], диафрагма практически работает как цельная балка, в которой эпюра нормальных напряжений в упругой стадии является прямолинейной.
Усилия в перемычках такой диафрагмы могут быть определены из условия, что вся поперечная сила, действующая в месте проема, при рассмотрении этой диафрагмы как сплошной сосредоточивается в перемычке (рис. 13.9, а):
Так, например, если диафрагма имеет прямоугольное сечение, а проем расположен в середине сечения, то момент инерции сечения (брутто)
*/ - --- ,
12
Статический момент площади, расположенной по одну сторону от оси, проходящей через середину проема, относительно центральной оси
о _ Shc hc _
— 2 ’ 4 ~ 8
241
Поперечная сила в перемычке, расположенной на любой высоте х от верха диафрагмы,
6^
qx--
Q =-----— (13.77)
bhj hc
12
Зная усилия в перемычках, можно найти дополнительный прогиб диафрагмы, вызванный их податливостью. Для определения дополнительного прогиба прикладываем к диафрагме наверху силу, равную единице. Усилия в перемычках, возникающие от этой единичной силы,
Q=-^ j
а характер эпюры моментов такой же, как от ветровой нагрузки q (рис. 13.9,6).
Произведя перемножения грузовых и единичных эпюр, получим:
А/ = QQcP_ QQa-J^ /13 78)
12£jn GF ’ v
где 1,2 — коэффициент неравномерности распределения касательных напряжений в прямоугольном сечении.
Подставляя в это выражение значения сил Q и Q , получаем дополнительный прогиб диафрагмы от податливости только одной перемычки:
д г Qo,z S2 /г2 / аз 1 2а ~ = -------------------------------।
J2 \12£Vn GF„
(13.79)
где S и J—статический момент и
момент инерции в сечении диафрагмы;
EJn и GFn — изгибная и сдвиговая жесткости в сечении перемычки;
Qo (.— поперечная сила в диафрагме на уровне данной перемычки.
Дополнительный прогиб диафрагмы от податливости всех перемычек, очевидно, равен: Af=SAfz.
Для регулярно расположенных по высоте проемов имеем:
ЛР S2h2 j as , 1,2а W
J2 (12£Vn GFn
= (-°-—f_ (/i 4-2/1+3/1-1-)=
J2 \12EJn GFn /k 7
__ qhS2 h2 / a3 1,2a \ 1 + n
~ J2 \12EJ„ GFn / 2
Поэтому
А/ = qh^~ +-^£-'1 nG±El (13,80) J2 \12£Jn GFn / 2 k
где n — число проемов по высоте.
Полный прогиб диафрагмы с проемами определяется выражением
f = /о + ДА где fo — прогиб диафрагмы в предположении отсутствия проемов:
f -
'° 8EJ ’
J — момент инерции сечения диафрагмы брутто;
А/ — дополнительный прогиб диафрагмы от податливости перемычек.
Полученными формулами можно пользоваться в том случае, если дополнительный прогиб Af не превышает 20—30% основного прогиба f0, так как в противном случае распределение поперечных сил в перемычках существенно отличается от того закона, который принят при выводе.
Влияние касательных напряжений (поперечных сил) на распределение усилий в диафрагме
Обычно при определении деформаций балок влиянием поперечных сил, создаваемых касательными напряжениями в сечениях, пренебрегают. Однако при расчете вертикальных диафрагм жесткости, характерной особенностью которых является относительно большая высота сечения, пренебрегать влиянием на деформации касательных напряжений в ряде случаев нельзя.
Замеренные в натуре формы колебаний ряда высотных зданий, построенных в Москве, убедительно показывают, что
242
преобладающее влияние на прогиб здания оказывают сдвиговые деформации (рис. 13.10).
Прогиб консольной балки прямоугольного сечения, находящейся под действием сосредоточенной силы Р (рис. 13.11, а), равен:
Р/з ],2Р/
3EJ GF
(13.81)
где EJ—изгибная жесткость балки;
GF— сдвиговая жесткость балки; 1,2—коэффициент неравномерности распределения касательных напряжений в прямоугольном сечении.
Рис. 13.10. Кривые замеренных деформаций высотного здания на Котельнической набережной
/ — по результатам натурных измерений; // — теоретическая форма деформации сдвига стержня со ступенчато измененным сечением
Первый член этой формулы дает из-гибную деформацию, второй — сдвиговую.
Формулу (13.81) запишем в виде;
f = [ 1 + 7,2—V (13.82)
3EJ \ ' ’ FP)
где G
г, 7 Лз
Для прямоугольного сечения—=—,
F 12 поэтому
f — РР Л _L. Т,2Л2 \
' 3EJ \ + 12/2 J •
Выражение в скобках больше 1,1. ес-7 2Л2
ли —!---> 0,1 т. е. если
12/2
h>
У 7,2 2,5
Таким образом, если длина рассмат-lj риваемой консольной балки прямоуголь- у ного сечения не превышает 2,5 высоты се- || чения балки, то необходимо учитывать I влияние касательных напряжений на ' деформацию балки.
Так как перемычки диафрагм жесткости работают по описанной здесь схеме, то к ним в полной мере применим этот вывод. Для простоты вычислений можно учесть сдвиговую деформацию путем использования эквивалентной жесткости:
EJ3KB= (13.83)
и подставлять эту величину во все формулы, где фигурирует жесткость EJ.
Рассмотрим другую схему загрузки консольной балки равномерно распределенной нагрузкой q (рис. 13.11,6).
На рис. 13.11,в даны грузовая и единичная эпюры поперечных сил. Перемножая эти эпюры, получаем прогиб конца балки от поперечных сил:
f --------L 1 2 = 0,6-^,
Q 2 GF CF
Рис. 13.11. К определению влияния касательных напряжений на работу связевых диафрагм
а — схема загружения сосредоточенной силой;
б — схема загруження равномерно распределенной нагрузкой; в — грузовая и единичная эпюры поперечных снл
243
1 + 9,6-^—').
FP ] жесткость для данно-
где коэффициент неравномерности касательных напряжений принят равным 1,2. Полный прогиб
f = + 0,6 (
8EJ GF 8EJ (
Эквивалентная го случая ^*^экв = ~
го 1+9’6-у?
(13.84)
При расчете вертикальных диафрагм жесткости повышенная деформативность пилонов вследствие сдвига может быть учтена путем введения в расчет этой эквивалентной жесткости.
Чем меньше жесткость пилонов, тем выше усилия в перемычках, поэтому учет сдвиговой деформации пилонов приводит к получению более высоких усилий в перемычках.
5. Расчет колонн каркаса
В связевом каркасе колонны воспринимают нормальные силы и относительно небольшие изгибающие моменты, возникающие от опорных моментов ригелей и вследствие общих деформаций здания. Последним фактором обычно пренебрегают.
Расчетную схему колонны можно представить как многопролетную балку, к которой кроме нормальных сил и изгибающих моментов в узлах приложены еще в стыках сосредоточенные силы от переломов колонн и моменты от эксцентрицитетов в стыках. Этот случайный эксцентрицитет принимается равным 2 см.
Колонны рассчитываются на косое вне-центренное сжатие. Нагрузка от ригелей данного этажа считается приложенной с эксцентрицитетом
р Мр ± Л/р а -р Мд р
где — разность опорных моментов ригелей, опирающихся на колонну в данном этаже;
Np — разность опорных реакций ригелей;
а—расстояние от центра сечения колонны до оси опоры ригеля;
Ni — сумма опорных реакций ригелей данного этажа;
Л4П— момент от перелома колонны в стыке.
Расчетный эксцентрицитет в плоскости рамы
где нормальная сила в колонне;
е0—случайный эксцентрицитет, равный 2 см.
Проверка прочности колонн с гибкой арматурой и их стыков выполняется обычными способами, изложенными в СНиП П-В.1-62.
Рекомендации по расчету колонн с металлическими сердечниками в литературе отсутствуют. В практике проектирования несущую способность колонн с сердечником вычисляют, как сумму несущих способностей всех элементов сечения по формуле
N < фвн Rc Fc + ф (Япр Рб + ^а). (13.86)
Здесь/?с, 7?пр, Ra— расчетные сопротивления металлического сердечника, бетона и арматуры;
Fz,Fb,Fz—площади сердечника, бетона и арматуры.
Коэффициенты снижения несущей способности при продольном изгибе фвн и-<р принимаются по соответствующим таблицам в зависимости от гибкости приведенного сечения:
Л = —, где гпрпв=1/^. ^прив Г Гприв
Момент инерции и площадь приведенного сечения колонны (/прив и ^прив ) вычисляются с учетом соотношения модулей упругости элементов сечения. Влияние ползучести бетона учитывается при вычислении приведенных геометрических характеристик сечения снижением начального модуля упругости бетона примерно в 3 раза.
Этот способ проверки прочности колонн с сердечником экспериментально не проверен и является предварительным. Вследствие этого в строящихся зданиях.
244
сечения колонн с сердечником назначаются с некоторым дополнительным запасом.
6. Применение электронной вычислительной техники для расчета каркаса
В классических методах строительной механики в настоящее время происходят серьезные изменения, связанные с внедрением в проектирование электронной вычислительной техники.
Пересмотру подвергаются такие принципиальные вопросы, как выбор расчетной схемы и методов расчета.
Электронные машины позволяют перейти на качественно новую ступень проектирования строительных конструкций, в том числе и многоэтажных зданий, полнее учесть физические свойства материалов конструкций, характер деформаций, перейти к расчету пространственных систем.
Работу вертикальных диафрагм жесткости многоэтажных зданий на действие горизонтальных нагрузок наиболее правильно рассматривать как работу балки-стенки, ослабленной проемами (наиболее общий случай). Но, учитывая, что теоретическое решение этой задачи сложно, чаще всего вертикальные диафрагмы с проемами рассматриваются как многоэтажные стержневые рамные системы, работающие в упругой стадии, у которых стойками являются простенки диафрагм, а ригелями — перемычки, монолитно связанные с простенками.
Имеющиеся способы расчета многоэтажных диафрагм с проемами достаточно трудоемки, причем трудоемкость вычислений возрастает с увеличением этажности здания. Большое разнообразие применяемых в строительной механике методов расчета таких конструкций объясняется стремлением найти путь с минимальным объемом вычислений. Данное обстоятельство, столь важное при ручных методах расчета, является второстепенным при использовании электронных вычислительных машин. Вот почему, например, статический расчет вертикальных диафрагм с проемами целесообраз
но выполнять классическим методом строительной механики — методом сил. Этим методом в Моспроекте выполнено большое количество расчетов диафрагм с проемами многоэтажных зданий на электронных вычислительных машинах БЭСМ-2М и «Минск-2» по программе СМ-4. Анализ выполненных расчетов показал, в частности, что в диафрагмах с большим числом рядов проемов, рассчитываемых как многоэтажные многопролетные рамные системы, продольные деформации простенков от нормальных сил не оказывают значительного влияния на величину усилий М, N, Q. Для таких систем удобно использовать программу СПДР-3 при работе на БЭСМ-2М, по которой при определении деформаций сооружения учитывается только влияние из-гибной жесткости.
В диафрагмах с одним или двумя рядами проемов влияние продольных деформаций простенков значительно, происходит увеличение изгибающих моментов в стойках-простенках и уменьшение в перемычках-ригелях.
Аналогично решается задача расчета несущих панельных стен, которые рассматриваются как дискретные стержневые системы.
Принцип расчета рамно-связевых и рамных систем многоэтажных каркасных зданий изложен на примере расчета 19-этажного жилого дома (рис. 13.12)*.
19-этажный жилой дом запроектирован на базе унифицированного каркаса серии 1М.Г-601Д (см. рис. 13.12, а). Здание как в поперечном, так и в продольном направлении представляет собой сложную статически неопределимую систему. Плоские конструкции здания представляют собой рамные (оси 1 и 9 в поперечном направлении и оси А, В, Г, Е в продольном), рамно-связевые (оси 4 и 5 в поперечном направлении и Б, Д в продольном) и, наконец, связевые системы (оси 2 и 8 в поперечном направлении).
Таким образом, конструктивную основу здания составляют вертикальные связевые диафрагмы в виде железобетонных
* Расчет выполнен в Отделе вычислительной техники Моспроекта под руководством инж. Г. С. Клевицкого.
245
стен и рамный каркас, работающие совместно на восприятие горизонтальных ветровых нагрузок.
В расчете приняты следующие допущения: диски в уровне перекрытий являются абсолютно жесткими; ветвь диаф
а)
Оси Ч и 5 Ось 2
Рис. 13.12. К примеру расчета каркаса 19-этажного жилого дома на электронной вычислительной машине «Минск-22»
а схема каркаса — план; б — разрез; в — расчетная схема каркаса в поперечном направлении; г — 1-я форма колебаний каркаса в поперечном направлении; д — прогибы каркаса в поперечном направлении
рагмы жесткости и колонны, примыкающие к ней, в расчете учитывались как единое составное двутавровое сечение.
Основные этапы расчета. Первый этап. Определяется расчетная ветровая нагрузка на все здание в заданном направлении по формуле
P'k = 4k ^k-
Для этого к каждому ярусу каждой плоской системы прикладываются единичные силы. Полученные обратные силы перемещений составляют матрицы жесткостей плоских систем. Имея жесткость сооружения в заданном направлении, из решения характеристического уравнения определяются динамические характеристики здания. Так, период свободных колебаний здания в поперечном направлении равен Г =1,93 сек, соответственно коэффициент динамичности = 1,8.
Второй этап. Расчетная ветровая нагрузка распределяется по связе-вым системам пропорционально их жесткостям.
Использование ЭВМ дало возможность для данной конструктивной схемы здания оценить точность различных методов распределения расчетной ветровой нагрузки пропорционально жесткостям по плоским системам: распределение пропорционально жесткости в верхнем ярусе от силы, приложенной там же; распределение пропорционально жесткости в каждом
ярусе от силы, приложенной в верхнем ярусе; распределение пропорционально жесткости в каждом ярусе от сил, прило
246
женных по всем ярусам (полная матрица жесткостей).
Третий этап. Выполняется расчет плоских систем на ветровую нагрузку, приходящуюся на данную систему по одной из типовых программ ЭВМ. Расчетные усилия для плоских систем получены точным методом строительной механики с учетом деформаций от изгиба и сдвига, а также от продольных деформаций.
В результате многовариантного расчета в поперечном направлении удалось подобрать жесткость плоских систем таким образом, что оказалось возможным применять без усиления типовые элементы сборного каркаса для торцовых рамных систем (оси 1 и 9) для всех 19 этажей.
Четвертый этап. Выполняется расчет здания в продольном направлении на постоянную, временную и ветровую нагрузки. Поскольку здание представляет собой сложную многократную стати-, чески неопределимую комбинированную систему, то для правильной оценки де-формативности сооружения были приняты три варианта расчетной схемы:
а) в первом варианте при расчете на ветровую нагрузку учитывалась только жесткость продольных рам по осям А, Б, В, Г, Д, Е; при этом расчетный максимальный прогиб верха сооружений составил 1,88 см, период свободных колебаний 7'= 1,52 сек;
б) во втором (основном) варианте учитывалась совместная работа рам по осям А, В, Г, Е и диафрагм с рамами по осям Д и Б; максимальный прогиб верха сооружения составил в этом случае 1,28 см; период свободных колебаний Т= 1,94 сек;
в) в третьем варианте принята связе-вая система, состоящая только из двух продольных диафрагм жесткости по осям Б и Д. В этом случае максимальный прогиб верха сооружения составил 11,6 см. Период свободных колебаний сооружения Т = 5,23 сек.
Анализ расчетов по второму и третьему варианту наглядно показал, в каких пределах находятся расчетные величины
деформаций сооружения при том или ином выборе расчетной схемы.
При рассмотрении всех плоских систем в продольном направлении наиболее нагруженными являются рамные системы по осям А, Е. Проведенный расчет показал, что усилия от вертикальной и ветровой нагрузки в узлах не превышают несущей способности узлов сборного железобетонного каркаса.
За последние годы разработано большое количество программ, которые успешно могут быть использованы для расчета конструкций многоэтажных зданий. Так, программа СМ-4 для ЭВМ «Минск-2» предназначена для автоматического расчета методом сил любых плоских стержневых систем с числом неизвестных до 81. В соответствии с программой автоматизируются следующие этапы работы: определение геометрических размеров элементов конструкций (часть геометрических размеров задается); определение усилий в элементах основной системы; вычисление коэффициентов и свободных членов канонических уравнений; решение систем канонических уравнений; вычисление усилий в элементах; определение деформации сооружения. Следует, однако, отметить, что ввиду количественных и качественных ограничений программы СМ-4, она не может полностью удовлетворить требования, предъявляемые к статическому расчету конструкций многоэтажных зданий. В связи с этим разработан вариант программы для ЭВМ «Минск-22».
Принимая во внимание, что учет динамического воздействия порывов ветра на многоэтажное здание, в зависимости от частоты и формы его свободных горизонтальных колебаний, является весьма трудоемким, в Моспроекте составлена программа В-1 по определению расчетной ветровой нагрузки для многоэтажных каркасных зданий.
Эта программа позволяет определить расчетную ветровую нагрузку на сооружение в целом; распределить ветровую нагрузку по отдельным плоским системам пропорционально их жесткостям; получить усилия М, N, Q от ветровой нагрузки по каждой плоскости конструк
247'
ции; получить прогиб верха сооружения от расчетной ветровой нагрузки.
Заслуживает внимания при расчете стержневых систем применение метода энергий, так как большинство задач расчета упругих систем можно свести к отысканию минимума энергии. Программа МАРОС-100 для ЭВМ «Минск-2» (машинный автоматизированный расчет стержневых систем), основанная на применении условно-экстремального принципа, применима для расчета стержневых конструкций многоэтажных зданий. Для конструкции каркасных многоэтажных зданий может быть использована программа СНДР-3 (статика и динамика рам) для ЭВМ БЭСМ-2М. Программа реализует метод распределения узловых моментов (метод X. Кросса).
Дальнейшим направлением по применению ЭВМ для расчета конструкций
многоэтажных зданий должен стать переход от механизации расчета отдельных частей здания к комплексному расчету сооружений в целом с учетом взаимодействия его частей.
Необходима разработка методов полной автоматизации всех этапов расчета на ЭВМ. Наряду с разработкой универсальных алгоритмов следует разработать алгоритмы частных, но важных задач с доведением решений до необходимых конечных результатов.
Одна из основных и наиболее перспективных областей применения ЭВМ — вариантное проектирование, где благодаря быстрому и достаточно точному расчету на ЭВМ ряда возможных вариантов с помощью той же машины удается выбрать оптимальный по заданным требованиям.
ЛИТЕРАТУРА
1. Дроздов П. Ф. и Себекин И. И. Проектирование крупнопанелньых зданий (каркасных и бескаркасных). Стройиздат, 1967.
2. Д ы х о в и ч н ы й Ю. А. и др. Массовое полносборное домостроение в Москве. Стройиздат, 1965.
3. Маклакова Т. Г. Физико-технические свойства конструкций крупнопанелньых жилых зданий. Стройиздат, 1966.
4. Морозов Н. В. Конструкции стен крупнопанельных жилых зданий. Стройиздат, 1964.
5. Промыслов В. Ф. Развитие индустриального строительства в Москве. Стройиздат, 1967.
6. П о л я к о в С. В. Проектирование камен
ных и крупнопанельных конструкций. Стройиздат, 1966.
7. Прочность крупнопанельных конструкций. Под ред. С. А. Семенцова и В. А. Камейко. ЦНИИСК им. Кучеренко. Стройиздат, 1968.
8. Работа конструкций жнлых зданий из крупноразмерных элементов. Под ред. Г. А. Шапиро. ЦНИИЭП жилища. Стройиздат, 1965.
9. С п и в а к Н. Я. Крупнопанельные ограждающие конструкции из легких бетонов на пористых заполнителях. Стройиздат, 1967.
10. Ушков Ф. В. Теплотехнические свойства крупнопанельных зданий и расчет стыков. Стройиздат, 1967.