Text
                    Содержание:
П редисловие..........................................................3
Глава 1. Легкие металлические конструкции комплексных поставок........6
1.1.	Общие сведения.............................................6
1.2.	Создание мощностей, разработка и освоение новых технологий массового изготовления легких металлических конструкций.........7
1.3,	Конструктивные решения ЛМК	.........................13
1.4,	Модульные здания комплектной поставки с инженерным оборудованием..................................................20
1.5.	Огт а ж дающие конструкций ЛМК............................26
1.6.	Способы монтажа ЛМК..................................... .35
1	7, Перспективы развит ия легких металлических конструкций комплектных поставок...........................................39
1	8, Использованная литература к главе 1 ....................47
Глав а 2. Методика экспериментальных исследований.....................49
2,1,	Методика экспериментальных исследований и примеры её использования..................................................49
2.2.	Примеры экспериментальных исследований предельных состояний моделей перекрёстно-стержневых плит, в том числе при повторных нагружениях....................................................54
2.3.	Примеры исследования на моделях напряженно-деформированного и предельного состояний гибкого контура мембраны................60
2.4.	Методика и результатов экспериментальных исследований натурных конструкций............................................62
2	5. Обзор методик и результатов экспериментальных исследований натурных структурных конструкций комплектных поставок при помощи штучных грузов...........................................68
2.6.	Обзор экспериментальных исследований перекрестных ферм комплектных поставок............................................72
2,7,	Методика испытаний большепролётных конструкций при помощи залива воды.....................................................75
2.8,	Методика и результаты испытаний остаточных сварочных напряжений в перекрестно-стержневых плитах с гексагональной решёткой.......77
2.9.	Обзор экспериментальных исследований несущей способности некоторых традиционных узловых сопряжений структурных плит......79
2,10.	Мето дика и результаты испытаний несущей способности узлов на ванной сварке..................................................80
2,11.	Методика и результаты испытаний несущей способности трубчатых сжатых стержней системы мархи-Кисловодск.......................83
2.12.	Использованная литература к главе 2......................87
Глава 3, Ферменные конструкции.......................................89
3,1,	Состояние вопроса.........................................89
3.2.	Фермы из одиночных уголков............................... 90
3,3.	Фермы из открытых гнутых профилей.........................94
3.4.	Фермы из замкнутых гнуто-сварных профилей..................98
3	5. Фермы с верхним поясом из двутавров типа «Житомир».....103
3,6,	Перекрестные фермы повторного применения.................107
3,7.	П димеры применения перекрёстных ферм в большепролётных общественных зданиях......................................... 116
3,8.	Складываемые перекрёстные фермы..........................117
3	9. Использованная литература к главе 3....................120
Глава 4. Структурные плиты покрытий.................................122
4.1.	Стержневые схемы кристаллического строения (исторический обзор)..........................................122
4,2,	Характеристика стр) кт\ р, их формообразование, узловые сопряжения....................................................124
4	.3. Унифицированные конструкции структур комплектных поставок.132
4,4,	Конструкции структур большепролетных зданий............. 138
4,5,	Рекомендации по расчёту..................................145
4,6,	Изготовление структур....................................150
4,7,	Рекомендации по монтажу..................................155
4.8.	Использованная литература к главе 4......................164
Глава 5. Облегченные балочные и рамные	конструкции..................166
5.1.	Развитие рамно-балочных конструкций......................166
5,2.	Тонкостенные реберные балки..............................168
5.3.	Тонкостенные безреберные балки...........................170
5.4,	Перфорированные балки....................................174
5.5.	Рамные конструкции с применением перфорированных двутавров ... 178
5	,6. Рамные конструкции с элементами переменной жесткости из прокатных двутавров...............................................183
5.7,	Рамные конструкции из сварных листовых элементов переменной жесткости с.повыщенной гибкостью сте нки..........................186
5.8.	Использование балок с гибкими стенками для рамных конструкций ..189
5	9 Разработка и исследование облегчённых рам малых пролётов....193
5,10.	Разработка решетчатых рамных конструкций................200
5,11.	Рамные каркасы ангарных теплиц..........................204
5,12,	Решетчатые каркасы тентовых сооружений..................210
5..	13. Использованная литература к главе 5.......................216
Г лава 6. Металлические купола......................................217
6,1,	Ребристые и ребристо-кольцевые купола........................217
6,2,	Сетчатые купола..............................................221
6.3,	Построения поверхностей сетчатых оболочек и их конструктивные решения.......................................................222
6.4,	Разработка радиально-кольцевого и сетчатого куполов для перекрытия купола храма Христа Спасителя.................................228
6,5,	Разработка ра, иально-кольцевого и сетчатого куполов для перекрытия Большой арены в Лужниках (Москва)..................231
6	6. Сферическая ребристо-кольцевая оболочка для перекрытия Большой арены в Лужниках..............................................236
6.7.	Использованная литература к главе 6......................239
Глава 7. Мембранные оболочки........................................240
7	1. Общее представление о конструкции и её исследования..........240
7,2,	Основы проектирования, расчёта и монтажа.................247
7.3.	Перспективные разработки мембранных покрытий.............253
7.4,	Разработка и монтаж большепролётных мембранных оболочек конкретных объектов...........................................259
7.5.	Металло-бетонная мембранная оболочка над большой спортивной ареной московского стадиона в Лужниках(проектное предложение).....272
7.6,	Террасированные мембранные оболочки над трибунами центрального стадиона в Лужниках (проектное предложение)...................274
7,7.	Конструктивные решения и технико-экономический анализ мембранных покрытий зданий массового применения...............279
7	8. Использованная литература к главе 7......................283
Глава 8, Вантовые и ленточные оболочки..............................285
8,1.	Вантовые оболочки с применением тросов...................285
8.2.	Оболочки с использованием жестких вант...................287
8.3,	Ленточные оболочки отрицательной гауссовой кривизны......293
8.4.	Разработка инженерной методики расчёта ленточных оболочек с элептическим опорным контуром конечной жесткости..............301
8.5.	Разработка исследование трехлепестковой непологой ленточной оболочки......................................................304
8.6.	Исследование ленточных оболочек на динамические наг рузки . ...306
8.7.	Оболочки из переплетённых лент положительной гауссовой кривизны......................................................308
8.8.	Использованная литература к главе 8......................314
Г лава 9, Висячие большепролетные конструкции олимпиады-80 в Москве....315
9.1.	Обзор висячих покрытий спортивных сооружений ХУШ-ХХ1 Олимпиад......................................................315
9.2.	Принятые конструктивные решения основных висячих покрытий Олимпиады-80 и их научное обоснование.........................318
9.3.	Расчёт, методика и конечные результаты исследований......321
9,4,	Крытый стадион на проспекте Мира (конструкция, исследования, монтаж).......................................................330
9.5.	Велотрек в Крылатском....................................342
9.6.	Дворец ci юрта 'Измайлово'...............................354
9.7.	Плавательный бассейн на проспекте Мира...................361
9.8.	Использованная литература к главе 9......................367
Глава 10. Пролетные конструкции, работающие совместно с ограждением....369
10,1.	Тонколистовые складчатые своды..........................370
10.2.	Пластичные купола.......................................374
.10-3± Предварительно-напряженные своды из профилированного стального настила.............................................376
10,4-	Гиперболические оболочки из профилированных настилов ...380
10,5.	Включение мембранной кровли в статическую работу структурной плиты.........................................................383
10.6.	Совместная работа ограждения из профилированного настила со структурной плитой в условиях подрабатываемых территорий и
просадочных грунтов...........................................386
10.7.	Сводчатые и прочные покрытия в которых затяжкой является мембранный потолок или кровля....................................390
10,8.	Висячие мембранные потолки, преднапрягаемые своим весом двухскатные фермы................................................392
10.9.	Включение мембранных потолков в работу большепролетных ферм..........................................................393
10.10.	Преднапряженные панели с мембранными ограждениями, включаемые в работу продольных рёбер..........................396
10,11.	Большепролётные блоки покрытия.........................401
10.12.	Использованная литература к главе 10...................411
Г лава 11. Специальные облегченные конструкции......................412
11,1.	Металлические зернохранилища мембранно-каркасного типа.....412
11,2.	Конструкции башенного типа со структурным каркасом......426
11.3.	Главный монумент памятника Победы на Поклонной горе г.Москвы......................................................438
11,4.	К вопросу восстановления Храма Христа Спасителя в г.Москве.441
11.5.	Проектирование перекрытий зала Церковных Соборов Храма Христа Спасителя.....................................................446
11.0.	Расчёты и разработка рекомендаций по электропередачи....451
11.7	Конструкции облегченных опор линий электропередачи.......457
11.8.	Солнцеосадкозащитные навесы для железнодорожного пути на вечномерзлых грунтах...........................................467
11.9.	Мембранные преднапряженные створки ангарных ворот........470
11,10.	Несущий каркас памятника 300-летию Российского флота....472
11.11.	Использованная литература к	главе 11 ..................476
Глава 12. Ограждающие конструкции...................................478
12,1.	Разработка конструкций, методов подсчёта, и исследование панелей повышенной огнестойкости......................................478
12.2.	Экспериментальное строите; [ьство зданий из лёгких конструкций . .485 12,3. Ленточные ограждения послойного монтажа.................488
12,4.	Использованная литература к главе 12....................499
Глава 13. Материалы и соединения для легких стальных конструкций....501
13,1.	Ма гериалы для лёгких конструкций........................501
13.2.	Свойства и расчётные характеристики тонколистового стального проката........................................................517
13,3,	Малоуглеродистые стали для лёгких конструкций северного исполнения.....................................................524
J3.4. Термически упрочнённый фасонный прокат высокой прочности с конструктивной анизотропией и его применения в лёгких стропильных фермах....................................................... 527
13.5.	Болтовые соединения для лёгких металлических конструкций.535
13,6,	Специальные виды сварки и коррозионная стойкость сварных швов..........................................................547
13.7.	Использованная литература к	главе. 13 ..................553
Глава 14. Направления исследований и развития общественных металлических конструкций, перспективы на будущее.................................556
14,1.	Отечественные металлоконструкции в ретроспективном плане.556
14,2.	Проводимые исследования и практикуемая методика расчёта..558
14,3.	Соображения о состоянии и путях развития отечественных металлоконструкций............................................560
14.4.	Первоочерёдные задачи строительства отечественных металлоконструкций............................................564
14,5.	Использованная литература к	главе 14....................571
ПРЕДИСЛОВИЕ
В предлагаемой монографии освещены новые весьма эффективные виды металлических каркасов легких зданий и сооружений и частично ограждений с панельным и послойным способом монтажа.
Эти разработки и их экспериментально — теоретические исследования представлены по материалам, непосредственно выполненным в отделе металлических конструкций ЦНИИСКа под общим научным руководством заслуженных деятелей науки и техники д. т. н., проф. В. А. Балдина и В. И. Трофимова.
В практической реализации легких конструкций большую роль сыграл главный инженер бывшего ВППСО «Союзлегконструкция», засл, строитель РФ А.М. Каминский, который на протяжении двадцатилетнего срока был одним из инициаторов и непосредственным участником разработки новых систем легких металлоконструкций, а также разработки и внедрения поточных технологий изготовления и монтажа представленных ниже легких металлических конструкций комплектных поставок. В настоящее время А.М. Каминский является генеральным директором ОАО «Объединение Союзлегконструкция».
Разработанные отделом металлоконструкций ЦНИИСК конструкции ориентированы на широкую область применения в промышленных, сельскохозяйственных, гражданских зданиях и сооружениях, предназначены для объектов как массового строительства, так и индивидуальных зданий и сооружений, возводимых в различных районах, включая отдаленные районы и районы с низкими расчетными температурами, а также районы повышенной сейсмичности и подрабатываемые территории.
Среди конструкций, разработанных отделом, следует отметить получившие широкую известность структурные конструкции из прокатных профилей (для массового строительства) и труб (для уникальных сооружений), фермы из одиночных уголков с различными видами соединений (протяжные швы, точечная сварка, высокопрочные болты), рамные конструкции, в том числе рамы с элементами переменного сечения и с применением перфорированного профиля, опоры ЛЭП, зернохранилища, теплицы, мембранные конструкции для массового применения и целей реконструкции, а также уникальных сооружений большого пролета и многие другие конструктивные решения.
К наиболее впечатляющим относятся покрытия крупнейших олимпийских стадионов в Москве, из которых по размерам и оригинальности выделяются мембранное покрытие на проспекте Мира пролетом 224 м и велотрек в Крылатском.
Показателем высокого уровня работ, проводимых в институте, является тот факт, что разработки отдела последних лет трижды были отмечены Государственными премиями (легкие металлические конструкции комплектной поставки —
Проектное Бюро "Грачев и Партнеры"
Тг. „,,,/иогсаа библиотека	’
1972 г.; стали с нитридным упрочнением — 1979 г. и универсальный крытый стадион на 45 тыс. зрителей в г. Москве — 1986 г,) и пятью премиями Совета Министров.
В настоящее время лаборатория металлических конструкций совместно с другими подразделениями института и проектными организациями участвует в разработках наиболее сложных и ответственных консгрукций г. Москвы, таких как покрытие главной арены в Лужниках размерами в плане 299 х 238 м, проектирование на первой стадии перекрытий зала церковных соборов Храма Христа Спасителя, расчет его купола и Креста. Лаборатория осуществляла поверочные расчеты купола музея Победы на Поклоннол горе г. Москвы и освидетельствование его главного монумента, участвует в разработке мачты памятника 300-летию Российского флота.
Обладая большим научным потенциалом, занимая ключевые позиции в вопросах создания новых методов расчета, норм на проектирование, новых конструктивных решен и I и новых марок сталей, равно как и в вопросах прочности сварных и болтовых соединений, отдел мегаллоконструкций института в содружестве с такими производственными организациями, как акционерное объединение «Корпорация Монтажспецстрой» и фирма «Стальстройя, располагает большими возможностями в решении конкретных практических и перспективных задач, связанных со строительством и реконструкцией объектов, сооружаемых из металла в разных регионах страны и рассчитанных на функционирование как в обычных, так и экстремальных условиях.
В завершение авторы книги просили мен,а от их имени выразить глубокую признательность ученым и специалистам, материалы которых были использованы при написании настоящей книги.
От ЦНИИСК это доктора технических наук В. М. Горпинченко, И. Г. Гольден-берг, П. Г. Еремеев, 6. В. Гурьев, В. М. Барышев, П. Д. Одесский, Н. С. Москалев; кандидаты технических наук Ю. Н. Симаков, В. Б. Микулин, А. М. Ларионов, И. Л. Пименов, Э. В, Третьякова, В. Д. Насонкин, Г. Е. Бельский, Е. И. Ксн-драхов, Б. С. Цейтлин, Т. П. Жорджеладзе, И. В. Стрельцов, С. И, Аванесов, А. А. Акопян, Т. К. Арутян, В. А. Отставное, Б. С. Мелкулян, С. Б. Дружинин, Б. Н. Решетников, П. В. Анохин, А. А. Безруков, А. А. Бунякин, Г. В. Косивцев, Е. Ю. Давыдов, Б. Е. Киселев, Л. Б. Кацнельсон, В. Г. Искендиров, Ю. А. Полушкин, В. Н. Николаенко, И. В. Тудаков, Е. В. Левин, М. Р. Урицкий, Ж. М. Ги-мерверт, Ю. А. Новиков, А. С. Марутян, В. Н. Потапов, О. В. Кузнечиков, Ю. М. Дукарский, В, М. Мельников, М. И. J укова, Н. Л. Нестеренко, А. В. Арончик, Е. Р. Мацелинский, Л. М. Пугачевская, Г. Б. Бегун, Ю. А. Черное, М. Д. Филиппов, К. Р. Тулибаев, К. Л. Киреев, Н. А. Попов,
От бывшего Миимонтажспецстроя СССР засл, строители РФ, лауреаты Гос-премии СССР Л. Д. Солоденников, А. Н. Секретов, Ю. А. Шленков, А. А. Кап-лин, И. П. Олегов.
От ЦНИИпроектлегконструкции: д. т. н., проф. А. М. Чистяков, д. т. й; Н. С. Москалев, кандидат архитектуры, доц. IO. Л. Галустян, инженеры В. Д. Шишков, Л. Н. Усанов, Ю. А. Маршсв, Н. М. Макунина, П, П. Кашкинов,
4
1
3. С. Лебедински (, к. т. н. В. Н. Спиров, Н. М. Шоболов, архитекторы В. А. Новиков, Л. С. Грибова.
От ЦНИИпроектстальконструкции: доктора технических наук В. В. Ларионов, В. А. Савельев, кандидаты технических наук В. В. Кузнецов, В. Ф. Беляев, II. Н. Троицкий, А. В. Рожков, Г. Н. Беккер, С. М. Кузьменко.
От ЦНИИпромзданий: доктора технических наук, профессора С. Н. Булгаков, IO. Н. Хромец, к. т. н. Г. Я. Эстрин.
От СПОРТПРОЕКТА: к. т. н. И. А. Гунст, К. Н. Илленко.
От ЛЕНЗНИЭП: А. П. Морозов, к. т. н. О. А. Курбатов, Б. А. Мипанков, Л. Н. Лубо.
От МОСПРОЕКТАII: Ю. А. Рацкевич, Л. И. Чертков.
Ог МНИИП: к. т. н. В В. Ханжи.
От ЛЕНПРОМСТР ОЙ ПРОЕКТА: к. т. н. М. Е. Липницкий, Б. В. Горен-штейн, В. В. Ленский.
От ГИПРОЦВЕТМЕТЛ: к. г. н. А. М. Фанталов, В. II. Курносов.
Ст Харьковского ПромстройНИИпроекта: Ц. Н. Фрумин.
От КАБЕЛЪПРОМпроекга: А. П. Варюхин.
Ог ГПИ Минздрава РСФСР: Л. Н. Винокурова, Л. F. Колодина.
От ВИЛС: к. г. н. Г. Г. Михайлов, Л. В. Красненкова, Г. С. Платов.
От УКРПР0ЕК1 СТ А Л Ьконструкция: д, т, н. В. Н. Шимовский, к. т. н. А. Я, Принкер, Ю. М. Сазанович.
От ГИПРОБУМА: О. Г. Шапиро, М. И. Донхин.
От ТЕПЛОЭЛЕКТРОлрсекта: Г. М. Свердлов, А. И. Пономарева, А, А. Кронфельд.
От ЭНЕР ОСЕТЬпроекта: Е. М. Бухарин, И, А. Шляпин, Ф. И. Лялин.
От ГИПРОТЕАТРА: к, т. н. С, А. Белов, И. А. Брук.
От ЦНИИЭПторговых зданий: С. Б. Шатц.
От ВНИПИ Прометальконструкция: В. Г. Сергеев, А.. Д. Соколова.
От Треста CI АЛЬмонтаж: В. И. Кривонос, Ю. А. Яшинков, Е. М. Лбов, Е. П. Полуянов, А. А. Строев, Р. Г, Косович, Л. Г. Дисман.
От СОЮЗПРОМБУМмонтаж: В. И. Костюкович.
От Треста С: 1ЕЦСТАЛЬконструкция: В. С. Тимофеевич.
От ГЛАВАПУ г. Москвы: проф. Ю. А. Дыховичиый.
Директор ЦНИИСК им. В, А. Кучеренко Член-корр. РИА, заслуженный строитель России, д. г. н., проф.
В, М. Горттченко
5
ГЛАВА 1 ЛЕГКИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ КОМПЛЕКТНЫХ ПОСТАВОК
§1.1 Общие сведения
Под легкими металлическими конструкциями комплектных поставок (ЛМК) подразумеваются здания сравнительно небольших пролетов, в которых ограждения выполнены с использованием тонколистового профилированного металла и облегченного синтетического утеплителя. Эти мероприятия наряду с использованием в каркасе зданий эффективных профилей из стали повышенной прочности позволили снизить расход металла в 1,5—2 раза, а общую массу здания в 3—4 раза по сравнению с традиционными конструкциями, что способствовало снижению общих трудозатрат в 1,3—1,5 раза [1].
Характерным для этих конструкций является их комплектная поставка на строительную площадку, т. е. поставляются как несущие, так и ограждающие конструкции и в ряде случаев технологическое оборудование, что позволяет сооружение здания сдавать заказчику «под ключ». Наиболее широкое применение эти конструкции нашли для строительства производственных корпусов объектов машиностроения, радио и электронной промышленности, предприятий переработки и других схожих отраслей промышленности. В последующие годы ЛМК нашли широкое применение и для строительства объектов гражданского назначения.
В мировой практике широкое внедрение этих конструкций началось в 30-х годах, и в настоящее время объем их применения весьма значителен, например, в США он составляет около 50% общих объемов промышленного строительства. Организация производства и применения ЛМК в СССР относится к началу 70-х годов, когда было принято решение об организации в системе Минмонтажспецстроя СССР производства и комплектной поставки ЛМК для промышленных зданий. К началу XII пятилетки объем применения этих конструкций в строительстве составил около 10% общего объема вводимых ежегодно площадей зданий промышленного назначения.
В настоящих, достаточно сложных условиях отечественного строительства, отношение применения зданий комплектных поставок к общему объему вводимых зданий промышленного назначения существенно увеличилось. Непосредственными организаторами производства ЛМК и участниками их разработки в системе Минмонтажспецстроя СССР были Л. Д. Солоденников, В. А. Землеруб, А. А. Каплин, И П Олесов, А. Н. Секретов, Ю. А. Яшенков, А. И. Михальченко, А. Н. Смирнов, А М Каминский, В. А. Горельников, Ю. Л. Галустян, А. Н. Усанов, В Д Шишков, Л. С. Грибов, Н. М. Макунина, С. И. Самарин, Е. С. Провоторов, В. Е. Леонтович, В. И. Симонов, А. А. Пилягин, Э. И. Дипнер, Н. У, Чурсин, И. С. Мащенко, Н. Я. Зенин, Ю. С. Тонких, В. А. Сухарев, В. Г. Сергеев, А. Е. Малиновский, Г. И. Зубко, Г. А. Галицкий, Н. Ф. Дзизинский.
В итоге за немногим более чем 10-летний срок со времени организации массового производства ЛМК построено более 10 млн. м2 зданий с их применением. Особенно ощутим рост производства ЛМК был в XI пятилетке, когда объем их производства вырос в 2 раза, в том числе по зданиям-модулям — почти в 9 раз.
6
В целях развития отрасли и расширения производства ЛМК за истекшие годы построены и введены в эксплуатацию заводы по выпуску ЛМК в гг. Молодечно, Киреевске, Орске, Первоуральске, Канске, Житомире, Ташкенте, Воронеже, Шадринске, Магнитогорске, Самаре, Хабаровске, Москве, Видном, Челябинске, Кирове, Выксе. Частично введены новые мощности по производству ЛМК на заводах в гг. Санкт-Петербурге, Каменец-Подольском, Хабаровске, Антраците, Тамбове, Джамбуле, Баку и Ереване.
В сравнительно короткие сроки институтами бывшего Госстроя СССР и бывшего Минмонтажспещ троя СССР разработаны системы ЛМК и современные поточные технологии их изготовления. Освоены производство не сущих конструкций легких покрытий для одноэтажных промышленных зданий пролетами 18 30 м из круглых и прямоугольных труб типа «Урал» и «Молодечно», структурные плиты покрытия из круглых труб и прокатных профилен типа «Кисловодск» и «Москва», рамные конструкции коробчатого и двутаврового сечений типа «Орск» и «Канск». Одновременно было организовано серийное производство ограждающих и встроенных конструкций: трехслойных стеновых панелей с утеплителями из пенополиуретана и минераловатных плит; ворот — распашных, откатных и складчатых телескопических; дверей — стальных и из алюминиевых профилей; перегородок и подвесных потолков из алюминиевых профилей; стальных конструкций лестниц и площадок.
Массовое производство ЛМК КП потребовало создания технологии поточного машинного производства специальных экономичных профилей и типовых элементов зданий, в том числе: автоматизированных линий по производству профилированного настила для покрытий и стеновых трехслойных панелей с эффективными утеплителями, автоматизированной линии по производству прямоугольных электросварных труб для изготовления конструкций типа «Молодечно», поточных линий по производству рамных конструкций типов «Орск» и «Канск», линий по производству тонкостенных профилей из алюминиевых сплавов методом экструзии, автоматизированных линий окраски в электростатическом поле.
В HTOie за 20-летний срок существования в нашей стране производства ЛМК построено более 80 млн. квадратных метров зданий с их применением. ЛМК нашли преимущественное применение при строительстве объектов машиностроения, радио и электронной промышленности, объектов обслуживания железнодорожного транспорта, стройиндустрии, агропромышленного комплекса при строительстве объектов в экстремальных условиях Сибири, на Дальнем Впсгоке и Севере России. Особое значение приобретают здания для хранения и переработки пищевой продукции: малогабаритные холодильники и морозильники объемом храпения — 15—1000 тонн, сыродельни, молокозаводы, колбасные и мясные цеха малых объемов, кондитерские фабрики, хлебопекарни. Большой спрос на быстровозводимые зернотока, зернохранилища и другие объекты агропромышленного комплекса.
§ 1.2	Создание мощностей, разработка и освоение новых технологий массового изготовления легких металлических конструкций
Курс на интенсификацию строительства предусматривает широкомасштабную реконструкцию и техническое перевооружение заводов по производству строительных металлических конструкций на основе использования достижений научно-технического прогресса. Однако, как показал опыт, освоение проектных мощностей заводами, обновление продукции, новое
7
поколение станков и оборудования, системы автоматизации технологического процесса, сами по себе не решают поставленной задачи — повышения производительности труда на заводах.
Производство металлических сварных конструкций к началу внедрения новой системы изготовления ЛМК для зданий модульного типа характеризовалось низким использованием машинного времени (от 0,1 до 0,3) в цехах обработки и низкой степенью механизации в цехах сборо-сварки (коэффициент механизации по этим переделам составлял 0,25—0,45). Из-за преобладания индивидуального и мелкосерийного производства возможности увеличения этих показателей оказались исчерпаны. К началу 1980 г. стало очевидным, что рост эффективности и качества производства стальных конструкций не может быть достигнут прежними методами.
Причиной низкой производительности труда стали перерывы в работе оборудования, возникающие как результат большого числа вспомогательных операций. Отсюда следовала необходимость механизации всех производственных операций (в первую очередь — вспомогательных). Другим условием сокращения цикла обработки стало расположение рабочих мест согласно последовательности направления технологического потока, что исключает возвратное движение. Указанные условия комплексно реализуются при внедрении поточных линий, применение которых в метал-лостроительстве основано на опыте машиностроения.
Для широкого применения поточных методов производства требовалась высокая серийность конструкций. Унификация деталей конструкций и унификация технологических процессов — во г те задачи, которые пришлось решать для организации крупносерийного производства. Основным требованием поточного производства является создание конструктивных форм с минимальным числом типоразмеров. Конструкции должны были легко члениться на постепенно укрупняемые сборочные единицы, число которых должно было быть минимальным, а габаритные размеры укрупняемых элементов не должны были препятствовать их перемещению по рольгангам и транспортерам (с целью сокращения числа мостовых кранов). При проектировании зданий модульного типа все эти факторы учитывались конкретными заданиями заводов — изготовителей.
Кроме того, технологический процесс изготовления ЛМК связан с большим количеством транспортных операций: погрузками, разгрузками, передачами деталей с одной операции на другую, сортировкой полуфабриката, подачами на сборку, сварку, окраску, складирование и т. д. Эти операции не только трудоемки, но и требуют много места
Отдельной проблемой стала антикоррозионная защита металлоконструкций, в том числе очистка проката. Эксплуатация установок для очистки происходила с большими перебоями, так как отечественная промышленность не выпускала износостойких лопаток для сопел. В результате эти установки удавалось использовать лишь на часть их мощности, и кроме того, они часто простаивали.
Весь этот комплекс взаимосвязанных и противоречивых проблем предстояло разрешить в процессе создания новой системы массового производства ЛМК, необходимых для зданий модульного типа. Потребовались мероприятия крупного масштаба, охватывающие развитие существовавшей материально-технической базы по производству конструкций, инженерного оборудования, конструкционных, теплоизоляционных и отделочных материалов не только в Минмонтажспецстрое СССР, но и в смежных отраслях металлургии, химии, машиностроения, судостроения, приборостроения и электротехнической промышленности, производства строительных материалов.
8
За короткий срок для производства зданий из ЛМК КП были построены, реконструированы и технически перевооружены более 25 заводов металлоконструкций. Именно в результате создания такой материально-технической базы стало возможным широкомасштабное внедрение новой системы строительства модульных зданий. Система была развита настолько, что планирующие органы стали выделять здания модульного типа из ЛМК в пятилетних и годовых планах народнохозяйственного развития в отдельную строку, как промышленную продукцию. Был даже установлен альтернативный традиционному порядок централизованного выделения материально-технических ресурсов для этой промышленной продукции в соответствии с проектно-технической документацией, а не по «миллионнику», как это обычно практиковалось в строительстве. Такой порядок стал абсолютно новым; он не имел аналогов в сфере строительного производства и, по существу, предопределил выполнение на указанной основе ежегодных программ выпуска готовых зданий.
Проведенная ЦНИИЛМК и ЦНИИПСК совместно с заводами ЛМК унификация конструкций дала возможность резко сократить номенклатуру применяемых профилей проката и количество марок сталей, стандартизировать детали, что позволило упростить оформление заказов на сталь и создать условия для более ритмичного получения проката. Кроме того, появилась возможность повысить производительность существующего оборудования, создать специальную оснастку и внедрить поточные линии, широко примени! ь автоматизацию при изготовлении стандартных деталей, организовать выполнение операций сборки и сварки не только с высокой степенью механизации, но и с привлечением в отдельных случаях промышленных роботов. [ 2]
На стадии разработки и проектирования каждое конструктивное решение тщательно обрабатывал! »сь с учетом требований технологии и монтажа, проверялось натурными испытаниями, «отшлифовывалось» на реальных объектах. В результате запроектированы конструкции предельно простые как по компоновке покрытия в целом, так и по конструктивным решениям каждого элемента. Например, из основных качеств типовых конструкций, которые удалось получить при разработке серий покрытия «ЦНИИСК» и «Молодечно», является универсальность конструкций и единообразие компоновочной схемы зданий для блочного монтажа покрытия, в том числе с конвейерной сборкой блоков при 100% их готовности (при этом меняется расположение связей). Покрытия могут быть как без фонарей, так и с зенитными или треугольными свезоэрационными фонарями. Возможны покрытия без перепадов высот, либо с перепадами вдоль и поперек пролета (при этом добавляются прогоны в местах снеговых мешков), а также покрытия с легкосбрасываемой кровлей, при этом добавляются распорки и уменьшается количество мест креплений профилированного настила. Может быть скомпонована схема здания без кранов или с подвесными кранами, при этом добавляются подвески монорельсов с креплением их на хомутах. Возм ожна установка крышных вентиляторов практически в любом месте на кровле, а также прокладка трубопроводов и других коммуникаций с креплением дюбелями или на хомутах. Во всех схемах стропильные и подстропильные фермы, надколенники, связи и дсборные элементы остаются без изменений. Это позволяет организовывать поточное изготовление конструкций независимо от конкретных объектов и производить комплектацию строек готовыми конструкциями со склада.
Следующим по важности принципом разработки типовых конструкций формы элементов, выявление конструктивной закономерности (конструктивного ряда) и выполнение на этой основе полной унификации конст-
9
рукций. Этот принцип при разработке стропильных ферм покрытия «Молодечно» осуществлен путем назначения одинаковых габаритных размеров основных элементов ферм — поясов и раскосов. В зависимости от нагрузки и пролета в элементах изменяется только толщина стенок профилей от 3 до 8 мм. Это позволило принять одинаковыми все второстепенные детали и унифицировать сварные и болтовые соединения. Аналогично выполнены и подстропильные фермы.
Унификация элементов дает возможность из готовых отправочных марок составлять фермы разных пролетов. Так, например, ферма пролетом 30 м состоит из двух половин фермы пролетом 24 м и средней вставки длиной 6 м.
В результате унификации, для изготовления 13 типов стропильных ферм, 5 типов подстропильных ферм и 6 типов связей, заводу требуется: исходных профилей проката — 10; размеров заготовок (штрипсов) для прокатки профилей, требующих переналадки стана-6.
Унификация конструкций, уменьшение количества марок стали, сокращение необходимых профилей проката, стандартизация деталей-влияют на все этапы производства, дают предприятию целый ряд преимуществ. Это упрощение оформления заказов на сталь и возможность организации ритмичного получения металлопроката, повышение производительности прокатного стана за счет выпуска больших партий однотиповых профилей и сокращения числа переналадок стана, снижение расхода стали за счет отсутствия замен профилей, рационального раскроя металла и уменьшения отходов, широкое применение автоматизации при изготовлении деталей, сокращение склада полуфабрикатов и упрощение снабжения сборочного цеха деталями, возможность организации сборки и сварки конструкций с высокой степенью механизации, вплоть до применения промышленных роботов. В результате улучшения работы на каждом этапе резко возрастает производительность труда в целом по заводу, повышается качество продукции, улучшается снабжение строек строительными конструкциями.
В качестве другого примера можно привести изменение технологии изготовления раскосов стропильных ферм. На заводе в г. Молодечно смонтированы две спаренные ленточные пилы, поставленные под углом, необходимым для резки раскосов с расстоянием между пилами, равным длине раскоса. Производится одновременная резка двумя пилами пакета, состоящего из четырех профилей. И раскосы, даже разные по сечению, имеют всегда одинаковую длину. Это резко повысило производительность труда по заготовке деталей, однако потребовалось несколько изменить геометрическую схему ферм.
Несмотря на то, что конструкции «Молодечно» и «ЦНИИСК» уже достаточно хорошо отработаны, работы по дальнейшему их совершенствованию продолжаются.
Созданы новые прогрессивные технологии поточного заводского изготовления ЛМК КП, внедрено новое поколение импортного и отечественного оборудования. Цеха обработки профилей проката оснащены высокопроизводительными комплексами оборудования (в том числе, с ЧПУ) для механической резки, фрезерования, образования отверстий и т. д. Технический уровень заводов перестал уступать уровню оборудования аналогичных заводов металлоконструкций в США, ФРГ, Италии и Финляндии.
Новые прогрессивные технологии и оборудование поточного заводского изготовления конструкций для зданий модульного типа могут быть сведены в следующие группы. [ 3]
Оборудование для автоматизированного производства специальных эффективных стальных профилей. Это станы по производству сварных двутавров, прямоугольных профилей и специальных профилей для ограждающих
10
конструкций. Их внедрение позволило использовать в качестве исходной заготовки наиболее дешевый прокатный лист, получать экономичные профили практически любой геометрической формы, при этом снижая одновременно как трудоемкость изготовления, так и металлоемкость. Подобное оборудование смонтировано и введено в эксплуатацию на Санкт-Петербургском, Воронежском и Хабаровском ЗСАК, Канском, Молодеченском, Киреевском, Выксунском, Орском, Магнитогорском и Житомирском заводах ЛМК, Первоуральском заводе трубчатых строительных конструкций, Ташкентском экспериментальном ЗЛМК и Каменец-Подольском ЗЛМК.
В результате работы, доля использования эффективных профилей на заводах ЛМК Минмонтажспецстроя СССР была доведена к 1984 году до 21,35% товарного выпуска металлоконструкций, тогда как на аналогичных заводах других министерств и ведомств она не превышала 10% (например, на предприятиях Минстроя в 1984 году при товарном выпуске 48240 т металлоконструкций, масса применения эффективных профилей составляла лишь 4909 т. тогда как на заводах ВППСО «Союзспецлегконструкция» эти показатели составляли соответственно 469158 и 100203 т). Это лишь один из многочисленных примеров реального снижения металлоемкости в конструкциях зданий из ЛМК КП, позволивших в конечном счете значительно повысить производительность труда на заводах ЛМК по сравнению с заводами-изготовителями традиционных металлоконструкций.
Оборудование для изготовления ограждающих и встроенных конструкций. Конструкции стен и кровли, окон и дверей, ворот и жалюзи, перегородок и подвесных потолков, сантехкабин и лестниц, площадок и встроенных элементов сегодня еще остаются наиболее сложными и трудоемкими в изготовлении. Заново были созданы мощности по производству стеновых панелей типа «сэндвич» (с утеплителем из пенополиуретана) общей годовой производительностью 4,5 млн.м2 на Хабаровском, Воронежском, Канском, Орском, Ташкентском и Каменец-Подольском заводах. Мощности по изготовлению конструкций окон, дверей, ворот, встроенных элементов, утеплителей, специального крепежа, фурнитуры и т. д., обеспечивающих комплектацию зданий, созданы на Воронежском, Санкт-Петербургском, Хабаровском, Киреевском, Шадринском, Магнитогорском, Канском и Житомирском заводах.
Оборудование для сборки и сварки несущих конструкций. Оно было разработано и изготовлено силами предприятий Минмонтажспецстроя СССР. Внедрены в производство специализированные поточные линии для сборки и сварки несущих конструкций из прямоугольных профилей коробчатого сечения типа «Молодечно», из прокатных профилей типа «ЦНИ-ИСК», из электросварных труб типа «Кисловодск», из сварных двутавров типа «Канск», из стержней коробчатого сечения типа «Орск», а также рам из сварных двутавров переменного сечения, разработанных и внедренных специалистами ЦНИИСК им. Кучеренко, внедрена автоматизированная установка сборо-сварки перфорированных двутавров для прогонов кровли и путей подвесного транспорта, разработанная и изготовленная в ЦНИИСК им. Кучеренко. Перечисленные линии были введены в строй на Киреевском, Канском, Орском, Первоуральском, Молодечненском, Выксунском, Ташкентском, Житомирском и Кулебакском заводах. Кроме Канской и Орской технологий, они не имеют мировых аналогов и получили высокую оценку специалистов ведущих фирм США, ФРГ, Италии, Венгрии и Японии, посетивших указанные заводы.
Внедрение такого оборудования позволило резко снизить трудоемкость изготовления ЛМК по сравнению с универсальными заводами-изготовителями традиционных металлоконструкций, а также заводами ЛМК других ведомств. Так, на аналогичных заводах Минстроя СССР в 1984 году средняя
11
трудоемкость 1 т металлоконструкций составляла 48,8 чел.-час.; на универсальных заводах Минмонтажспецстроя СССР она была в то время существенно ниже — 29,4 чел.-час. А на специализированных заводах ЛМК эта трудоемкость составляла лишь 22,5 чел.-час., причем на головных заводах-изготовителях модульных зданий трудоемкость была еще на 10—30% ниже, чем на остальных заводах ЛМК. Так, на Молодечненском заводе она составляла в 1984 году л ишь 15,8 чел.-час., на Орском — 16,6, на Ташкентском — 19,2 и на Киреевском — 20,6 чел.-час. Если принять трудоемкость изготовления 1 т металлоконструкций, достигнутую на заводах Минстроя СССР, за 100%, то на заводах Минмонтажспецстроя СССР она была снижена на 39,8%, на заводах ВППСО ч(Союзлегконструкция» — на 53%9%, на Молодечненском заводе — на 67,6%, на Орском — на 66%, на Ташкентском — на 60,7% и на Киреевском — на 57,8%.
Оборудование для антикоррозионной защиты ЛМК. Признанным направлением повышения интенсивности строительных работ является заводская окраска металлоконструкций. Одним из достижений при внедрении новой системы строительства зданий из ЛМК КП является организация именно этой технологической операции.
Для ее осуществления институт Гипромонтажиндустрия под руководством В. Д. Шишкова разработал и внедрил линию окраски металлоконструкций в электростатическом поле (К-1175), предназначенную для трехслойной окраски эмалью ПФ-133 крупногабаритных строительных металлоконструкций из гнутосварных труб прямоугольного сечения. Линия состоит из механизмов загрузки и погрузки, транспортирующего устройства в виде подвесного конвейера, агрегата подготовки поверхности, камеры грунтовки, двух камер окраски и трех камер сушки. Производительность по массе окрашиваемых изделий составляет 30 тыс. т. в год; скорость конвейера — 1,6 м/мин; потребляемая мощность — 625 кВт; габаритные размеры — 240 X 30 X 7,9 м; масса — 600 т.
Пост загрузки обеспечивает навешивание изделий на движущийся подвесной конвейер в агрегаты подготовки поверхности. Камеры электростатики оснащены распылителями, установленными на роботах с дозаторами и высоковольтными выпрямительными устройствами. Такие камеры установлены на постах огрунтовки, нанесения первого и второго слоя эмали. Имеются также две подкрасочные камеры. В качестве метода нанесения красителей в них применено безвоздушное или пневматическое распыление. Каждая камера имеет свой гидрофильтр для очистки удаляемого воздуха.
Полностью загрунтованные изделия сушат в терморадиационноконвективной сушильной камере, а затем охлаждаются. Во второй электроокра-сочной камере наносят первый слой эмали с последующей сушкой и охлаждением в специальных камерах. Для нанесения второго слоя эмали процесс повторяется с той лишь разницей, что после электросварки следуют подкрасочные камеры. Полностью окрашенные изделия поступают на посты разгрузки, где их перегружают на технологическую рельсовую тележку и доставляют на склад для последующей комплектации и погрузки на железнодорожные платформы. Транспортные операции в технологическом потоке выполняет подвесной конвейер с постоянно движущейся бесконечной цепью, что дает линии возможность работать в полуавтоматическом режиме.
Состав оборудования линии позволяет осуществлять различные по количеству наносимых слоев технологические системы окраски. С вводом в эксплуатацию линии окраски резко улучшилось качество покрытий, значительно снизились затраты ручного труда, увеличилась экономия красителей. На рабочих местах в окрасочном цехе намного уменьшилось количество выделяемых в окружающую среду загрязнений и значительно улучшились санитарно-технические условия труда.
12
По две такие линии внедрены на Орском и Молодечненеком заводах, по одной — на Выксунском и Первоуральском; их общая мощность составила 180 тыс. т. кроме того, на Киреевском и Каменец-Подольском заводах внедрены линии автоматизированной окраски оцинкованного стального рулонного листа, а на Хабаровском и Воронежском заводах — алюминиевых профилей и конструкций из них.
Одним из основных экономических показателей в результате внедрения линий антикоррозионной защиты является сокращение продолжительности строительства на 1,5—2 мес., которые необходимы для того, чтобы выполнить окраску конструкций на строительной площадке. Полученный благодаря этому народнохозяйственный эффект, рассчитанный на период 1981—1991 гг. с учетом как вероятности его получения, так и лишь той доли капиталовложений, которая приносит эффект, составляет не менее 25,4 млн. руб. (в ценах 1984 г.).
Вторым слагаемым экономического эффекта, который получен от внедрения линий антикоррозионной защиты ЛМК, является экономия стоимости нанесения окрасочного слоя.
Общий экономический эффект, получаемый от внедрения линий антикоррозионной защиты ЛМК превышает 196 млн. руб. (в ценах 1984 г.).
§ 1.3	Конструктивные решения ЛМК.
Поставленная задача-создание отечественных ЛМК, решалась одновременно в нескольких научно-исследовательских и проектных организациях: ЦНИИ проектстальконструкции им. Н. П. Мельникова (ЦНИИПСК), ЦНИИ строительных конструкций им. В. А. Кучеренко (ЦНИИСК) в творческом содружестве с институтом Гипромонтажиндустрия (в последующем Гипрос-пеплегконструкция). [ 4]
Указанные организации в исключительно короткие сроки разработали и провели необходимые испытания отечественных систем несущих конструкций ЛМК шести типов-«Кисловодск», «Орск», «Молодечно», «ЦНИИСК», «Канск» и «Урал». Эти конструкции в дальнейшем трансформировались в системы комплектных зданий из ЛМК. В последующем были созданы еще три типа ЛМК — «Москва», рамы переменного сечения из сварных, прокатных профилей и конструкции типа «Алма-Ата».
Творческие предпосылки к созданию новой отрасли металлострэительст-ва изложены академиком Н. П. Мельниковым в труде «Пути прогресса в области металлических конструкций». [ 5]
В ЦНИИСК под руководством д. т. н., профессора В. И. Трофимова разработан ряд оригинальных эффективных металлических конструкций. Нашли широкое применение в строительстве ЛМК типа «ЦНИИСК» и «Москва». [ 6] Позднее, в этом институте к. т. н. Ю. Н. Симаковым, совместно со специалистами ЦНИИ проектлегконструкция, разработаны рамные конструкции с переменным поперечным сечением из сварных тонкостенных двутавров. Рамные конструкции «Канск», в свое время, были разработаны в ЦНИИПСК к. т. н. П. Н. Троицким. Сварные тонкостенные двутавры из рулонированной стали на Канском заводе ЛМК производятся на оборудовании фирмы «Гренгерс».
При разработке ЛМК изначально предусматривался единый процесс: от проектирования — до скоростного монтажа комплектных зданий и сооружений. При этом был использован отечественный и мировой опыт типизации конструкций, что формировало необходимые условия для соз-
13
Рис. 1.1. Структурные плиты покрытий из труб типа «Кисловодск»: а — структурная плита из труб типа «Кисловодск» размерами 30X30 м;
б — схема здания из одной секции структурной плиты размерами 30 X 30 и 36 X 36 м;
в — схема блокировки зданий со структурными плитами СП 30.300А, СП 30.350А и СП 30.300А.36, СП 30.350А.36
fl
дания поточной автоматизированной технологии изготовления ЛМК на строящихся заводах.
Как известно, типизация конструкций осуществляется по трем направлением:
первое-типизация элементов конструкций. Поэлементная типизация позволяет осуществлять массовое строительство зданий с унифицированными геометрическими параметрами;
второе-типизация узлов, что позволяет осуществлять укрупненный и крупноблочный монтаж конструкций (конвейерный, блочный и поузловой);
третье-унификация зданий и сооружений с индивидуальными геометрическими размерами и нагрузками. Такие унифицированные здания модульного типа, разработанные специалистами Гипроспецлегконструкции, нашли массовое применение в строительстве, их конструктивные решения позволяют блокирование модулей с учетом требований технологии малых и средних производств.
ЛМК типа «Кисловодск» — пространственные решетчатые конструкции из труб. Применяются в одноэтажных промышленных зданиях размерами в плане 30 X 30, 36 X 36 м, высотой до низа конструкции покрытия 4,8;6,0 и 7,2 м, без перепада высот, без зенитных фонарей и с зенитными фонарями, с подвесными кранами грузоподъемностью 2 т и без кранов, в I - IV районах по снежному покрову и I—IV по скоростному напору ветра при температуре наружного воздуха минус 40° С и выше для отапливаемых зданий, с расчетной сейсмичностью до 9 баллов включительно. Структурные секции блокируются (рис. 1.1).
Конструкции поставляются секциями, в окрашенном виде. Комплектные здания системы «Кисловодск» комплектуются стеновыми панелями, оконными, дверными блоками и крепежными изделиями.
14
Рис. 1.2. Стропильные и подстропильные фермы из холодногнутых прямоугольных профилей для покрытий зданий типа «Молодеч-но»:
а — схемы вариантов покрытий зданий ЛМК;
б — схема подстропильных ферм
а} ч
ЛМК типа «Молодечно» (рис. 1.2) представляют гобой покрытия из холодноформованных замкнутых сварных профилей прямоугольного сечения, применяются для производственных зданий с пролетами 18, 24, и 30 м, высотой до низа строительных ферм 4,8—18 м, однопролетных и многопролетных, без кранов и с кранами подвесными грузоподъемностью до 5 т и мостовыми грузоподъемностью до 50 т, с типовыми стальными колоннами. Остальные расчетные параметры определяются проектной организацией в соответствии с отраслевым каталогом, разработанным ЦНИИпроектлегкон-струкцией, с учетом районов применения и нагрузок. В состав поставляемого комплекта входят стропильные и подстропильные фермы, надколенники, связи, стальной профилированный настил с крепежом, комплектующие конструкции покрытия основания крышных вентиляторов и др., а также прогоны для зон покрытия со снеговыми мешками. Конструкции поставляются в окрашенном виде. ЛМК типа «Молодечно» по своим техническим характеристикам предпочтительнее других, имеют широкое применение при строительстве самых различных производственных и непроизводственных зданий во многих отраслях народного хозяйства.
Блоки структурных покрытий типа «Москва» выполняются россыпью и из сварных ферм пролетами 18 и 24 м. Конструкции поставляются в окрашенном виде. В комплекс поставки входят: структурные блоки покрытия, консоли блоков, соединительные элементы, профилированной настил и крепежные изделия; конструкции поставляются в соответствии с проектом (рис 1.3)
15
Рис. 1.3. Схема структурных блоков из прокатных профилей типа «Москва»:
а — блок размерами 18 X 12 м;
б — блок размерами 24 X 12 м
Рис. 1.4. Рамные конструкции с элементами коробчатого сечения типа «Орск-1»
Рамные конструкции каркасов зданий типа «Орск — I» (коробчатого сечения, рис. 1.4) применяются в одноэтажных отапливаемых зданиях как однопролетных, так и многопролетных, высотой рам 6,98 и 8,18 м, без фонарей и с зенитными фонарями, с мостовыми кранами грузоподъемностью до 5 т, в I—III районах по снежному покрову и I—IV по скоростному напору ветра, при температуре наружного воздуха минус 65° С и выше, с сейсмичностью до 9 баллов включительно.
16
Рис. 1.5. Рамные конструкции из тонкостенных сварных двутавров пролетом 18 и 24 м типа «Канск»:
а — два варианта однопролетных рамных конструкций;
б — многопролетные рамные конструкции
17
Рис. 1.6. Рамные конструкции с переменным сечением:
а — два варианта конструкций пролетом 24 м;
б — рамные конструкции пролетом 18 м
Из конструкций типа «Орск-I» изготавливаются унифицированные здания комплектной поставки и ЛМК. В комплект поставки входят рамы (колонны и ригели), вертикальные связи, прогоны, стойки фахверка, элементы торцов зданий, подкрановые балки и профилированный стальной настил с крепежными изделиями. Конструкции поставляются в окрашенном виде.
Стальные рамные конструкции из прокатных широкополочных и сварных тонкостенных двутавровых балок типа «Кане» (рис. 1.5) применяются в одноэтажных многопролетных производственных отапливаемых зданиях, пролетами 18 и 24 м, шагом колонн 6 и 12 м, высотой до нижнего пояса ригеля 4,8—10,8 м, без кранов и с кранами подвесными грузоподъемностью 3,2 т и мостовыми грузоподъемностью до 20 т, в I—III районах по скоростному напору ветра и I—IV по снежному покрову при температуре наружного воздуха минус 50° С и выше, с сейсмичностью до 9 баллов включительно.
Рамные конструкции из двутавров переменного сечения для каркасов зданий (рис. 1.6) применяются в одноэтажных отапливаемых производственных и другого назначения зданиях, однопролетных, без перепада высот, с типовой рулонной кровлей (0,025), с кровельными панелями с металлической обшивкой (при уклоне 0,100), с подвесными кранами грузоподъемностью до 3,2 т. Рамные конструкции поставляются с вертикальными связями, прого-
18
Таблица 1.1
Технико-экономические показатели легких конструкций массового изготовления
Технико-экономические показатели конструкций комплектных поставок
Тип конструкции		Стоимость, руб/кв. м в ценах 1988 г.	Расход	Трудозатраты, чел-ч		/кв. м
	Наименование		стали, кг/кв. м	Всего	Изготовление	Монтаж
«Мол о-	Металлоконструкции	16.8/100	41.75/100	1.0/100	0.44/100	0.562/100
дечно» «Кисловодск» «Канск»	покрытий и нижних несущих конструкций, включая настил, фер-	14.43/86	32.3/77	2.15/215	0.77/175	1.38/246
	мы (или структурная плита), связи покры-	19.72/117.3	48.6/116	1.79/179	0.58/132	1.21/215
«Орск»	тий, надколонники, КОЛОННЫ, связи по колоннам, фахверк	18.7/111	46.4/111	1.81/181	0.7/159	1.11/198
«Москва»		18.9/112.5	48.6/116.4	1.84/184	0.52/118	1.32/235
«Тагил»		14.35/85.4	40.0/96	0.92/92	0.39/89	0.53/94
нами, стойками фахверка, профилированным настилом и другими комплектующими конструкциями и изделиями.
За последние годы признание получают разработанные ЦНИИ ПСК им. Мельникова каркасы промышленных зданий с использованием пролетных конструкций типа «Тагил». Для этого типа зданий разработана типовая документация, включающая покрытия, колонны, подкрановые балки, стойки фахверка и пр. Конструкция покрытия предусматривает применение ферм с поясами из широкополочных двутавров и одноуголковой решеткой с полками, развернутыми под углом 45° к плоскости фермы. Этот тип конструкции рекомендован еще в 1988 году для зданий комплектной поставки и включения в каталог ЛМК ММСС СССР.
Технико-экономические показатели упомянутых выше конструкций приводятся в таблице 1.1 [ 7].
Безусловно заслуживают внимания разработанные алмаатинским отделением ЦНИИ ПСК покрытия со стальными стропильными балками с гофрированными стенками типа «Алма-Ата» (рис. 1.7), применяемые в одноэтажных производственных отапливаемых зданиях однопролетных и многопролетных с пролетами 18, 24 и 30 м, с шагом колонн по крайним рядам 6—12 м, по средним — 12 м, без кранов и с подвесными кранами грузоподъемностью до 3,2 т, при расчетной температуре наружного воздуха минус 40° С и выше.
Районы применения определяются проектной организацией в соответствии с отраслевым каталогом ЦНИИпроектлегконструкция. В комплект поставки входят стропильные и подстропильные балки, связи, прогоны, опорные стойки, стальной профилированный настил с крепежными изделиями и другие комплектующие конструкции и изделия.
В завершении отметим, что совершенствование проектирования, изготовления и монтажа ЛМК требует широкого внедрения ЭВМ. Качество ЛМК закладывается при их проектировании. Необходимо объединение проектирования и производства в единый согласованный цикл в условиях резкого сокращения сроков проектирования (в 3—5 раз), что требует разработки системы автоматизированного проектирования (САПР), интегрирования САПР с системами управления производством. Эффективность внедрения САПР оценивается не по выигрышу времени на проектирование, а по сокращению (до 10 раз) затрат времени на технологическую подготовку произ-
19
tf)
Рис. 1.7. Стропильные и подстропильные балки с гофрированной стенкой типа «Алма-Ата»: для покрытий зданий
а — схемы вариантов покрытий; б — схемы подстропильных балок
водства. В этих целях в ВППСО «Союзлегконструкция» с 1987 г. разрабатываются И АСУ в составе САПР в ЦНИИЛМК, АСУ-монтаж в тресте Сталь-конструкция, АСУ-объединение, АСУП, АСУТП и САПР на заводах и в промышленно-строительных объединениях.
§ 1.4	Модульные здания комплектной поставки с инженерным оборудованием.
Накопленный опыт по применению ЛМК в строительстве подтверждает целесообразность в долговременную потребность в унифицированных зданиях, поставляемых в комплекте с инженерным оборудованием, для строительства предприятий в отраслях, требующих ускоренного развития, например таких, как предприятия машиностроения, электроники, товаров народного потребления, объектов переработки и хранения сельскохозяйственной продукции, услуг населения, а также объектов городской и сельской инфраструктуры.
В связи с этим проектно-конструкторскими организациями и предприятиями Минмонтажспецстроя СССР была разработана программа «Здания модульного типа». Указанная программа была утверждена постановлением Совета Министров СССР от 1 июня 1981 г. № 514 «Об организации на предприятиях министерства монтажных и специальных строительных работ СССР производства сборных зданий-модулей [8], [9], [10]. Качественно новым этапом в развитии легких металлических конструкций явилось создание модульных зданий и их внедрение в массовое строительство. [11]
20
Таблица 1.2
Классификация зданий-модулей по видам конструкций
«Кисловодск»
8,420
30,0'	30,0
«Орск»
«Молодечно»
21
Специалисты министерства и его организаций в исключительно короткие сроки разработали унифицированные здания из ЛМК, поставляемые в комплекте с инженерным оборудованием (отопительно-вентиляционное, электроснабжения и сантехустройства, а позднее заказное технологическое) по проектам ТП-400-0-20 и ТП-400-0-21 с конструкциями «Кисловодск» и «Орск» соответственно.
В течение 6 месяцев предприятия Минмонтажспецстроя СССР освоили производство комплектных модульных зданий, и к концу 1981 года были поставлены на стройки страны первые 108 зданий в комплекте с инженерным оборудованием.
Инженерному оборудованию в комплектно-блочном исполнении (приточная камера УМПК, электротехнический КЭМЗ, сантехкабины СК-15, СК-16, агрегированный тепловой узел) по уровню и срокам исполнения аналогов в мировой практике нет.
В 1984—1986 гг. номенклатура модульных зданий расширена конструкциями типа «Молодечно» ТП-400-0-30 и типа «Канск» ТП-400-0-27 (табл. 1.2и1.3) [ 11]
Для организации крупносерийного пройзводства модульных зданий потребовалось разработать и внедрить новые принципы планирования их производства (как промышленной продукции), по аналогии с машиностроением введены дополнительные мощности и технологические переделы по изготовлению инженерного оборудования, линии для изготовления спе-цпрофилей, крепежных деталей, метизов, герметизирующих прокладок, для защитно-декоративной окраски конструкций, а также организована широкая кооперация между заводами. Это производство осуществляется примерно на 25 заводах.
Создана новая единая комплексная система: проектирование, изготовление, комплектация, поставка и монтаж модульных зданий силами монтажных организаций, а в отдельных случаях монтажные организации выступают в роли генеральных подрядчиков по сооружению таких зданий. Эта система получила в стране широкое распространение.
В 1981—1991 гг. Минмонтажспецстроем СССР поставлено на стройки 9950 зданий модульного типа общей площадью более 10,0 млн. м2. В приоритетном порядке получателями таких зданий стали сельхозпредприятия РФ и стран СНГ.
Конструктивные формы и технические возможности модульных зданий позволили достигнуть высокой эффективности на всех этапах инвестиционного цикла.
На стадии проектирования:
был разработан и внедрен метод новых архитектурно-конструктивных структур, что позволило на 12,5% снизить уровень их металлоемкости и вместе с тем обеспечить высокую сейсмостойкость зданий из ЛМК;
фактически исключена из стадии проектирования модульных зданий разработка чертежей марок АР и КМ, что дает экономию до 2% стоимости строительства каждого здания. Разработанные конструктивные и архитектурные решения имеют возможность блокирования модульных зданий с учетом производственно-технологических условий.
На стадии изготовления:
высокая степень заводской готовности всех частей модульного здания позволяет сократить сроки возведения каждого здания не менее чем на 2—4 мес;
оснащение заводов ЛМК поточными линиями позволило поднять производительность труда на заводах не менее чем на 10%;
22
Таблица 1.3
Классификация физкультурно-оздоровительных зданий по назначению
Спортзалы
ТП 291-8-21.87
Физкультурно-оздо -ровительный корпус с залом 30 X 18 м в легких металлических конструкциях типа «Кисловодск»
ТП291-8-19с. 87(ФОЗ-1) ТП291-8-20С.87 ( ФО3 1-С) Спортивно-оздоровитель -ный корпус в легких металлических конструкциях с залом 36 X 18 м
ТП292-8-14.13.87 (СОК) Спортивно-оздоровитель -ный комплекс в легких металлических конструкциях комплектной поставки системы «Канск» для районов Западной Сибири
Бассейны
ТП 291-3-47С.88 (ФОБ) ТП291-3-48с.88 (ФОБ-С) Бассейн в легких металлических конструкциях с ванной 26 X П м
Спорткомплексы
ТП 291-8-17с.87( ФОК-2) ТП 291-8-18с.87 (ФОК-2-С) Физкультурно-оздо -ровительный комплекс в легких металлических конструкциях
ТП291-8-23с.88 (ФОК-1) ТП 291-8-24с-88 (ФОК-1-С) Физкультурно-оздо -ровительный комплекс в легких металлических конструкциях
Условные обозначения:
ФОЗ-1 —физкультурно-оздоровительный зал; ФОЗ-1-С — то же спец иализированный; СОК — спортивно-оздоровительный комплекс; ФОБ — физкультурно-оздоровительный бассейн; ФОБ-С — то же специализированный; ФОК-2 физкультурно-оздоровительный комплекс с ванной 16X6 м; ФОК-2-С — то же специализированный; ФОК-1 — физкультурно-оздоровительный комплекс с ванной 25X44 м; ФОК-1-С — то же специализированный
23

Рис. 1.8
Рис. 1.8. Унифицированное модульное здание типа «Кисловодск», поставляемое в комплекте с инженерным оборудованием (типовой проект 400-0-20-83)
Рис. 1.9. Унифицированное модульное здание типа «Орск», поставляемое в комплекте с инженерным оборудованием (типовой проект 400-0-21-83)
внедрение линий заводской окраски всех конструкций (несущих и ограждающих) снизило стоимость строительства на 1,5—3%, а также сократило сроки возведения на 1,5— 2 мес.
На стадии строительства:
комплексное выполнение работ силами монтажной организации, включая комплектную поставку модульных зданий с инженерным оборудованием через головные заводы-изготовители, а также необходимых материалов и изделий для строительства;
выполнение монтажных работ при условии полной готовности нулевого цикла позволяет в 2—3 раза сократить инвестиционный цикл, обеспечить досрочный ввод в эксплуатацию объектов, что экономит затраты заказчика в процессе строительства и позволяет получить прибыль в результате ускоренного пуска производственных мощностей.
Научно-техническая новизна модульных зданий:
а)	разработка и внедрение новых архитектурно-строительных структур унифицированных зданий модульного типа, отличающихся от
24
традиционных решений энергосберегающими объектами, возможностью блокирования модулей типа «Кисловодск», «Орск», «Молодечно» и «Канск», высокими надежностью и сейсмостойкостью (9—10 баллов). Здания модульного типа имеют модификации для любой климатической зоны страны (рис. 1.8 и 1.9); [ 12]
б)	конструкции модульных зданий типов «Кисловодск», «Орск», «Молодечно» и «Канск» изготавливаются в отличие от традици-онной технологии на поточных линиях с окраской
Рис. 1.10. Физкультурно-оздоровительный корпус с залом 30 X 18 м из ЛМК типа «Кисловодск» ( ФОЗ)
’'аао.Ц «и [ ивд. j «и» iST’&jg
в электростатическом поле по заданной цветовой гамме. Головные заводы соответствующих типов зданий комплектуют их всеми элементами несущих и ограждающих конструкций, оконными, дверными блоками и встроенными конструкциями, а также блоками инженерного оборудования. Готовые здания транспортируются в контейнерах, они имеют высокую транспортабельность;
в)	для модульных зданий разработано и создано серийное заводское производство блоков инженерного оборудования, отопительно-вентиляционного, электротехнического и сантехнического, а также комплектных агрегатов теплового пункта. Указанное оборудование, смонтированное в контейнеры, готово к подключению к энергоносителям, а сан-кабины — к санитарно-техническим коммуникациям;
г)	модульные здания спортивнофизкультурного назначения (ФОЗ и ФОК) отличаются высокой заводской готовностью, комплектуются конструкциями интерьера, спортинвентарем и плавательными бассейнами (рис. 1.10 и 1.11);
д)	высокая заводская готовность
Рис. 1.11. Физкультурно-оздоровительный комплекс из легких металлических конструкций комплектной поставки (ФОК):
1 — бассейн; 2 — душевые
зданий, технологичность монтажных
сопряжений частей зданий, применение разработанного инструмента и оснастки обеспечивают скоростной монтаж зданий;
е) по конструктивным решениям, архитектурному стилю здания модуль-
ного типа соответствуют современному мировому уровню;
ж) по разработкам инженерного оборудования, уровню комплектации для массового строительства аналогов в мировой практике нет.
Массовое применение в строительстве ЛМК и модульных зданий обуславливают четыре основных фактора:
25
во-первых, общее снижение массы зданий в сравнении с традиционными решениями. Так, снижена масса 1 м2 покрытия с 200—370 кг до 40—70 кг (по сравнению с железобетонными плитами покрытия), а масса 1 м2 стены на 250—300 кг меньше по сравнению с массой панелей из керамзитобетона. Таким образом, значительно сокращается материалоемкость при применении ЛМК в строительстве. При незначительном (от 1,01 до 1,4 раза) повышения потребности металла снижается расход бетона в 2,3—3,1 раза, цемента в 2,6—4,0 раза, леса в 5,8—11 раз, кирпича — 3,4—5,4 раза, а нерудных материалов в 2,5—3,1 раза;
во-вторых, на 35—30% снижение трудоемкости изготовления ЛМК по сравнению с традиционными металлоконструкциями, что достигается благодаря: внедрению на всех заводах технологических поточно-механизированных в автоматизированных линий; снижению в 1,5—2 раза общего объема перерабатываемого металла на единицу площади (по сравнению с обычными металлоконструкциями); унификации конструкций, позволяющей снизить трудоемкость на операциях сборо-сварки (в сравнении с традиционными металлоконструкциями);
в-третьих, снижение стоимости транспортирования ЛМК на место строительства, а также транспортабельность, позволяющая в контейнерах их доставлять в отдаленные районы страны. Подсчитано, что затраты на транспортирование продукции с заводов сборного железобетона превышают аналогичные затраты на стальные конструкции в 8 раз;
в-четвертых, главный фактор — значительное снижение продолжительности строительства объектов. Сокращение сроков строительства обеспечивается благодаря: резкому сокращению общих физических объемов строительно-монтажных работ; высокой заводской готовности, включая соединение монтажных узлов, декоративно-защитную окраску всех конструкций, позволяющей обеспечить быструю сборку зданий при минимальных затратах труда непосредственно на строительной площадке; выполнению строительно-монтажных работ в любое время года в результате применения ЛМК для ограждающих и встроенных конструкций.
Совокупность этих и других факторов позволяет в более короткие сроки вводить в эксплуатацию объекты по сравнению с традиционными решениями. По ряду объектов подсчитано, что прибыль от досрочного ввода объектов с каждого квадратного метра производственной площади здания в среднем составляет 8 руб. в ценах 1984 г.
§ 1.5.	Ограждающие конструкции ЛМК
В отечественной и мировой практике строительства часто применяют легкие ограждающие конструкции в виде трех-двухслойных панелей с металлическими тонколистовыми обшивками и теплоизоляционным слоем из пенопластов, в основном из различных композиций пенополиуретанов. Обстоятельные исследования в области изготовления и применения многослойных легких ограждающих конструкций с утеплителем из заливочных пенопластов выполнены д.т. н. А. М. Чистяковым [ 13], [ 14]. Наиболее распространенные полиуретановые и стирольные пенопласты обладают наилучшими физико-механическими показателями, но являются горючими, их обычно применяют в бескаркасных и трехслойных ограждающих конструкциях для зданий обычно небольших площадей (рис. 1.12).
Наиболее перспективны такие пенопласты в стенах и покрытиях холодильнике! и морозильников, они позволяют создать индустриальные панели толщиной 180—240 мм. Наряду с трехслойными панелями с
26
Рис. 1.12. Трехслойная панель с обшивками из гонколисто* вой стали и утеплителем из пенополиуретана:
а - панель рядовая;
б - панель рядовая уменьшенной толщины;
в - панель угловая;
г - вертикальный стык панелей с прокладкой из эластичного пенополиуретана или пенорезины
Рис. 1.13. Двухслойная панель на базе кассетного профиля КП 750-100-0.8(0,9):
1	- закладной или заливочный утеплитель;
2	- кассетный металлический профиль
Рис. 1.14. Трехслойная кровельная панель с минераловатным утеплителем на фальцевом соединении:
а - кровельная панель Т-J с узлом соединения продольного стыка;
б - кровельная панель Т-2 с узлом соединения продольного стыка
различными пенопластами имеют перспективу двухслойные панели на базе специального металлического кассетного профиля (рис. 1.13). На монтаже к ним крепят неметаллическую или металлическую обшивку. Эти панели позволяют отказаться от ветровых ригелей в каркасе здания, что снижает его металлоемкость. Трудногорючие фенольные пенопласты по своим прочностным характеристикам могут применяться для кровельных панелей. Двухслойные панели покрытия повышенной огнестойкости и полной заводской готовности (рис. 1.140 намечено изготовлять по непрерывной технологии, разработанной МНТК Легконструкция. Исключительно для промыш-
27
Рис. 1.15. Профили стальные с трапециевидными гофрами:
а — профили с гофром 114, 75, 57 и
35 мм;
б — сопряжение профилей;
в — крепление профилей к прогону
в)
ленных зданий могут применяться трудногорючие карбамидные пенопласты. Высокоэффективными утеплителями для легких ограждающих конструкций на ближайшие годы будут минераловатные и стекловолокнистые маты с обкладками из стеклоткани или другими рулонированными материалами повышенной огнестойкости либо минераловатные плиты с вертикально направленным волокном. Такие конструкции должны иметь минимальную металлоемкость, высокий уровень быстровозводимости и долговечности конструкций.
Весьма актуальную проблему легких ограждающих конструкций достаточно эффективно можно решать путем полистовой сборки стен, применяя для внутренней облицовки неметаллические материалы, что даст 50-процентную экономию тонколистовой стали, при этом надежно решается однозначность плотности стен.
Перспективно применение трехслойных панелей с неметаллическими облицовками (ЦСП, СЦ и др.) для зданий из ЛМК в жилищном, общественном и сельскохозяйственном строительстве; для внутренних перегородок целесообразно применять цементно-волокнистые плиты.
Надежная работы панельных ограждающих конструкций обеспечивается герметичностью стыковых соединений, а также их достаточной теплоизоляцией. В стыках панелей герметизирующие и теплоизоляционные материалы работают в условиях знакопеременных деформаций.
Наиболее эффективными герметиками для стыков ограждающих конструкций являются однокомпонентные отверждающиеся мастики воздушной вулканизации, которые образуют эластичную резиновую структуру, сохраняющую деформативность при температуре от минус 50 до плюс 120° С. Однокомпонентные герметики на основе карбокилатного каучука наносят электрогерметизаторами «Стык-27» или «Шмель».
В отечественной практике для тепловой изоляции и уплотнения стыков и зазоров металлических стеновых и кровельных панелей ограждений применяются пористые уплотняющие прокладки на основе пенорезины, латексной ценорезины и эластичного пенополиуретана. Недостатками пористых резиновых прокладок являются: высокая (15—25%) остаточная деформация, невысокая (до минус 40° С) морозостойкость и, как следствие, невысокая (6—10 лет) дол гове ч ность.
28
Рис. 1.16. Профили холодногнутые из алюминия и алюминиевых сплавов:
а •— профили для ограждающих конструкций с гофром 28 и 50 мм;
б — профили с гофром 5,8; Ю и 20 мм для встроенных конструкций, фризов, архитектурно-декоративных элементов
В мировой практике для уплотнения стыков широко применяются прокладки на основе пенополиэтилена. В странах СНГ используются пенополиэтиленовые прокладки марки «Вилатерм», они имеют лучшие показатели, чем пористые резиновые. Уплотняющие прокладки «Вилатерм» имеют плотность 35—40 кг/м3, в 4 раза ниже чем у пористой резины, и закрытоячеистую структуру, снижающие водопоглощение до 1,5% по объему. Температура эксплуатации пенополиэтилена до минус 60° С, это позволяет применять его во всех районах нашей страны. При этом минимальное сопротивление сжатию обеспечивает хороший уровень предварительного обжатия, что имеет большое практическое значение при использовании пенополиэтилена в стыках легких металлических ограждающих конструкций.
В конце 1989 г. на Нелеидовском заводе пластмасс выпущена и применена в строительстве опытная партия пенополиэтиленовых уплотнительных прокладок, имеется перспектива их широкого использования.
Заводы Концерна Легконструкция производят широкую номенклатуру легких ограждающих конструкций:
1)	холодногнутые стальные и алюминиевые профили:
стальные листовые гнутые профили с трапециевидными гофрами — 10 марок, толщина листа 0,6—0,7—0,8—0,9 мм и высота гофра 35, 57, 75 и 114мм(рис. 1.15);
алюминиевые и из алюминиевых сплавов холодногнутые профили — 10 марок, толщина листа 0,8 и 1,0 мм и высота профиля 5, 8—28—50 мм; такие профили используются для стен, перегородок и покрытий (рис. 1.16);
алюминиевые профили для подвесных потолков, нащельников, солнцезащитных устройств и др.— высота профиля 11 мм, толщина листа 1 мм. [15].
29
Стальные профили изготавливаются из окрашенной оцинкованной листовой стали, алюминиевые — в анодированном или окрашенном виде. Профили стальные и алюминиевые используются для облицовок трехслойных «сэндвич»-панелей, алюминиевые профили — в основном для изготовления окон, дверей и интерьера зданий;
2)	стеновые и кровельные панели с металлическими обшивками, с утеплителями из заливочного пенополиуретана и минеральной ваты.
Такие панели применяются для наружных стен одноэтажных производственных отапливаемых зданий и предназначены для производств с неагрессивной и слабоагрессивной средой, в I—IV районах по скоростному напору ветра и при температуре воздуха мину 53 С и выше.
Для комплектных зданий из ЛМК панели изготавливаются рядовые и угловые и поставляются в комплекте с крепежными изделиями.
Кровельные панели изготавливаются трех видов: двухслойная панель покрытия с утеплителем из пенополиуретана, с нижней обшивкой из стального профилированного листа высотой 107, 117 и 137 мм, толщиной 0,7 и 0,8 мм; двухслойная кровельная панель с трудносгораемыми пенопластами и покровным слоем из пергамина; трехслойная бескаркасная кровельная панель с минераловатным утеплителем и фальцевым соединением;
3)	стальные и алюминиевые окна, а также балконные двери. Они предназначены для заполнения световых проемов зданий, изготавливаются по типовым нормалям: окна — с одинарными и двойными переплетами, механизмами открывания, одинарным, двойным (стеклопакет) и тройным остеклением;
4)	витрины, витражи и тамбуры из алюминиевых сплавов, предназначенные для наружных светопрозрачных ограждений общественных зданий, а также вентиляционные решетки и профили для ограждающих конструкций зданий;
5)	стальные и алюминиевые двери, предназначенные для установки в проемах внутренних и наружных стен зданий и сооружений. Двери изготавливаются однопольные и двупольные, качающиеся и распашные, с одинарным и двойным заполнением стеклопакетами;
б)	стальные ворота, предназначенные для установки в наружных стенах для пропуска автомобильного и железнодорожного транспорта. Они изготавливаются в виде четырех марок — откатные и телескопические. Способ открывания — ручной и электромеханический. Полотна — откатные, ворота — из панелей типа «сэндвич». Телескопические ворота состоят из коробчатых элементов, изготовленных из тонкого стального листа;
7)	зенитные фонари. Предназначены для устройства верхнего естественного освещения одноэтажных производственных зданий. Изготавливаются зенитные фонари двух типов — со стальными переплетами, двойным остеклением и открывающиеся одного типа — с алюминиевыми переплетами и двойным остеклением;
8)	конструкция интерьера. Из алюминиевых сплавов изготавливаются:
панели внутренних перегородок с заполнением из материалов, применяемых для внутренней отделки. Панели выпускаются трех типов — рядовые, дверная однопольная и дверная двупольная размерами по ГОСТ;
потолки подвесные алюминиевые панельные и реечные с конструкциями крепления к перекрытиям. Подвесные потолки выпускаются без перфорации и с перфорацией и окрашиваются в необходимую цветовую гамму.
Для производственных зданий изготавливаются стальные лестничные марши, площадки и ограждения широкой номенклатуры, в соответствии с проектом комплектного здания из ЛМК.
30
Рис. 1.17. Электротехнические помещения типа ИПЭП-0
Рис. 1.18. Посты управления из ЛМК
31
Встроенные помещения в промышленных зданиях из ЛМК изготавливаются на заводах или монтируются поэлементно непосредственно настройке. Заводы изготавливают готовые посты управления и электропомещения типа ИПЭП-0 (рис. 1.17 и 1.18). Непосредственно на стройках вместо встроенных помещений со стенами из кирпича монтируются металлические помещения с облегченным каркасом, обшитым профилированным настилом, закрепленным винтами — саморезами или экструзионными асбоцементными панелями типа «ИПЭП-А».
В разработке ограждающих конструкций приняли непосредственное участие д.т.н. В. В. Гурьев, к.т.н. Н. М. Шоболов и Н. М. Макунина.
Алюминиевые ограждающие конструкции
Выше приведена весьма широкая номенклатура легких ограждающих конструкций из алюминиевых сплавов, а также деревоалюминиевых конструкций и конструкций интерьера зданий, которые производятся на заводах бывшего Минмонтажспецстроя. Ряд заводов может изготавливать и несущие конструкции из алюминиевых сплавов.
Алюминий и его сплавы обладают высокой технологичностью, кор-розиейстойкостью, архитектурной выразительностью, малой массой при высокой удельной прочности, отсутствием хрупкого разрушения при низких температурах.
В нашей стране в 1957 г. и последующие годы выполнены работы по исследованию алюминия как конструкционного строительного материала и по исследованию алюминия как конструкционного строительного материала и определению областей его применения в строительстве; координацию этих исследований осуществлял ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко.
В масштабе страны применение алюминиевых конструкций в строительстве было определено поставлением Совета Министров СССР в 1969 г., которым ставилась задача в 1970—1975 гг. создать мощности по производству 200 тыс. т конструкций в год. На основании этого постановления построено пять заводов алюминиевых конструкций — в гг. Воронеже, Санкт-Петербурге, Хабаровске, Киеве (Бравары) и Москве (пос. Видное) (рис. 1.19). Общий объем производства алюминиевых строительных конструкций в 80-е годы составлял 80—85 тыс. т, включая переработку алюминиевых профилей на мелких предприятиях и монтажных участках.
Тонкий алюминиевый лист нашел также широкое применение для сборных конструкций тепловой изоляции промышленного технологического оборудования и трубопроводов и заводского изготовления фольгоизола, дублированного алюминиевой фольгой, для устройства кровель промышленных зданий.
Антикоррозионные покрытия и огнезащита ЛМК
Антикоррозионная защита легких металлических конструкций имеет исключительно важное значение. Несущие ЛМК поставляются, как правило, в окрашенном виде, их окраска производится в электростатическом поле на заводских поточных автоматизированных линиях, Для надежной адгезии красителей поверхность металла тщательно, до металлического блеска, обрабатывается на дробеметных установках типа «Гутман» и др. Для грунтовки и окраски ЛМК обычно применяются грунты ГФ-021 и эмаль ПФ-133 или грунт-эмаль «Ренал».
32
Рис. 1.19. Воронежский ЗСАК. Алюминиевые архитектурные элементы фасада инженерного корпуса
Придается особое значение защите от атмосферной коррозии ограждающих конструкций. Ранее применялся оцинкованный лист без лакокрасочных покрытий, но он не обеспечивал необходимой защиты от коррозии. В последние годы, как правило, для ограждающих конструкций применяется тонкий оцинкованный или алюмооцинкованный лист толщиной 0,6—0,8 и 1 мм, который окрашивается на специальных технологических линиях (процесс «Койл-Коутинг»); в состав покрытия входят грунт, эмаль и лак, толщина покрытия 200—300 мкм.
В 1992 г. созданы отечественные красители для рулонироваиного листа: грунт — ТУ 59.030-92; эмаль — ТУ 59.031-92; лак — ТК 59.032-92. Изготовитель — НПО «Пигмент» (Санкт-Петербург).
Антикоррозионная окраска чаще совмещается с архитектурно-декоративной окраской, правда, в нашей стране цветовая гамма пока очень ограничена.
В комплексе работ по защите металлических конструкций большое значение имеет огневая защита. Традиционными средствами огнезащиты металлических конструкций являлись тяжелые и легкие бетоны, кирпич и цементно-песчаная штукатурка. Однако применительно к легким металлическим конструкциям традиционные средства огнезащиты при их высокопроизводительной заводской технологии изготовления практически не приемлемы.
При возведении зданий из ЛМК технология огнезащиты конструкций, когда это требуется по условиям эксплуатации, должна быть основана на базе современных средств при высоком уровне механизации работ, что обеспечивается методом напыления огнезащитных составов.
В последние годы появились новые разработки в области огнезащитных составов. В строительстве применяется освоенный промышленностью огне
2 — 5982
33
защитный состав ВПМ-2, разработанный институтом ВНИИПО (Гост 25131-82). Этот состав напыляется на поверхность конструкций, покрытых грунтом ГФ-0163 и ФЛ-ОЗК, что обеспечивает необходимую адгезию.
Наряду с описанным уже огнезащитным составом применяется для огнезащиты металлических конструкций состав ОФП-11 (ТУ 67-1022-89) на базе жидкого стекла (разработка ученых ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко). Широкое применение имеет состав ОПВ-1, разработанный НПО «Минерал».
Если составы ВПМ-2 и ОФП-11, применяемые для защиты металлических конструкций, обеспечивают огнестойкость 0,75 ч, то состав ОПВ-1 — до 2,5 ч.
Современными методами в условиях строительной площадки выполняет огнезащитные работы конструкций МП Монтажогнезащита (Москва).
Для дальнейшего развития легких металлических конструкций имеется в стране достаточно мощная научно-исследовательская и производственная база, однако изложенные выше разделы обусловливают необходимость непрерывного совершенствования ЛМК, особенно в области разработки новых конструктивных материалов — заменителей металла, а также высококачественных теплоизоляционных материалов для создания энергосберегающих зданий, надежных антикоррозионных покрытий, разработки архитектурно выразительных зданий и сооружений ЛМК, в том числе с использованием местных и естественных материалов, т. е. зданий, конкурентоспособных на отечественном и мировом рынке.
В завершение отметим, что узким местом в организации производства зданий из ЛМК в нашей стране в отличие от зарубежных является производство ограждающих конструкций. Имеющиеся мощности по производству стеновых и кровельных панелей с утеплителем из пенополиуретана и производству стеновых панелей с минераловатным утеплителем покрывают только треть потребности, но и выпускаемые панели не имеют должного качества. Это является результатом ряда причин: низкое качество отечественных компонентов для получения полиуретановых утеплителей; отсутствие мощностей по производству фенольных утеплителей, лаков и красок; неудовлетворительное качество стального оцинкованного рулонного листа (разнотолщинность по длине, хлопуны, серповидность); отсутствие линий окраски стальных и алюминиевых листов, а также производства высококачественных минераловатных утеплителей специально для стен с металлическими облицовками, как плитных, так и рулонируемых.
Для обеспечения зданий из ЛМК прогрессивными стенами и кровлями необходимо решать в комплексе все перечисленные задачи. Настало время переносить разработки из стен НИИ и лабораторий в массовое промышленное производство. Такие перспективные разработки по утеплителям из рулонируемых прошивных матов в облицовочных слоях имеются в НПО «ВНИИтеплоизоляция».
В ЦНИИЛМК и ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко прорабатывается возможность изготовления панелей стен и кровель с утеплителями из других материалов, например модифицированного полистирола, из карбамидных смол.
Качество стен и кровель в зданиях из ЛМК в большой степени зависит также и от других сопутствующих материалов, к которым относятся: уплотняющие прокладки для стыков панелей; герметизирующие материалы (герметики, пленки); резиновые уплотнители; уплотняющие жгуты и прокладки; полиуретановые однокомпонентные пены.
Одна из важнейших для зданий из ЛМК — проблема кровли. В настоящее время кровля практически выполняется традиционными методами: полистовая сборка, укладка утеплителя, выравнивающего слоя, накатка рулонной
34
кровли на горячем битуме. Работа эта сезонная, трудоемкая и малоэффективная. ЦНИИ ЛМК совместно с другими институтами решает эту проблему путем применения готовых кровельных панелей размером до 12 м по длине, изготовленных с использованием различных утеплителей. Это кровельные панели с минераловатным утеплителем и фальцевым стыком, панели с покровным слоем из армогидробутила.
§ 1.6. Способы монтажа ЛМК
Комплектная поставка зданий из легких металлических конструкций определила принципиально новую систему строительства зданий и сооружений. Высокая заводская готовность быстромонтируемых комплектных зданий обуславливает необходимость опережающего выполнения работ нулевого цикла (фундаменты, бетонная подготовка, подъезды и вводы коммуникаций). По сложившейся практике эти работы выполняются территориальными общестроительными организациями.
Технология монтажа зданий из ЛМК, разработанная институтом Пром-стальконструкция, имеет несколько вариантов.
Крупные производственные корпуса из ЛМК или с их частичным использованием (например, покрытия) монтируются конвейерным методом крупными блоками (рис. 1.20). Производственные корпуса площадью 5 10 тыс. м2 обычно монтируются блоками стендовым методом. Одномодульные здания ЛМК КП монтируются с использованием стендов или поэлементно и сдаются «под ключ» с вводом инженерного оборудования (отопительновентиляционного, электроосветительного, санитарно-технического).
Системы легких конструкций «Кисловодск», «Орск», «Канск», «Молодечно» «ЦНИИСК», «Москва», а также «мембранные покрытия» имеют свою специфичную монтажную технологию. [ 16] [ 17]
Монтаж конструкций типа «Кисловодск». Колонные монтируются до укрупнения структурного покрытия. Укрупнительная сборка структурного блока покрытия выполняется непосредственно в зоне подъема. Готовый блок поднимается на заданную высоту. Массу укрупненного блока должна быть не более 28 т. Это ограничение определяется несущей способностью стержневых трубчатых элементов в местах строповки блока. Существует несколько способов подъема структуры блоков, в том числе кранами (рис. 1.21) и без кранов, гидравлическими и электровинтовыми домкратами с ходом штока до 1500 мм, мачтами и такелажными приспособлениями с применением надколенников.
Монтаж конструкций покрытия типа «ЦНИИСК» — «Москва». Покрытия монтируются укрупненными блоками размерами 12 X 18 и 12 X 24 м. Способ монтажа может быть блочный и крупноблочный на конвейере. Конструкции технологичны при конвейерной сборке, позволяют в межферменном пространстве размешать все технологические коммуникации. Стеновые ограждения монтируются крупными блоками.
Монтаж конструкций типа «Орск» и «Канск». Рамные конструкции обеих разновидностей широко применяются при изготовлении зданий модульного типа из ЛМК КП размерами в плане 24 X 36, 24 X 48 и 24 X 60 м. Монтаж конструкций производится в виде предварительно собранных рам (стоек и ригелей) легкими гусеничными кранами МКГ-16м, или автомобильными кранами аналогичной грузоподъемности. Рамы друг с другом соединяют с использованием высокопрочных болтов.
35
2*
X
f
Рис. 1.20. Конвейерный монтаж покрытий крупными блоками
Унифицированные здания типа «Канск» имеют размеры 24 X 36, 24 X 48 и 24 X 60 м, по аналогии с конструкциями типа «Орск» монтируются кранами МКГ - 16м со стрелой вылетом 18 м.
Монтаж конструкций типа «Молодечно». Достоинством этих конструкций является возможность монтировать их как поэлементно, так и бло-
36
Рис. 1.21. Крановый монтаж готовых структурных блоков
ками. При больших площадях производственных корпусов широко применяется конвейерный метод сборки блоков и крупноблочный их монтаж, при этом производительность достигает 600 кг/чел.— смену, а обычная выработка 200—300 кг/чел.— смену. Для монтажа блоков покрытия используют кран СКУ-1500. При конвейерно-блочном способе монтажа необходимо обеспечить неизменяемость блока, устанавливая в определенной последовательности его элементы (фермы, связи, распорки и т. д.). Готовый блок покрытия устанавливают в проектное положение.
ЛМК из сварных холодногнутых прямоугольных труб типа «Молодечно» имеют наибольшее применение. Они технологичны в монтаже и экономичны по расходу стали. Конструкции покрытия формируются из ферм с шагом 4 м, по верхним поясам которых без прогонов укладывается профилированный настил, заменяющий горизонтальные связи по верхнему поясу, что является жесткой диафрагмой. Выпускаемый заводами в настоящее время профилированный настил с гофром 114 м даст возможность применять покрытие с шагом стропильных ферм 6 м, что значительно улучшает конструктивную схему здания. Молодечненский завод изготавливает в соответствии с проектами комплектные здания из ЛМК любых площадей и конфигураций. В последние годы завод освоил
37
Рис. 1.22. Монтаж ограждающих стеновых панелей
изготовление зданий модульного типа размерами 48 X 84 м, которые находят широкое применение в машиностроительных отраслях и электротехнической промышленности, на ремонтных предприятиях.
Монтаж конструкции из прокатных профилей типа «Тагил» в виде симметричных жестко замкнутых блоков. При монтаже таких блоков срок строительства сокращается не менее чем на 2 мес. В связи с поэлементным монтажом ЛМК изготавливаются на болтовых соединениях, в том числе соединениях на высокопрочных болтах. Широко применяется новый тип соединения — на фланцах с высокопрочными болтами. По сравнению со сваркой фланцевые соединения снижаю! трудоемкость работ в 2 раза. Начинается применение монтажных стыков на срезных болтах, не требующих контроля за усилием их натяжения. При установке на монтаже высокопрочных болтов применяются пневматические гайковерты ИП-3128, ИП-3208 и ИП-3115, для затяжки болтов — ключи-мультипликаторы КМП-130 с точностью затяжки ±5%.
Для ограждающих конструкций из профилированного настила, для изготовления панелей применяют винты-саморезы и дюбельные соединения, для соединения листов по длине — клещи односторонней клепки РЗ-1.
В последние годы в опытном порядке осваиваются безметизные соединения листовых конструкций. Для соединения сопрягаемых металлических листов
38
способом продавливания СО Монтажстройинструмент разработал и изготавливает ручной электрический сшиватель СП-1 по ТУ 36.48.00.04.055.90.
ВНИПИ Прометальконструкция разработана и осваивается ручная электрическая ножовка для резки и односторонней вырезки отверстий в металлическом настиле и панелях «Сэндвич», диапазон толщин резания металлопроката до 6 мм, многослойных панелей — до 120 мм.
При монтаже легких металлических конструкций используются механизированные подмостки, а при поэлементном монтаже покрытий одноэтажных зданий — катучие подмостки, перемещающиеся по подкрановым путям.
В связи с большим объемом работ и разбросанностью объектов, возводимых из ЛМК, возникла необходимость в изменении структуры парка монтажных кранов в направлении увеличения количества мобильных кранов, в основном грузоподъемностью 16—25 т с телескопической стрелой. На Раменском заводе освоено производство перспективного крана СКГ-16 в стреловом и башенно-стреловом исполнении, он может найти широкое применение при сооружении комплектно поставляемых зданий из ЛМК.
В подготовительный период сооружения зданий из ЛМК наряду с опережающим выполнением работ нулевого цикла следует подготовить место для складирования и хранения конструкций, так как они поступают почти одновременно в виде комплектного здания; несущие и ограждающие конструкции складируются раздельно.
Полное использование преимуществ легких металлических конструкций — это новая организационно-техническая система строительства:
1)	эффективные конструктивные формы ЛМК и поточная автоматизированная технология их изготовления обеспечивают высокую производительность труда и культуру заводского производства;
2)	комплектная поставка зданий высокой заводской готовности;
3)	изготовление, поставка зданий модульного типа из ЛМК в комплекте с инженерным оборудованием и возведение их «под ключ»;
4)	конвейерная или стендовая технология монтажа комплектных зданий при комплексной механизации труда монтажников обеспечивает скоростной монтаж сооружений и высокие технико-экономические показатели.
Указанные факторы наряду с применением эффективных конструкционных, теплоизоляционных и отдельных материалов определяют новую систему строительства.
§ 1.7. Перспективы развития производства легких металлических конструкций комплектных поставок
Перспективные разработки
Двадцатилетний опыт строительства и эксплуатации зданий и сооружений из легких металлических конструкций комплектной поставки подтверждает перспективность использования этих конструкций в массовом строительстве. Это объясняется рядом экономических факторов, приведенных выше, возможностями заводов и предприятий ЛМК к внедрению прогрессивных достижений науки в практику строительства, а также способностью быстрого реагирования предприятий по производству и монтажу таких зданий по запросам рынка.
Массовое применение в строительстве систем ЛМК «Кисловодск», «Орск», «Молодечно», «Канск», «ЦНИИСК» и «Москва» оказалось эффективным во многих отраслях промышленности, сельском и городском строительстве.
39
Наряду с этим научно-исследовательским, проектным организациям и предприятиям предстоит дальнейшая работа над совершенствованием архитектурно-планировочных, конструктивных решений ЛМК и автоматизированной технологии их производства.
Специалисты строительно-монтажной науки и практики в настоящее время решают четыре неотложные задачи:
снижение металлоемкости ЛМК за счет разработки и внедрения новых конструктивных форм;
применение эффективных теплоизоляционных и неметаллических конструкционных материалов, прежде всего для ограждающих конструкций зданий из ЛМК;
внедрение автоматизированной системы управления производства ЛМК;
осуществление новой системы строительства зданий и сооружений из ЛМК КП «под ключ».
Крупным шагом в развитии ЛМК стали разработка и внедрение в массовом строительстве зданий модульного типа, поставляемых в комплекте с инженерным оборудованием и сооружаемых «под ключ». В разделе «Модульные здания» обстоятельно совещена эта проблема.
Опыт строительства зданий модульного типа подтвердил высокую эффективность их применения для легких и средних производств, а также для производства, требующих быстрого развития.
Если сравнить отечественные легкие металлические конструкции с иностранными, то по конструктивным решениям отечественные конструкции не уступают иностранным, однако их масса на 20—30% больше массы иностранных конструкций, что объясняется превышение примерно в 4—5 раз собственной массы отечественных рубероидных кровель, имеющих противопожарную гравийную защиту. Целесообразно в легких конструкциях перейти на панельные металлические кровли. Помимо облегчения массы здания это позволит исключить сезонность в кровельных работах.
Наблюдаемая тенденция зарубежного изготовления, заключающаяся в увеличении массы листового проката за счет фасонного, будет осуществляться и в отечественной практике, поскольку это открывает большие возможности в реализации идеи тонкостенных элементов и существенно упрощает комплектацию исходного материала.
В отличие от более раннего времени, когда стоимость стального проката была соизмерима со стоимостью рабочей силы, сейчас его стоимость резко возросла. В связи с этим более остро возникает вопрос экономии стали, которая в определенной мере может быть достигнута за счет некоторого отступления от типовых проектов и разумного усложнения изготовления.
В прогнозе не следует забывать и трудностей валютных закупок, которые переживает наша страна. Поэтому в ближайшие годы едва ли представится возможным наращивать выпуск легких металлических конструкций за счет организации новых специализированных заводов, оснащенных новейшей импортной технологией. В этих условиях, очевидно, следует большее внимание уделить наиболее прогрессивным отечественным разработкам, не уступающим по массе металла зарубежным, но которые могли бы изготавливаться из наиболее употребляемого проката на недогруженных сейчас заводах металлоконструкций.
Переходя к отдельным конструктивным решениям, отметим, что широкое признание в строительстве легких зданий, в том числе комплектных поставок, получили ферменные решения из гнутосварных профилей системы «Молодечно». По массе, условиям перевозок и монтажа они оптимальны. Разработанные аналогичные по габаритным размерам и назначению фермы из широкополочных двутавров (пояса) и уголковой решетки
40
(система «ЦНИИСК») имеют примерно ту же массу, что и конструкции «Молодечно» при менее дефицитном и более дешевом прокате.
Практика применения структурных трубчатых конструкций типа «Кисловодск» так же имела положительный результат; что касается структур из прокатных профилей, то ранее применявшиеся системы «ЦНИИСК» по массе и трудоемкости монтажа уступали новым конструкциям, что привело к их модернизации (система «Москва») под габариты и нагрузки систем «Молодечно», при этом из массы почти сравнялись.
Большое распространение получили также легкие промышленные здания с рамным каркасом, при этом каркасы типа «Орск-1» (см. рис. 1.4) институтом ЦНИИпроектлегконструкция модернизированы в систему «Орск-2», которая обладает лучшими эксплуатационными качествами при прокладке технологических коммуникаций и на 20% менее трудоемка в изготовлении, однако по массе она почти не выигрывает. Наибольшую перспективу по снижению массы конструкции имеют разработанные в ЦНИИСК рамы с двутавровыми элементами переменной жесткости, моменты инерции которых повторяют эпюру изгибающих моментов (см. рис. 1.6).
Эти системы на 20—25% легче рам, элементы которых по длине не меняют сечение. Как известно, при осуществлении большепролетных зданий часто используются решетчатые рамы. Проведенные в ЦНИИСК разработки показали целесообразность их применения в легких зданиях небольших и средних пролетов. По сравнению со сплошностенчатыми решетчатые рамы несколько проигрывают по трудоемкости изготовления, однако по массе они на 18—20% легче, к тому же их изготовление требует менее дефицитный материал — прокатные или гнутые уголки.
С точки зрения максимального снижения массы покрытия большие возможности открывают мембранные конструкции, сочетающие в себе как несущие, так и ограждающие функции. Практика отечественного и зарубежного строительства убедительно показала целесообразность использования мембран на покрытиях больших пролетов. Последние технические разработки ЦНИИСК показали целесообразность использования мембран также на перекрытиях сравнительно небольших зданий из легких металлических конструкций. Пролетная конструкция выполняется из металлического полотнища толщиной 1-—2 мм без каких-либо дополнительных подкрепляющих элементов. Наиболее индустриальным способом получения полотнищ такой толщины является разрезка по прямолинейной образующей тонкостенных вентиляционных труб большого диаметра, изготавливаемых из лент спирально-навивным методом. На заводах бывшего Минмонтажспецстроя СССР существуют высокопроизводительные установки для изготовления таких труб диаметром до 2 м и толщиной 1—2 мм.
Здания и сооружения комплектной поставки для сельского строительства
По имеющимся данным, только для колхозов, совхозов и фермерских хозяйств России необходимо соорудить 15 тыс. зернотоков и большое количество металлических зернохранилищ для 25—30 млн. т зерна. В связи с этим ЦНИИпроектлегконструкцией разработаны здания зернотоков, а на заводах концернов Легконструкция и Стальконструкция организовано их изготовление в двух вариантах — зерноток в виде навеса и зерноток в виде холодного здания с ограждением профилированным стальным настилом. Прорабатывается вариант применения для стенового ограждения ас-бошиферных листов и асбоцементных панелей, получаемых экструзией с автоклавной обработкой.
Аналогично в ЦНИИСК разработаны для тех же заводов рамно-балочные каркасы зернотоков с учетом стандартных длин (12 м) поставляемых
41
металлургами профилей, что исключает отходы при изготовлении. Предусмотрены ограждения как для навесов, так и для холодных зданий в виде оцинкованных или волнистых асбоцементных листов. Изготовление этих конструкций освоено на Кулебакском, Энгельсском и Краматорском заводах металлоконструкций. ЦНИИСК разработаны также крытые зернотоки с применением мембранных покрытий для строительства в I—III снеговых районах. Здание с сеткой колонн 12 X 12 м, длиной 60 м и шириной 48 м перекрыто мембранными панелями размерами 12 X 12 м при толщине листа 1,5 м. Расход металла на покрытие оказался на 25% меньше, чем при традиционных решениях с металлической кровлей. Изготовление и монтаж конструкции осуществляет трест Белгородстальконструкция.
В течение ряда лет в ЦНИИСК совместно с ВИМ ВАСХНИЛ и другими институтами ведутся разработки проектов зернохранилищ мембрано-каркасного типа для емкостей вместимостью 75—1000 т зерна. Цилиндрическую часть зернохранилищ собирают из тонколистовых профилированных панелей с радиусом гиба, соответствующим диаметру силоса. В ЦНИИСК имеется установка для изготовления из рулонированного оцинкованного листа таких панелей применительно к различным диаметрам силоса.
Металлические зернохранилище по сравнению с железобетонными экономичнее: по стоимости на 40—70%, по трудоемкости примерно на 80%, по расходу стали на 25—50%, бетона — на 80%. Изготовление зернохранилищ организовано на краснодарском заводе «Элеваторстройдеталь».
Перспективные ограждающие конструкции
Для дальнейшего развития производства комплектных зданий из ЛМК остается весьма актуальной проблема обеспечения строительства высококачественными теплоизоляционными материалами. Учитывая отечественный и мировой опыт, принято считать, что для возведения ограждающих конструкций зданий из ЛМК наиболее эффективными теплоизоляционными материалами являются волокнистые материалы (стекловолокнистые, минеральная вата), а также ячеистые пластмассы, прежде всего полиуретановые композиции.
Основной эксплуатационный показатель, определяющий эффективность ограждающих конструкций зданий, являются их теплоизоляционные свойства. Теплопередача в волокнистых материалах происходит вследствие кондук-тивного, лучистого и конвективного тепл ©переноса, таким образом теплопроводность таких материалов зависит не только от свойств изделий из минерального волокна, но и от конструктивных форм ограждающих конструкций.
По исследованиям и расчетам института ВНИПИ Теплопроект, применение различных волокнистых материалов, выпускаемых промышленностью бывшего Минмонтажспецстроя, весьма эффективно.
Кроме того, необходимо отметить, что изделия из волокнистых материалов в ограждающих конструкциях по сравнению с пенопластами обладают такими преимуществами, как более высокая огнестойкость и отсутствие ядовитых выделений при возможном возгорании.
Как известно, теплоизоляционные и эксплуатационные свойства минеральной ваты из горных пород группы габбро-базальтов с карбонатными добавками значительно выше, чем минеральной ваты из шлаков. Такие горные породы обладают повышенным содержанием стеклообразующих окислов( SiO2 4- А12О3 4- TiO2), при переработке их расплава в волокно получается волокно толщиной 5—7 мкм с модулем кислотности (МК) 1,8—2,5 и водосто йкостью (pH) 2—4. Изделия из такой минеральной ваты не уступают изделиям из супертонкого базальтового и стеклянного волокна.
42
Промышленностью теплоизоляционных изделий освоено производство прошивных матов (наличие обкладок по требованиям заказчика) и изделий гофрированной структуры минеральной ваты из горных пород, но мощности по их производству совершенно не достаточны.
Целесообразно в составе концерна Легконструкция иметь собственные предприятия по производству минеральных изделий из супертонкого (до 3 мкм) волокна, это позволит иметь устойчивое перспективное развитие ЛМК комплектной поставки.
Последнее время институтом «Термоизделия» (Вильнюс) разработаны технология производства минераловатного утеплителя в виде плит шириной 500 мм из л смелей с вертикально направленным волокном для приклейки плит утеплителя к металлическим обшивкам. Испытания таких панелей выявили возможность из применения в стеновых ограждениях в I—IV ветровых районах страны.
В настоящее время ЦНИИЛМК разрабатывает технологию промышленного производства бескаркасных трехслойных стеновых панелей с утеплителем из плит с вертикально направленным минеральным волокном.
Институт НИИПИ Теплопроект в настоящее время выполняет научно-исследовательские и конструкторские разработки (НИОКР) по технологии производства картона и жестких плит из минерального тонкого и супертонкого волокна. Успешное завершение этой работы открывает возможности создания ограждающих конструкций с односторонней металлической облицовкой. Высокоэффективным утеплителем для ограждающих конструкций являются трудносгораемые жесткие пенополиуретаны для бескаркасных стеновых и кровельных панелей. Панели с таким утеплителем технологичны в изготовлении и монтаже, но производство полиуретановых композиций в нашей стране крайне незначительно, а поставка по импорту имеет чрезвычайно высокую стоимость.
НПО «Полимерсинтез» и другие организации, входящие в состав МНТК Легконструкция, длительное время работали над технологией изготовления многослойных конструкций на основе заливочных фенольных пенопластов. АО «Монопанель» освоило промышленную линию для поточного производства таких панелей с фенольными пенопластами.
Глубокое исследование в области легких многослойных ограждающих конструкций с утеплителем из заливочных пенопластов: полиуретановых, изоциануратных, фенолформальдегидных и карбамидоформальдегидных — проведено отечественной наукой. Учеными разработаны теоретические закономерности вспенивания заливочных композиций, их структура и прочность в конструкциях. При значительных преимуществах заливных пластмасс их производство в нашей стране незначительно. Поэтому, учитывая реальные возможности, следует применять каркасные панели типа 172 КМ-5 и панели бескаркасные, где утеплителем служат упакованные в полиэтиленовую пленку полужесткие или жесткие минераловатные плиты, также панели с применением плит из ломелей с вертикально ориентированным волокном, а для полистовой сборки ограждающих конструкций —- с применением минераловатных обкладочных рулонированных утеплителей (маты). Альтернативным решением к применяемым панелям является полистовая сборка ограждающих конструкций, которая обладает определенными преимуществами. Как подтверждает опыт, суммарная трудоемкость значительно ниже, простое решение вертикальных и горизонтальных стыков, в ряде случаев возможность отказаться от внутренней металлической обшивки, заменяя ее неметаллическими материалами (цементно-стружечные плиты, гипсоволокнистые плиты, стеклоткань марки Т и др.).
43
С развитием производства рулонированных длинномерных минераловатных или стекловолокнистых матов откроется возможность внедрения прогрессивных уклонных кровельных покрытий «листом наружу» на фальцевых соединениях.
Технически возможные области применения ЛМК
В ЦНИИпроектлегконструкции показано, что при новом строительстве ЛМК целесообразно использовать в покрытиях, пролеты которых, в основном, составляют 18 и 24 м. В подобных случаях ЛМК могут конкурировать с железобетоном даже по расходу стали.
Применение ЛМК целесообразно также в особых условиях строительства: в сейсмических и труднодоступных районах. В случае сейсмического воздействия важную роль играет масса здания, поскольку именно она определяет величину сейсмической нагрузки. При строительстве в труднодоступных районах возникает (помимо снижения массы) еще и требование обеспечения компактности конструкций в процессе их перевозки (для максимального использования грузоподъемности транспортных средств).
Согласно данным ЦНИИОМТП, на комплектацию стройплощадки конструкциями из сборного железобетона расходуется столько же времени, сколько и на возведение здания или сооружения. Кроме того, как показывают расчеты, и проектное время возведения объекта больше, чем время возведения аналогичного здания из ЛМК. Поэтому в случае необходимости сократить сроки строительства ЛМК становятся основной альтернативой сборному железобетону. Однако здесь нужно учитывать, что на одном промышленном объекте одновременно возводят как производственные, так и вспомогательные здания. Поскольку пуск предприятия может быть осуществлен только после завершения строительства всех входящих в пусковой комплекс зданий и сооружений, ЛМК необходимо использовать для всех объектов, находящихся на критическом пути сетевого графика строительства. Между тем часто из ЛМК относительно быстро возводят производственные здания, тогда как все остальные объекты из сборного железобетона значительно запаздывают; в результате потенциальный эффект ЛМК не реализуется.
ЛМК следует также применять для тех производств, технологические процессы которых не создают недопустимых для них агрессивных воздействий.
Наконец, выполненное рядом проектных институтов экспериментальное проектирование показало, что в зданиях из ЛМК можно размещать значительное количество самых разнообразных производств в различных отраслях промышленности (табл. 1.4).
Практика зарубежного строительства значительно расширила определенную с помощью экспериментального проектирования область применения зданий из ЛМК. Для всех перечисленных случаев можно использовать два варианта универсальных систем.
отдельно стоящие и сблокированные сборные здания-модул и определенной площади и высоты;
определенная номенклатура типовых конструктивных элементов, позволяющих формировать здания различных параметров.
Эти системы должны дополнять друг друга. Первая должна ориентироваться на наиболее часто употребляемые параметры, а вторая — покрывать остальную потребность в легких зданиях.
44
Таблица 1.4
Перечень производств, экспериментально размещенных в зданиях из ЛМК (взамен зданий из традиционных конструкций)
Отрасль промышленности	Производство
Станкостроение Тяжелое машиностроение Сельскохозяйственное машиностроение Строительство, стройиндустрия	Инструментальные заводы, заводы технологической оснастки Моторные, ремонтные и модельные цехи, цехи ширпотреба и склады Моторные, инструментальные, ремонтно-строительные, складские и испытательные цехи, корпуса тракторных заводов Заводы технологических металлоконструкций и трубных узлов, сантехнических и вентиляционных монтажных заготовок, производственные базы, производства средств автоматизации и КИП, предприятия по эксплуатации автомобильного транспорта и строительных машин, заводы стальных конструкций, базы
*	управления производственной технической комплектации, заводы по капитальному ремонту строительных машин и вспомогательные объекты
А втомобил ьная	Механосборочные, сборочно-сдаточные и подшипниковые цехи
Химическая	Блоки централизованной ремонтной службы, насосные, склады оборудования, ремонтно-строительные цехи
Нефтяная	Производства для промыслово-геофизических баз, гаражи-профилактории, объекты подготовки нефти, попутного газа и воды, цехи металлоконструкций ремонтно-механических заводов
Деревообрабатывающая	Блоки деревообрабатывающих, вспомогательных цехов, цехи стандартного домостроения и производства деревянных деталей, тары и оконных блоков, мебельные фабрики
Пищевая и мясомолочная	Хлебозаводы, цехи мясокомбинатов, консервные и молокоперерабатывающие заводы.
Другое (альтернативное сборному железобетону) направление применения ЛМК обеспечивает возведение зданий определенного функционального назначения. Наиболее целесообразное решение указанной проблемы видится в комплектной поставке на стройплощадку строительных конструкций вместе с инженерным и технологическим оборудованием. Здесь возможно также комплектноблочное возведение объектов, которое трудно осуществить без использования ЛМК.
Известно, что при создании отрасли ЛМК ориентировались на их использование в промышленном строительстве. Однако существенные изменения в инвестиционной политике, реализуемые в настоящее время в нашей стране, поставили вопрос об изменении и расширении этой области. Здания из ЛМК уже с успехом используются в сельском строительстве (для перерабатывающих предприятий и хранения сельскохозяйственной продукции). Из ЛМК возводят также здания общественного назначения.
Наконец, ЛМК могут сыграть существенную роль при реконструкции зданий действующих предприятий. Замена тяжелых железобетонных плит покрытия легкими системами с профилированным стальным настилом и эффективным утеплителем позволяет сохранить несущие конструкции покрытий и при необходимости использовать их остаточную несущую способность для подвески технологических коммуникаций и оборудования. Профилированные стальные листы можно использовать для сохранения существующих стен зданий.
Устройство вентилируемых прослоек в стенах посредством установки экранов из утепленных легких ограждений значительно улучшает условия
45
эксплуатации стен зданий с мокрым режимом работы и повышает срок службы последних. Профилированные металлические листы можно использовать также в качестве облицовок фасадов существующих зданий с целью улучшения их эстетических качеств.
Определяя технически возможные области применений ЛМК, необходимо учитывать ряд ограничений, налагемых специфическими свойствами этих конструкций. Прежде всего, следует учитывать их сравнительно низкую огнестойкость. В соответствии с действующими нормами проектирования для повышения пожарной безопасности зданий могут потребоваться достаточно дорогие работы по огнезащите, снижающие эффективность применения ЛМК. Имеются ограничения применения ЛМК в агрессивных средах, а также требования специальных антикоррозионных покрытий для объектов вблизи морского побережья. Действующими нормами запрещается возводить здания с применением ЛМК, например, в приморских районах. Аналогичные ограничения существуют и в зарубежной практике (например, во Франции), где для строительства вблизи морского побережья выпускают ЛМК со специальным и достаточно дорогим антикоррозионным покрытием.
Рациональные области применения ЛМК
Обобщая технические особенности области рационального применения ЛМК, можно составить следующую их укрупненную номенклатуру;
—	типовые конструкции для крановых и бескрановых зданий в обычном и сейсмическом исполнениях для отдельных объектов и производств;
—	сборные здания-модули для размещения различных производств малой и средней мощности,
—	функциональные здания модульного типа для объектов сельскохозяйственного и общественного назначения.
В последнее время в ЦНИИпроектлегконструкции, на заводах ЛМК, в ЦНИИСК им. Кучеренко на базе существующих типовых легких металлических конструкций разработаны проекты небольших зданий многоразового применения и многоотраслевого назначения в соответствии с требованиями рынка, которые могут выпускаться по требованию заказчиков. К такому классу зданий из ЛМК относятся:
1.	Здания сельскохозяйственного назначения:
крытый зерноток для просушки зерна (40,0 X 48,0 X 5,5 м);
склад зерна (12,0 X 3,5 м);
склад для хранения зерна и сельхозтехники (18,0 X 42,0 м);
унифицированное здание-склад (24,0 X 36,0 X 7,0 м);
птичник, коровник (21,0 X 72,0 X 3,6 м);
мясоперерабатывающий цех — сменная мощность 380 кг;
здания-модули (коровники) (18,0 X 120,0 ХОХ 6,0 м - 21,0 X 102 X 6,0 м);
быстромонтируемые камеры для временного хранения фруктов и овощей (12,0 X 15,0 X 4,0 м);
здание-холодильник (12,0 X 7,0 м);
металлические зернохранилища.
II.	Здания общественного и социального назначения:
здание-модуль ЛМК КП типа «Молодечно»;
здание-модуль ЛМК КП типа «Кисловодск»;
предприятие общественного питания «Бистро»;
здание-столовая (обеденный зал на 75 мест) (24,0 X 24,0 X 4,5 м);
46
здание продовольственного магазина (торговый зал площадью 128 м2) (24,0 X 24,0 X 4,5 м);
унифицированное здание-пекарня мощностью 150/250 кг/ч (24,0 X X 12,0X4,5 м);
торговые киоски;
здания комбинатов бытового обслуживания
здания комбинатов бытового обслуживания четырех модификаций.
III.	Здания здравоохранения:
здание поликлиники (24,0 X 32,0 X 4,5 м);
здание акушерско-фельдшерского пункта (16,0 X 16,0 X 4,5);
здание аптеки (15—20 тыс рецептов (16,0 X 16,0 X 4,5 м);
IV.	Здания производственно-технического назначения:
станция техобслуживания легковых автомобилей на 10—20 постов;
здание из ЛМК для хранения и переработки сыпучих и других материалов (40,0 X 42,0 X 6,0 м);
здание производственного корпуса по выпуску 5—8 млн. шт. кирпича (с краном грузоподъемностью 5 т);
здание пункта техремонта автомобилей на 2 поста (16,0 X 24,0 X 4,5 м);
здания и помещения из блок-контейнеров типа «Выкса».
Перечисленная номенклатура зданий и сооружений из ЛМК в сочетании с неметаллическими индустриальными материалами найдет широкое применение в городской и сельской среде. Высокая заводская готовность и быстрота сборности таких зданий дают им большие преимущества по сравнению с традиционными решениями.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 1
1.	Каминский А. М. Основные направления дальнейшего развития легких металлических конструкций в Минмонтажспецстрое СССР. М. Монтажные и специальные работы в строительстве. 1988.— № 9.— с. 9—12.
2.	Каминский А. М. Легкие металлоконструкции: большая экономия металла. М. Машиноэкс-порт. 1988.— № 26 — с. 12—13.
3.	Каминский А. М. Отечественный и зарубежный опыт возведения зернохранилищ. М. Монтажные и специальные работы в строительстве. 1992.— № 7 — с. 2—3.
4.	Каминский А. М. Современные технологии производства и монтажа ЛМК КП. М. Монтажные и специальные работы в строительстве. 1992.— № 9 — с. 11—13.
5.	Солоденников Л. Д., Каминский А. М. Строительная индустрия легких металлических конструкций. Глава 2. М. Новые формы легких металлических конструкций (Коллективная монография) /ЦНИИСК им. В. А. Кучернко, АО «Корпорация Монтажспецстрой», фирма «Стальстрой». М. ИНПА. 1993 — с. 36—72.
6.	А. Каминский, К. Огай. Горьковский эксперимент: первые итоги. М, На стройках России. 1971.— № 6. с. 33—36.
7.	Л. М. Каминский, К. А. Огай. Конвейерная сборка блоков покрытия и их монтажа на строительстве механосборочного корпуса № 9 Горьковского автозавода. М. Минмонтажспец-строй СССР.
Реферативная информация о передовом опыте. Серия VII. Изготовление стальных и монтаж строительных конструкций. 1971.— выпуск 8 — с. 1—7.
8.	Мельников Н. П. Пути прогресса в области металлических конструкций.— М.: Стройиздат, 1974.
9.	Трофимов В. И. Одно из направлений развития отечественных легких металлических конструкций//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1992.— № 9.— с. 20.
10.	Кузнецов В. В. Легкие металлические конструкции комплектной поставки, пути дальнейшего их совершенствования. Монтажные и специальные работы в строительстве. 1988. № 7.
11.	Солоденников Л. Д. Двадцать лет отрасли легких металлических конструкций.//Промыш-ленное строительство.— 1992.— № 5.
12.	Солоденников Л. Д. Заводское производство и монтаж легких и облегченных металлических конструкций и комплектная поставка.— М.: стройиздат, 1978.— с. 214.
13.	Солоденников Л. Д., Галустян Ю. Л. и др. Разработка и массовое внедрение новой системы строительства зданий модульного типа из легких металлических конструкций комплектной поставки с инженерным оборудованием.— М.: ЦБНТИ Минмонтажспецтроя, 1992.
14.	Галустян Ю. Л. Применение легких металлических конструкций для строительства зданий.— М.: ЦБНТИ Минмонтажспецстроя, 1992.
15.	Солоденников Л. Д. Легкие металлические конструкции на современном этапе. Промышленное строительство.— 1988. № 12.
16.	Чистяков А. М. Легкие многослойные ограждающие конструкции. М.: Стройиздат, 1987.
17.	Шоболов И. М. Новые эффективные ограждающие конструкции зданий и сооружений//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1992.— № 9.— с. 24.
18.	Спиров В. Н. Алюминиевые строительные конструкции//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1992. № 9,— с. 27.
19.	Иванов В. Н. Особенности монтажа легких металлических конструкций//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1992,— №9.— с. 30.
48
Глава 2
МЕТОДИКА ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫХ ИССЛЕДОВАНИЙ
§ 2.1 Методика экспериментальных исследований и примеры ее использования
Методика исследований моделей конструкций.
Задачи исследований
Экспериментальные исследования проводятся с целью:
—	изучения работы сложной по конфигурации, размещению опор, количеству элементов, а также силовому воздействию натурной конструкции;
—	оценки новых методов расчета;
—	оценки прочности узловых сопряжений;
—	изучения несущей способности системы в целом и ее отдельных элементов.
Как известно, в практике строительства часто встречаются весьма сложные в статическом отношении конструкции, достоверность расчета которых даже с применением ЭВМ в ряде случаев нуждается в экспериментальной проверке.
Для получения надежных экспериментальных данных модель должна проектироваться не только с соблюдением законов подобия, но и таким образом, чтобы в ней нашли отражение основные особенности натурной конструкции и силового на нее воздействия. Для проверки новых методов расчета модель может не отвечать точному подобию тех или иных натурных конструкций. Но модели должны повторять основные параметры структур. Так, например, иметь реальные отношения пролета к высоте, отношения площади поперечного сечения пояса к раскосам, характер опирания и пр.
Модели этого типа должны проектироваться таким образом, чтобы они в большей мере отвечали принятой расчетной схеме, метод расчета которой проверяется экспериментом.
Подобные модели при экспериментировании снабжаются большим количеством измерительной аппаратуры и в ряде случаев призваны оценить достоверность новых наиболее современных методов расчета, например, с учетом развития пластических деформаций, закритической стадией работы отдельных стержней и пр.
В этом случае применение низкомодульных материалов, подобных например полистиролу не допустимо. Рекомендуется изготавливать модель из того же материала, что и натурная конструкция. Тогда при составлении индикаторов подобия Се = 1. Остальные индикаторы подобия составляют в соответствии с теорией подобия [1] [2] [ 3].
^=i; (!) ”=| (2) ~i=i; (з) ^ = i; (4)	(®)
где из теории размерностей С{, Се, Са, С„ C(J — индикаторы подобия соответственно длины стержня, модуля упругости материала, площади и момента инерции сечения стержня, нагрузки на конструкцию. Выходные данные: со — перемещения, W — усилия. Отметим, что до потери устойчивости одного или ряда стержней условие (4) является основным. После потери устойчивости ряда стержней и перехода их в закритическую область должны выполняться
49
условия (4) и (5). Предварительно моделирование начинают с выбора индикаторов подобия. В соответствии с составленными индикаторами подобия (I) — (5) назначают размеры модели.
Для оценки прочности узловых сопряжений необходимо при экспериментировании изучить не только распределение продольных усилий сопрягаемых в узле элементов, но и устанавливать напряженное состояние по площади или поверхности узловых сопряжений с учетом тех несовершенств, которые имеют место в практике. При этом условии исследования узлов на малых моделях не приводят к надежным результатам.
Здесь требуются исследования узлов, изготовленных в масштабе 1 /2 или 1/3, а еще лучше в натуральную величину.
Исследования устойчивости элементов системы также не всегда удается оценить на малых моделях, поскольку трудно в малой модели имитировать те несовершенства натурной конструкции, которые оказывают в ряде случаев существенное влияние на величину критических усилий. Испытания обычно производят до разрушения при измерении напряженно-деформированного состояния элементов системы.
Материал моделей и установки для испытаний
Модели изготавливаются из стали, алюминия, меди, оргстекла и полистирола. В стержневых моделях стержни принимают сплошного, круглого, прямоугольного сечения, а также трубчатого и сечения из гнутых профилей. Например, в Чехии исследованию структурных плит подвергалась модель из оргстекла размерами в плане 325 X 425 см, высотой 18 см с ячейками 25 X 25 см. В качестве стержней применялись трубы диаметром 10/2 мм и 13/1,4 мм, сопрягаемые на шарах при помощи клея. Шары имели диаметр 44/3 мм и выдувались также из оргстекла. Модуль упругости оргстекла составлял 3250 МПа.
При обработке экспериментальных данных учитывалась нелинейная работа материала. Во избежание погрешностей, связанных с релаксацией материала, отсчеты с измерительных приборов снимались достаточно быстро, выдерживалась одинаковая температура.
В МИСИ им. Куйбышева, КИСИ и ЦНИИСКе была применена методика изучения напряженного состояния структур на моделях из полистирола, являющегося низкомодульным и плавящимся при сравнительно небольшом нагреве материалом. Стержни подобных моделей имели прямоугольное сплошное сечение и соединялись друг с другом при помощи расплавления их концов паяльником. Наряду с положительными качествами полистирола, заключающимися в весьма простом сопряжении сходящихся в узел элементов, этот материал имеет ряд недостатков, в том числе ползучесть, низкую теплопроводность, не постоянные механические характеристики. Все это потребовало исследования совместной работы тензодатчиков сопротивления, которыми замеряли деформации и материала модели, выбора соответствующего клея для тензодатчиков и наконец достаточно точно установить механические характеристики материала.
Исследования показали, что наиболее приемлемым является клей на лихлорэтане. Полистиролъные стержни начинают заметно течь во времени при нагружении, превышающих 4 МПа. В этих случаях деформации под нагрузкой за 15—20 мин увеличиваются до 1 %, а при 6—8 МПа — на 5%. Учитывая это, в стержнях подобных моделей напряжения не должны превышать 4 МПа, а время отсчета на приборах — 15 мин.
В металлических моделях соединения трубчатых стержней осуществляются на шарах, куда ввинчиваются специальные наконечники стержней или стержни непосредственно припаиваются (медью или оловом) к шарам.
50
Рис. 2.1. Стенд для испытания узлов структурных конструкций.
При стержнях из гнутых профилей их соединения осуществляются на пространственных листовых фасонках. Оригинальным сопряжением круглых сплошностенчатых и трубчатых стержней являются сопряжения на ванной сварке, позволяющие собирать структурные конструкции любой формы в плане. Такой узел при сборке требует малых трудозатрат. Сборку удобно производить в кондукторах, фиксирующих положение примыкающих к узлу стержней.
Соединение на ванной сварке требует предварительного обмятия концов стержней, что приближает работу узловых сопряжений к шарнирам.
Лабораторные испытания узловых сопряжений осуществляются в специальных установках, позволяющих создавать усилия в разных направлениях. Известны исследования, проводимые в Германии, США и Чехии, в которых испытывался узел в виде шара с шестью примыкающими к нему в одной плоскости стержнями, что имитировало поясную сетку с треугольными ячейками. Эта установка представляла собой систему шести рычагов, которые при сжатии вызывали в стержнях одинаковые растягивающие усилия вплоть до разрушения узла. На подобных установках представилось возможным исследовать несущую способность узловых сопряжений и установить оптимальные соотношения отдельных толщин и диаметров сопрягаемых элементов. С целью более детального обследования действительной работы узловых сопряжений в ЦНИИСКе была создана установка, позволяющая исследовать натурные узлы со всеми входящими в них стержнями при различных по величине силовых воздействиях. Установка представляла собой две замкнутые квадратные рамы размером 3 X 3 м, расположенные горизонтально на расстоянии 1,5 м друг от друга и жестко соединенные между собой. Испытываемый узел располагался внутри рамы с таким расчетом, чтобы его пояса находились в плоскости верхней рамы по ее диагонали, в этом случае раскосы попадали на нижнюю раму и жестко к ней крепились. Нагружали пояса четырьмя домкратами, расположенными в углах верхней рамы. При приложении различных усилий к поясам представляется возможным включить в работу не только пояса, но и раскосы, создавая в них разнообразные комбинации усилий [ рис. 2.1]
51
При изготовлении моделей мембранных листовых конструкций, для которых характерна высшая степень тонкостенности (например, в реальной конструкции для перекрытия пролетов 100—200 м используют стальные мембраны, толщина листа которых составляет порядка 3—4 мм), для обеспечения в модели подобия натуре и напряженно-деформированного состояния мембранного полотна в ряде случаев мембрана изготавливается из алюминия, модуль упругости которого меньше в три раза модуля упругости стали. В этом случае толщина мембраны принимается порядка 0,2—0,5 мм, соединение отдельных листов в общее полотнище-клеезаклепочное.
В малых моделях в ряде случаев мембранное полотно выполнялось из высокопрочной стальной фольги толщине 0,1 мм, шириною 400 мм. Для соединения лент в мембранное полотнище в ЦНИИСК экспериментально исследованы клеевые, паяные, фальцевые и сварные типы соединений лент фольги. Наиболее эффективным оказалось соединение точечной сваркой, обеспечивающее разрыв листа по основному металлу. Соединение мембраны с контуром осуществляется фрикционно-болтовым соединением с использованием корундовой крошки с фракцией менее 0,3. мм.
Нагружение мембранных моделей чаще всего осуществляется сыпучими материалами, помещенными в небольшого размера мешочках, при крутых поверхностях для предотвращения сползания нагрузки на поверхности укладывается легкая деревянная обрешетка. В небольших моделях нагрузку осуществляли при помощи пневматической резиновой камеры.
Модели испытываются на стенде, обеспечивающем безопасное и удобное проведение эксперимента. Стенд представляет собой жесткую раму, на которую опирается модель, обнесенная специальными мостиками для загрузки модели и наблюдения за приборами.
Стенд должен быть снабжен специальной страховочной платформой (под моделью), на которую после исчерпания несущей способности садится испытуемая конструкция.
Механические измерительные приборы, как правило, должны устанавливаться или над моделью или под страховочной площадкой. Нагрузка к модели может прикладываться сверху или подвешиваться снизу к узлам при этом так же, как и приборы, нагрузка подвешивается ниже страховочной платформы. Нагружение осуществляется отдельными грузами, водой, подвешенными снизу или сверху сыпучими материалами, а также при помощи домкратов и системы рычажных установок.
Нагрузка, как правило, прикладывается небольшими порциями, при этом после каждого этапа нагружения осуществляется измерение деформаций и перемещений. Если модель испытывается на кратковременное приложение нагрузки, то нагружение можно осуществлять гидравлическими силовоз-будителями. Давление в силовозбудителях создается масляными насосами через пульт редуцирования давления (например, ПРД-500). Измерение нагрузок осуществляется включенными в силовые цепи тензодинамометрами. В этом случае можно осуществлять непрерывную запись нагрузок на многоканальных диаграммных регистраторах.
Основой экспериментальной оценки поведения конструкций при испытаниях или в условиях эксплуатации является измерение и исследование механических характеристик, определяющих устойчивость, прочность и надежность материала или конструкции. Наиболее часто экспериментатора интересуют следующие механические величины, непосредственно связанные с предельными состояниями: напряжения и деформации в наиболее характерных точках модели; общие перемещения и деформации конструкции и ее отдельных частей.
52
Измерение деформаций допускает многообразие методик, при этом для перехода к напряжениям обычно используют известные зависимости
Для упругих материалов эти зависимости имеют практически линейный характер, причем модуль упругости Е и коэффициент Пуассона v с достаточной точностью могут быть определены экспериментальным путем.
Для измерения деформаций применяют рычажные тензометры с базой до 20 мм, индикаторы с ценой деления 0,001 мм и тензорезисторы с базой от 5—10 мм с пределом измерений до 4%. Установка приборов на противоположных гранях элементов выявляет осевые и изгибные деформации. Чаще всего для измерения деформаций используют метод тензометрии, применяя различные тензометры: электрические, механические, оптические, гидравлические, пневматические и др.
Измерения перемещений осуществляют индикаторами с ценой делений 0,01 мм, прогибомерами системы Аистова с ценой деления 0,01 мм, системы Максимова с ценой деления 0,1 мм. Наиболее удобны и точны для измерения перемещений тензорезисторные индикаторы, позволяющие осуществлять дистанционное измерение. Приборы устанавливают при помощи специальных кронштейнов, прикрепленных к жестким рамам.
При испытаниях целесообразно показания преобразователей перемещений и тензорезисторов регистрировать измерительно-вычислительными комплексами с обработкой информации на малых ЭВМ, например, УС-1020. Эти комплексы предназначены для сбора, регистрации, хранения и выдачи информации на ЭВМ во время статических испытаний конструкций.
При испытаниях приборы необходимо располагать в наиболее напряженных зонах, выявляемых предварительным расчетом. Количество приборов должно быть достаточным для выявления напряженно-деформированного состояния. По возможности необходимо дублировать измерения напряжений и перемещений для стержней и узлов структуры, имеющей оси симметрии.
Обработку результатов экспериментальных исследований рекомендуется проводить методами математической статистики [ 4].
Статистическая обработка экспериментальных данных
В процессе экспериментальных исследований прямыми измерениями получают: относительные деформации в сечениях элементов модели; модули упругости материала; геометрические характеристики элементов модели по проектным данным и пути ее обмера.
При определении величин напряжений в элементах модели по опытным данным применяют методы математической статистики.
С учетом многократности регистрирования отчетов число измерений относительных деформаций для каждого тензодатчика принимается равным минимум 10 с учетом симметрии и многократности нагружения
По работе [ 4] принимается следующий порядок вычисления.
1.	Определяется среднее значение из п измерений at п
а = l/n а{
i=l
2.	Находятся погрешности отдельных измерений
Ла; = а — а:
3.	Вычисляются квадраты погрешностей отдельных измерений ( Ля?)
53
4.	Определяется эмпирический стандарт (оценка дисперсии)
у Z м/(«- о
5.	По табл. 40 [ 3] определяется t — критерий Стьюдента при надежности 95% и числе проведенных измерений п:
п — 10...........................................................t	—	2,23
п — 20.........................................................../	—	2,09
п — 30.........................................................../	—	2,04
6.	Находится граница доверительного интервала Да = ts/yfn
С вероятностью 95% среднее значение а находится в (а — Да, а + Да)
Границы доверительного интервала оцениваются формулой
интервале
где Да, АЛ, Ас — границы доверительного интервала для каждой из величин а, Ь, с, надежность а —95%. Производные df/da, df/db, df/dc, вычисляются при а — a, b — const, с = const.
Для вычисления нормальных сил в стержнях модели используется закон Гука
='/?(<!,+ 8,)£«,
где ЛГ — нормальная сила в стержне, г — относительные деформации нижних и верхних волокон сечений.
Тогда границы доверительных интервалов для усилий в стержнях:
= ~ '\[Ё2А (Ав? + Ае*) + (г2 + Ее2)2 + (АЛА2 Д- А2 ДА2)
при Е const, A const.
7.	Определяется относительная погрешность результата серии измерений. ДЛГ/ЛА 100%
§ 2.2.	Примеры экспериментальных исследований предельных состоянии моделей перекрестно-стержневых плит, в том числе при повторных нагружениях.
Исследование поведения перекрестно-стержневых плит вплоть до исчерпания несущей способности имеет важное значение, поскольку позволяет установить действительные коэффициенты запаса прочности конструкций и выявить резервы несущей способности за счет работы отдельных элементов в упругопластической стадии. Ввиду высокой степени статической неопре
54
делимости таких систем достижение предельных усилий в отдельных элементах не всегда характеризует предельное состояние конструкции в целом.
В зарубежной и отечественной литературе показано, что имеются экспериментально-теоретические исследования, раскрывающие поведение структурных конструкций с растянутыми элементами, работающими за пределами упругости. Однако работа стержневых плит с сжатыми стержнями, находящимися в запредельной области исследована недостаточно.
Цель настоящего экспериментального исследования на моделях состояла в том, чтобы выявить: особенности работы конструкции при работе сжатых стержней в запредельной области, влияние повторных нагружений на работу конструкции, полную картину напряженно-деформированного состояния конструкции, при начальных несовершенств в составных элементах, характер разрушения моделей.
Конструкция моделей и методика испытаний
Экспериментальные исследования в нашей стране проводились, на моделях с контурным опиранием. Однако, наибольшее распространение в практике строительства промышленных объектов получили здания на квадратном или прямоугольном плане при опирании по углам. Вследствии этого, для экспериментального исследования была выбрана модель, имитирующая реальную конструкцию с размерами в плане 18 X 18 м, высотой 2,12 м при опирании в четырех точках по углам, были изготовлены две модели с размерами в плане 240 X 240 см и высотой 28,27 см, расстояние между ближайшими узлами составляло 40 см. Стержни изготавливались из стальных трубок, сечением 8X1 и 14 X 2 мм (рис. 2.2). Соединение стержней осуществлялось с помощью втулок с прорезами, куда заводились сплющенные концы трубок. Расстояние между втулкой и находящимися в ней концами стержней заполнялось расплавленным металлом электродов.
Модель испытывалась на нагрузку, приложенную в средних четырех узлах верхнего пояса, осуществляемую четырьмя гидравлическими силовоз-будителями. Относительные деформации стержней модели регистрировались тензодатчиками с диапазоном измерения 4%. Вертикальные перемещения узлов измерялись преобразователями перемещений с номиналами 10, 25, 50 мм. Общее количество тензорезисторов для двух моделей составило соответственно 300 и 144 штук, а преобразователей перемещений — 50 и 33 штуки. В связи с тем, что одна модель испытывалась в ЦНИИСК, а вторая — в ЦНИИ Машиностроения, применялась различная измерительная аппаратура.
Обе модели испытывались К. Т. Н. С. И. Аванесовым.
Для измерения показаний датчиков перемещений и тензорезисторов в первой модели использовалась голандская Измерительно Информационная Система (ИСС) «Autolog» фирмы «Пикл», состоящая из измерителя, коммутатора на 100 каналов, интерфейса (согласователя) и ЭВМ 11/04, печатающего устройства и перфоратора со считывателем. Входной язык ЭВМ — «Baisic». Скорость отсчета 100 каналов в секунду.
Показания некоторых тензодатчиков снимались с помощью автоматического регистратора деформаций «АРД-100» с преобразованием результатов в массив исходных данных для обработки на ЭВМ ЕС-1020.
Использование Измерительно Информационной Системы фирмы «Пикл» позволило в течении всего эксперимента осуществлять непрерывный отсчет с 90 тензодатчиков и 10 датчиков перемещений. При этом автоматически производилась обработка результатов и выдача материала в виде таблиц с деформациями стержней и перемещениями узлов.
55
Рис. 2.2. Схема экспериментальной модели.
1 и 2 — соответственно верхние и нижние пояса;
3 — раскосы.
При испытании второй модели ставилась задача исследования поведения конструкций при повторных нагружениях и работе части сжатых стержней в упругопластической стадии в запредельной области. Для получения достаточной информации о работе стержней в запредельной области потребовалась более мощная аппаратура, позволяющая осуществлять непрерывный опрос не менее, чем с 400 каналов. Для этих целей использовалась
56
стационарная отечественная установка Измерительно-Вычислительный Комплекс ИВК-5 института ЦНИИМашиностроения.
ИВК-5 предназначен для сбора, регистрации и передачи информации, полученной тензопреобразователем на ЭВМ. Комплекс обеспечивает сбор информации с 5000 регистраторов со скоростью 5000 измерений в секунду. Выборка и опрос каналов осуществляется с помощью малой ЭВМ ЕС-1010, входящей в состав данного комплекса и служащей для промежуточного хранения данных в оперативной памяти.
Система ИВК-5 отличается: высокой чувствительностью, автоматическим выбором диапазона, высокой надежностью, имеет электронный коммутатор, что дает возможность довести быстродействие до 10000 измерений в секунду, высокой помехозащитой.
Характеристика системы:
количество каналов — 5000,
приведенная погрешность — 0,2%
От ИВК-5 через канал связи информация передается в устройство связи. Устройство связи — ЭВМ ЕС-1020, обладающая большим быстродействием и большим объемом оперативной памяти, предназначенная для преобразования и передачи информации о напряженном состоянии испытываемой конструкции на табло и эффекторный орган. Обработка результатов измерений проводится в процессе эксперимента.
Управление ходом испытаний осуществлялось системой «Прогноз-1» связанной через канал связи с ЭВМ ЕС-1020.
Средняя квадратическая погрешность при испытаниях составила:
по деформациям 5 %
по перемещениям 4% от максимальных величин измеряемых параметров.
Режим испытаний
Исходя из основных задач экспериментального исследования модели испытывались в двух режимах: 1 модель испытывалась без разгрузок, причем нагрузка монотонно возрастала плоть до разрушения при Р — 5250 Н. Вторая модель испытывалась с учетом циклов разгрузок и последующих нагружений.
Количество циклов разгрузок-нагрузок повторялось 10 раз вплоть до 7 случая нагружения. При 8 случае нагружения производилось монотонное увеличение внешней нагрузки вплоть до разрушения, при Р = 5550 Н
Отметим, что циклы разгрузок-нагрузок во второй модели проводились для определения остаточных деформаций и перемещений при работе части сжатых стержней в запредельной области.
Распределение усилий в стержнях и перемещения узлов
Установлено, что в упругой стадии усилий в стержнях первой и второй модели были близки. Максимальная разница в величинах усилий симметрично расположенных стержней не превысила 7,1%.
Непрерывная запись деформаций стержней позволило определить уровень внешней нагрузки, соответствующий достижению предельных сжимающих сил в стержнях. При нагрузке Р — 3800 Н в первой модели достигалась предельная сжимающая сила в стержне 54—67. Во второй модели в первую очередь предельная сжимающая сила достигалась также в стержне 54—67(приР = 4000 Н).
С увеличением нагрузки на 1 модель, при Р ~ 4150 Н, почти одновременно предельные сжимающие силы достигались в стержнях 15—16, 58—71. Остальные четыре стержня этой группы (15—28, 18—19, 19—32, 70—71) продолжали работать в допредельной области вплоть до разрушения модели.
57
С увеличением внешней нагрузки, в этих стержнях усилия возрастали. Во второй модели предельные сжимающие силы достигались последовательно в стержнях 18—19, 58—71, 67—68 до нагрузки Р = 4250 Н, тогда как остальные стержни этой группы продолжали работать в допредельной области. Как видно, в стержнях лежащих на одной прямой лишь один стержень переходил в запредельную область и его деформации нарастали гораздо быстрее, чем в симметрично расположенном ему стержне, тем самым как бы облегчая работу последнего. Существенное значение играло и то, что в конструкции имелись недогруженные стержни, между которыми могли перераспределяться сбрасываемые усилия после достижения предельных сжимающих сил.
С нагрузок, превышающих Р = 4200 Н в первой модели наметилась «слабая» зона, заключенная между узлами 40-43-82-79 и отличающаяся повышенной деформативностью. Достижение предельных сжимающих сил в стержнях этой зоны происходило быстрее по сравнению с симметрично расположенными стержнями в других зонах. «Слабая» зона во второй модели наметилась при нагрузках, превышающих Р = 4300 Н. Качественная картина дальнейшего развития деформаций и перемещений в двух моделях вплоть до разрушения были идентичны.
В первой модели при нагрузке Р = 4450 Н предельные сжимающие силы достигались в стержнях 42—43 и 43—56. Стержни 30—43, 43—44 работали в допредельной области вплоть до разрушения. Во второй модели при Р = — 4450 Н и 4500 Н предельные сжимающие силы достигались соответственно в стержнях 43—56 и 42—53. Стержни 30—43 и 43—44 также как и в первой модели, работали в допредельной области вплоть до разрушения.
При Р = 5000 Н в первой модели имелось 13 сжатых стержней, находившихся в запредельной области (стержни верхнего пояса 54—67, 55—56, 67—68, 15—16, 58—71, 42—55, 29—30, 44—57, 42—43, 43—56 и раскосы 68—74, 9—16, 58—65). Во второй модели в запредельную область работы перешли 11 стержней (стержни верхнего пояса 54—67, 55—56, 29—30, 58— 71, 18—19, 67—68 42—55, 44—57, 43—56, 42—43 и раскос 68—74). Все остальные стержни в моделях работали в упругой области. Если в симметрично расположенных стержнях, работающих в упругой области имелись незначительные разбросы в значениях усилий, объясняемые разбросом механических характеристик стержней и влиянием остаточных напряжений от сварки, то в упруго-пластической стадии в некоторых группах стержней наблюдались даже качественные различия.
Предельные сжимающие силы в раскосах 68—74, 9—16, 58—65 достигались при нагрузке Р = 5150 Н. Во второй модели достижение предельных сжимающих сил произошло также в раскосе 68—74, но при Р = ~ 5250 Н. Остальные раскосы продолжали работать в допредельной области.
Разрушение первой и второй модели как уже отмечалось произошло соответственно при нагрузках Р = 5250 и 5550 Н.
Переходя к перемещениям узлов, отметим, что до нагрузки Р = 4000 Н графики имеют линейный характер, хотя в первой модели имелось два стержня, находившихся в запредельной области (54—67, 55—56, а во второй модели один стержень (54—67). Абсолютная величина прогибов при Р = 4000 Н примерно равнялась 4,7 мм для двух моделей, что составило примерно 1/511 от пролета.
В первой модели до Р = 4460 Н зависимость нагрузка-прогиб имела слабо выраженный нелинейный характер, хотя в ней насчитывалось 8 стержней, находившихся в запредельной области. Абсолютная и относительная величины прогибов соответственно составили 5,45 мм и 1/440 от пролета. При дальнейшем нагружении в первой модели наблюдалось увеличение нелинейности при увеличении внешней нагрузки. Во второй модели почти линейная зависимость имела место вплоть до Р = 4750 Н, причем в конст-
58
Рис. 2.3. Графики прогибов модели при повторных нагружениях.
— I цикл нагружения;
----------- I цикл разгрузки; ----10 цикл нагружения ---------— 10 цикл разгрузки
рукции имелось 10 стержней, находившихся в запредельной области. Абсолютная и относительная величины прогибов соответственно составили 57,2 мм и 1 /420 от пролета. При дальнейшем нагружении наблюдалась резко выраженная нелинейная зависимость. При Р — 5000 Н абсолютные величины прогибов соответственно в первой и второй модели составили 6,89, 7,39 мм, что по отношению к пролету составило 1/325 и 1/300. Величины абсолютных и относительных прогибов при разрушении моделей соответственно в первой и второй модели составили 8,89, 11,94 мм и 1/270, Г/201 от пролета.
Работа модели при повторных нагружениях
Вторая модель испытывалась с разгрузками и последующими нагружениями при повторных нагружениях, когда в первом нагружении материал находился в упругопластическом состоянии^ при этом определялись величины остаточных перемещений узлов при разгрузках.
Прежде чем производить основные испытания при наличии упругопластических деформаций в системе, модель испытывалась при повторных нагружениях в упругой стадии, т. е. до нагрузки не превышающей Р = 3500 Н.
На рис. 2.3 представлены графики прогибов центрального узла при повторных нагружениях причем приведены первый и последний (десятый) циклы. Как видно с возрастанием нагрузки графики нагрузка-разгрузка все более различаются. Так уже с V случая при полной разгрузке несмотря на то, что модель работала в упругой стадии, наблюдались остаточные перемещения, что по всей вероятности объясняется остаточными напряжениями от сварки. При Р = 3900 Н в модели появились пластические деформации. Когда Р = 5000 Н, в некоторых случаях наблюдалось незначительное нарастание перемещений (узлы № 43,56), в некоторых — уменьшение (узлы № 49, 35). Отметим, что при Р = 5000 Н одиннадцать сжатых стержней в модели находились в запредельной области. Максимальные перемещения с увеличением циклов разгрузок-нагрузок отличались не более, чем на 3,5%. При полной разгрузке все узлы имели остаточные перемещения, колебавшиеся в пределах 0,05 — 1,28 мм. Максимальные остаточные перемещения составили примерно 1/900 от пролета.
Характер разрушения модели
В результате проведенных исследований выявлено, что обе модели имели одинаковый характер разрушения несмотря на то, что максимальная разрушающая нагрузка для обеих моделей несколько различалась. Как уже отмечалось, при нагружении моделей выявлялась «слабая» зона, отличающаяся
59
повышенной деформативностью по отношению к другим зонам. С ростом внешней нагрузки все большее количество стержней переходило в запредельную область работы. При переходе трех стержней модели, расположенных по прямой последовательно друг за другом, в запредельную область работы, происходил излом моделей по линии расположения этих стержней. В обеих моделях произошел излом по линии, соединяющей узлы № 53 и 59 (стержни 53—54, 54—55, 55—56), т. к. возникли большие перемещения узлов №№ 54 и 55 вследствии исчезновения дополнительных связей, обусловленных наличием стержней 53—54, 55—56, которые при работе в допредельной области препятствовали перемещениям концов стержня 54—55. Вследствии этого конструкция стала геометрически изменяемой.
Испытания моделей показали, что после перехода отдельных сжатых стержней в запредельную область работы, до определенной внешней нагрузки нелинейный характер работы проявляется весьма незначительно. При дальнейшем возрастании нагрузки увеличивается количество стержней, находящихся в запредельной области работы и нелинейный характер работы конструкции начинает проявляться существенно.
При повторении циклов нагружения, когда в первом нагружении материал работал упругопластически, роста деформаций и перемещений не наблюдается.
Перед разрушением в конструкции образуется «слабая» зона, отличающаяся повышенной деформативностью и наибольшим количеством сжатых стержней, находящихся в запредельной области. Вследствии этого разрушение конструкции начинается с этой зоны и в большинстве случаев имеет несимметричный характер. Наступает разрушение при переходе в запредельную область группы стержней, исключение которых из работы превращает ее в механизм.
§ 2.3	Примеры исследования на моделях напряженно-деформированного и предельного состояний гибкого контура мембраны
За последние годы в проектировании мембран наметилась тенденция к уменьшению сечений опорных контуров и соответственно увеличению их гибкости, что определялось желанием снижения расхода материалов на контура. Численные расчеты на прочность с применением ЭВМ показывали возможность такого снижения. В ряде случаев высказывались суждения, что растянутая мембрана настолько подкрепляет контур, что его потеря устойчивости в плоскости мембраны исключена. В соответствии с этим, например, стальная мембрана осуществленная в 1985 г. над цехом завода «Компрессор» (Москва) прямоугольного плана с размерами 66 X 81 м имела опорный контур гибкостью X = 430 и параметр тонкостенности £ = (16...20)-103[5].
Однако при проведении в ЦНИИСК исследования модели квазицилиндрического мембранного покрытия квадратного плана с гибкостью опорного контура X = 250 последний потерял устойчивость в плоскости мембраны. Изложенное послужило основанием произвести ряд экспериментальных исследований моделей мембраны с контуром гибкостью превышающим X == 250 [6].
Экспериментировались три модели размером в плане 1200 X 1200 мм с различным опиранием контура. Первые две модели изготавливались полностью из алюминия. При этом мембрана имела толщину 0,5 мм. Для предотвращения термического влияния сварки на тонкостенные элементы модели
60
соединение мембраны с опорным контуром принималось клеезаклепочным. В последней модели опорным контуром служила алюминиевая рама, образованная из фрезерованных стержней составного по вертикали прямоугольного поперечного сечения, в котором зажимались края мембраны. Выполненной из высокопрочной стальной фольги толщиной 0,1 мм. Для закрепления краев мембраны в контур был применен комбинированный фрикционно-анкерный тип соединения. Нагрузка осуществлялась при помощи пневматической резиновой камеры.
Первая модель являлась эталонной, гибкость ее опорного контура в плоскости мембраны составляла 54; параметр тонкостенности £ = 2,2*103; относительный начальный прогиб £ = 103. При испытании этой модели изучалась: работа приконтурной зоны, характер и степень проявления краевого эффекта; характер работы контура при его опирании: в углах, по двум противоположным контурным ребрам при двух других свободных от опор; при варьировании шага промежуточных опор по периметру контурной рамы, в результате чего, гибкость элементов контура в вертикальной плоскости изменялась от 4 до 68; исследовалось влияние способа приложения испытательной нагрузки на характер напряженно-деформированного и предельного состояния модели [ 7].
Вторая модель имела опорный контур гибкостью в плоскости мембраны равной Л = 430. Напомним, это значение гибкости контура модели было равно значению реальному в мембранном покрытии цеха завода «Компрессор» в Москве. Однако параметр тонкостенности | в модели N2 оставлен таким же как в предыдущей, т. е. существенно ниже, чем в реальных объектах. В связи с этим при исследовании модели N2 основное внимание уделялось особенностям напряженно-деформированного и предельного состояния мембраны с гибким опорным контуром, но с достаточно высоким и ранее применявшимся в экспериментах параметром тонкостенности £ = 2,4-103. В этом случае работа листа моделирует поведение висячей железобетонной оболочки с листовым армированием.
Третья модель идентична реальной конструкции покрытия завода «Фрезер» (г. Москва). При ее проектировании поперечное сечение опорного контура и мембраны выполняли из обеспечения полного подобия натуре их напряженно-деформированного состояния при потере устойчивости контурного ребра. Для этой цели мембранное полотно как уже отмечалось выполнялось из высокопрочной фольги толщиною 0,1 мм. Ниже приводятся методика и результаты испытаний только третьей модели, в которой соблюдалось полное подобие с натурой. Испытания проводились в ЦНИИСК д. т. н. JI. И. Гольденбергом и 3. Е. Учителем [ 7].
При испытаниях использовали автоматизированную систему измерения и обработки экспериментальных данных, разработанную и изготовленную в ЦНИИСК (АСНИ-СК-ЦНИИСК) набазеЭВМ СМ-1403имикроЭВМ «Электроника». Достоинством примененной измерительной аппаратуры является и то, что она обеспечивает возможность анализа полученных данных уже в процессе эксперимента. Модель была оснащена 370 активными тензодатчиками сопротивления с базой 5 мм, 160 из которых были установлены на элементах контурной рамы.
Прогибы мембраны и контура измеряли электромеханическими прогибо-мерами ЭМВ-100 с дискретностью отсчета 0,01 мм. Всего на модели было установлено 40 прогибомеров, 25 из которых было размещено на контурных ребрах.
Анализ результатов, выполненный во время проведения эксперимента, показал, что максимальные усилия и перемещения в контуре возникали при сплошной равномерной нагрузке. Поэтому эта схема нагружения была
61
Рис. 2.4. Схематическое изображение волнообразований на поверхности мембраны в процессе ее нагружения.
принята для экспериментального исследования предельного состояния системы. При достижении сплошной равномерной нагрузкой интенсивностью 3,28 кН/м2 произошла потеря устойчивости одного из контурных элементов в плоскости мембраны, сопровождающаяся резким нарастанием прогиба контура и мембраны и локальным ее смятием, однако разрушения не произошло.
Измеренное расстояние между точками перегиба выпучившегося контурного ребра, которое определяет свободную длину внецентренно сжатого стержня при проверке его устойчивости, составило 0,45...0,46 его пролета. Анализ полученных
данных показал, что уже на начальном этапе приложения нагрузки в средней части приконтурной зоны мембраны на длине, равной примерно половине пролета, возникают сжимающие напряжения. Это приводит к тому, что краевые зоны мембраны теряют устойчивость и выключаются из работы системы. На остальной поверхности мембраны регистрировали рас
тягивающие напряжения, которые передавались на концевые участки контурных ребер длиной, равной приблизительно 0,25—0,28 пролета. Как показали измерения, напряженное состояние приконтурной зоны мембраны на этих участках близко к одноосному растяжению. На ее поверхности были зафиксированы волны быстро затухающие и ориентированные под переменным углом к контуру. По мере возрастания нагрузки высота и протяженность волн увеличивалась. (рис. 2.4)
Высказанный ранее тезис о невозможности выпучивания контура в плоскости мембраны основан на предположении наличия вдоль контура сплошного упругого основания, образованного натянутой под нагрузкой мембраной. В результате эксперимента установлено, что в действительности эта упругая среда в средней части имеет разрыв длиной, равной примерно половине пролета. На этом участке контура ребро мембраны не имеет подкрепления в горизонтальной плоскости и при достижении напряжениями в контуре определенного критического значения способно выпучиваться
внутрь модели.
§ 2.4	Методика экспериментальных исследований натурных конструкций
Основные задачи и методика статических испытаний
Испытания натурных конструкций преследует следующие цели:
—	проверку работы, несущей способности и прочих характеристик новых конструкций, применяемых впервые или еще не нашедших широкого применения, надежность которых еще не подтверждена практикой;
—	оценку несущей способности крупных сооружений перед передачей в эксплуатацию;
62
—	оценку влияния дефектов, отступлений от проекта и типовой технологии, вызванных какими-либо особыми причинами, когда это влияние невозможно оценить расчетом;
—	выявление действительной несущей способности конструкции при увеличении эксплуатационной нагрузки, выяснившейся в процессе строительства, когда конструкции обладают дополнительным запасом прочности, учесть который расчетом не представляется возможным.
Кроме этих задач, являющихся основными, целесообразно по возможности:
—	изучить действительную работу отдельных узлов, соединений, мест концентрации напряжений и пр.;
—	установить степень участия в пространственной работе конструкции прогонов и кровли;
—	изучить фактическое поведение конструкций в упругопластической области работы материала и установить резервы ее несущей способности;
—	предложить пути усовершенствования узлов и конструкции в целом.
Испытания конструкций могут проводиться на уровне земли или в проектном положении. Более предпочтительным является их проведение на уровне земли.
При статических испытаниях обычно измеряются следующие параметры: нагрузки на конструкцию — месдозами, датчиками силы, динамометрами, путем взвешивания или измерения объема грузов и пр.; перемещения (прогибы) элементов и узлов — прогибомерами, мессурами геодезической съемкой и пр.; относительные деформации в элементах и напряжения в стержнях — электротензорезисторами, механическими тензометрами, деформо-метрами и пр. [2].
При измерении относительных деформаций тензорезистрами с целью обеспечения достаточной точности измерений рекомендуется, чтобы уровень напряжений в исследуемых элементах стальных конструкций был не менее 20—30 МПа.
Для создания испытательной нагрузки могут быть применены домкраты, лебедки, всевозможные грузы, а также вода (рис. 2.5.) При этом грузы не должны менять свою массу при увлажнении. При использовании в качестве нагрузок воды должны быть исключены ее неравномерное распределение из-за прогибов конструкции и утечки через стенки и дно резервуаров.
Нагружение необходимо выполнять путем плавного приложения нагрузок ступенями не более 25% нормативной при нагружении конструкции до нормативной ее величины и ступенями не более 10% нормативной при нагружении сверх нормативной нагрузки.
Время выдержки каждой ступени нагрузки на металлических конструкциях — 15 мин., а при наличии в системе железобетонных элементов в соответствии с работой [ 3].
При испытании конструкций нагрузкой выше нормативной необходимо считаться с возможностью повреждения отдельных элементов конструкции и даже полного ее обрушения. В связи с этим в процессе нагружения должно быть исключено расположение обслуживающего персонала и случайное появление людей на испытываемой конструкции и под ней. Во избежание развития значительных повреждений и обрушения испытываемой конструкции и ее элементов, особенно при испытании конструкций, находящихся в проектном положении, необходимо применять страховочные подмости.
Проводящий испытания персонал должен располагаться на безопасном расстоянии от объекта, наблюдения за сооружением необходимо осуществлять с помощью дистационных приборов.
63
Рис. 2.5 Нагружение натурных конструкций
а)	структурных блоков системы «Москва» штучными грузами;
б)	мембранного покрытия - заливом воды.
64
Испытания до разрушения обычно производят при основных сочетаниях нагрузок. Поведение конструкций при дополнительных сочетаниях нагрузок исследуется в пределах упругих деформаций.
Экспериментальные системы загружения должны предусматривать симметричное расположение нагрузок и несимметричное, когда переменная нагрузка располагается на части поверхности.
Остаточный прогиб металлической конструкции определяется после разгрузки и ее выдержки без нагрузки в течение 15 мин, при наличии железобетонных элементов остаточный прогиб определяется в соответствии с работой [3].
В процессе проведения испытаний необходимо следить за правильностью работы приборов и состоянием конструкции, производя предварительную обработку результатов измерений, сопровождавшихся построением графиков, выражающих зависимость между нагрузкой и деформациями в характерных сечениях, элементах или узлах.
На каждой ступени нагружения, в том числе и после разгрузки конструкция должна подвергаться освидетельствованию с фиксацией обнаруженных изменений.
Методика экспериментальных исследований натурных конструкций на динамические воздействия типа сейсмических
В нашей стране и за рубежом проведены многочисленные натурные испытания сооружений с помощью различных вибрационных машин инерционного воздействия. Как правило, при этих испытаниях инерционные нагрузки на зданиях возбуждались в горизонтальной плоскости, так как при сейсмических воздействиях более опасными для обычных зданий являются горизонтальные нагрузки.
Для пространственных перекрестно-стержневых конструкций при сейсмических воздействиях более опасной может оказаться вертикальная составляющая воздействия. В связи с этим была разработана специальная методика натурных испытаний структурных конструкций на динамические воздействия. В ИМиСС АН Узбекистана создана специальная вибрационная машина для возбуждения колебаний в вертикальной плоскости; разработана методика испытаний с одновременным возбуждением двух составляющих колебаний (в горизонтальной и вертикальной плоскостях); проведены натурные испытания перекрестно-стержневых конструкций при различных уровнях нагрузок.
К вибромашине предъявляются следующие требования: общая масса не должна превышать 1 т; необходима достаточно высокая плавность регулирования частоты возмущающего воздействия; возмущающая сила вибратора должна быть более 30 кН; при работе в натурных условиях требуется создание полной безопасности для операторов и обслуживающего персонала, а также сохранности управляющей и регистрирующей аппаратуры; привод должен обеспечить широкий диапазон частоты вращения при нисших и высших формах колебаний; необходимо обеспечить устойчивое и плавное прохождение амплитудно-частотной кривой колебательного процесса и возможность фиксирования часто вращения в исследуемом диапазоне. Вертикальную вибромашину, удовлетворяющую поставленным требованиям, удалось спроектировать на базе одной секции вибромашины В-2. Все размеры ее сохранены, кроме дебалансов и дебалансодержателя.
Для максимального использования площади дебалансов их форма принята в виде кольцевого сектора. Кроме того, этот сектор с углом а = 96°48z имеет минимальный момент инерции при заданном статическом моменте массы; величина угла не зависит от соотношения наружного и внутреннего радиусов сектора.
3 — 5982
65
Частота вращения дебалансов регулируется системой тиристорный преобразователь — двигатель постоянного тока (ТП—Д), преимущества которой состоят в следующем: в высоком быстродействии, сравнительно большом диапазоне регулирования частоты вращения приводного двигателя при достаточно высокой плавности регулирования; в высоких энергетических показателях благодаря незначительным падениям напряжения в вентилях и отсутствию системы собственных нужд; в мгновенной готовности к работе; малых массах и габаритных показателях, работоспособности при значительных вибрациях.
В качестве приводного используется двигатель постоянного тока с номинальной мощностью Рн = 11 кВт, номинальной частотой вращения п = = 3000 об/мин и массой tn — 115 кг.
Максимальная частота вращения дебалансов при максимальном грузе ограничена прочностными возможностями машины. Поэтому максимальное возмущающее усилие не должно превышать 120 кН.
Амплитуда колебаний системы зависит, кроме основных параметров (масса, коэффициент демпфирования, жесткость), от поведения источника энергии, вызывающего эти колебания, и от ускорения электропривода при прохождении резонансной зоны. При исследовании колебаний сооружения экспериментальным путем может быть выявлено оптимальное ускорение, при котором сооружение получает максимальную амплитуду, и источник энергии практически не влияет на этот процесс [ 4].
Оценка состояния конструкции по результатам испытания
Оценка состояния конструкций на основании полученных результатов испытаний производится по: деформированному состоянию; несущей способности; пригодности конструкции к эксплуатации.
Прогиб от полной испытательной нагрузки (собственная масса + пробная нагрузка), необходимый для сопоставления с величиной теоретического и нормативно допустимого прогиба, может быть определен путем экстропо-ляции. Отношение прогиба, полученного при испытании, к прогибу, определенному расчетом, называется конструктивной поправкой, которая может быть использована для определения ожидаемого прогиба аналогичных конструкций. Величина фактического прогиба должна укладываться в нормативные требования.
Рекомендуется также определить отношение величины остаточного прогиба к полному прогибу. Относительный остаточный прогиб является одной из важнейших характеристик испытаний конструкции.
При повторных нагружениях стальных конструкций нормативной нагрузкой приращения остаточного прогиба не должно быть.
Оценка состояния испытаний конструкции по соответствию расчетной схеме, несущей способности и пригодности к эксплуатации производится на основании результатов ее полного освидетельствования (до и после испытаний), расчетов, выполненных с учетом данных освидетельствований, и испытаний.
Оценить влияние дефектов на несущую способность конструкции путем испытаний можно в полной мере только при испытании до разрушения. В противном случае основным средством оценки несущей способности конструкции является расчет, выполненный с учетом результатов освидетельствования и испытаний.
Оценка несущей способности по данным испытаний и независимо от того, закончилось испытание разрушением конструкции или нет, производится с
66
помощью приведенного коэффициента дополнительного запаса по отношению к расчетной нагрузке
red
R Ф/г
Ф°Ф ФФ Л»
где Кф — фактический коэффициент дополнительного запаса несущей способности конструкции по данному виду нагрузки по отношению к ее расчетному значению при определенных значениях других видов нагрузок; R и оф — расчетное и фактическое значения сопротивления стали; <ря и <рф — коэффициент продольного изгиба сжатого стального стержня соответственно при расчетной и фактической характеристике сопротивления (учитываются, если разрушение произошло по сжатым стержням ); Fd и Рф — расчетная и фактическая площади поперечного сечения и разрушенного стержня.
Формула учитывает далеко не все параметры конструкции и материала и условия испытаний, изменению которых может сказаться на результатах испытаний. Так, не все расчетные коэффициенты могут проявиться в испытываемой конструкции. Условия испытаний часто определяют силовую схему испытаний, отличную от проектной или фактической. На все обнаруженные несоответствия между расчетными и нормативными положениями, с одной стороны, и экспериментальными условиями, с другой стороны, при обработке данных должны быть внесены коррективы. Может случиться так, что к моменту испытаний некоторые проектные положения не отвечают реальным условиям работы сооружения, что может потребовать не только корректировки данных испытаний, но изменения условий их проведения.
Оценка несущей способности конструкции по результатам испытаний, когда конструкция при испытании не разрушилась и испытывалась в пределах нормативной или расчетной нагрузок, производится с помощью ожидаемых коэффициентов дополнительного запаса.
К
K-=K’-N,
где KQ — достигнутый коэффициент перегрузки конструкции нагрузкой данного типа; N — фактическое усилие в стержне при достигнутой экспериментальной нагрузке данного типа; Nn — предельное расчетное усилие в стержне.
Величина приведенного и ожидаемого коэффициента дополнительного запаса должна быть скорректирована с учетом расчетных и экспериментальных схем загружения и должна быть больше I.
Для каждой конструкции по выше приведенным формулам может быть определено несколько значений приведенных и ожидаемых коэффициентов дополнительного запаса, установленных исходя из возможностей несущих способности различных стержней конструкции, в том числе и тех, что не разрушились при исчерпании несущей способности конструкции.
Конструкция считается успешно выдержавшей испытания и пригодной для дальнейшей эксплуатации или применения в указанных в проекте условиях, если удовлетворяются все изложенные выше требования.
Конструкции, не выдержавшие испытания, могут быть использованы при меньших нагрузках. Возможность использования конструкций, не выдержавших испытания, должна быть обоснована с указанием величины допускаемой расчетной нагрузки.
3’
67
Окончательная оценка конструкции по результатам испытаний и необходимые рекомендации по эксплуатации даются после обработки всех полученных результатов и оформляются соответствующим документом (основные результаты, рекомендации, отчет и пр.), выпускаемым организациями, руководившими проведением испытаний.
§ 2.5. Обзор методик и результатов экспериментальных исследований натурных структурных конструкций комплектных поставок при помощи штучных грузов
Системы структур с длинноразмерными поясами из двутавров
Учитывая широкое применение блоков покрытия системы ЦНИИСК в различных районах страны при значительном диапазоне метеорологических воздействий был организован ряд натурных испытаний, результаты которых сопоставлялись с данными расчетов и по мере необходимости в конструкцию вносились определенные коррективы. Все испытания производились на земле, для чего возводились специальные опоры, обеспечивающие положение верхних поясов на уровне человеческого роста.
Загрузка осуществлялась штучным баластом. Измерительные приборы устанавливались в соответствии с вышеописанной методикой экспериментальных исследований.
Напомним, что стержневые балки системы ЦНИИСК имеют пониженную высоту равную 1,5 м.
Ниже приведем результаты исследований, проведенных в ЦНИИСК Ю. А. Черновым [ 8]. (Рис. 2.5а)
Было установлено, что материал конструкции при некотором превышении расчетной нагрузки, работает упруго, при этом в первом нагружении величина прогиба определяется упругой работой стержневой системы и сдвиговыми деформациями в узлах, осуществленных на болтах нормальной точности. Сдвиговые деформации обычно прорабатываются нормативной нагрузкой и составляют примерно 15—20% от общих. С целью локализации остаточного прогиба структурным блокам задается строительный подъем при уклоне поясов в 2,5%. При повторных нагружениях до расчетной нагрузки нарастание прогиба не наблюдается.
Как показали испытания, принятая методика упругого расчета, при которой к неразрезным верхним поясам шарнирно прикрепляются раскосы, достаточно хорошо согласуется с экспериментом при легких и средних нагрузках примерно до 4,65 кПа, общий прогиб которых при расчетной нагрузке не превышал 1/250 пролета. В этом случае экспериментальные усилия в наиболее нагруженных стержнях отличались от теоретических не более, чем на 3—6% для верхних, 4—9,6% для нижних поясов и 1,1—12,7% для раскосов. Прогибы за вычетом остаточных составляли 1/382—1/281 пролета и отличались от теоретических не более, чем на 6—8% (меньшая величина прогиба относится к более легким блокам). При этом прогибы блоков под более тяжелые нагрузки всегда превышали прогибы блоков, рассчитанных на меньшие нагрузки, что объясняется одинаковой высотой всех блоков, равной 1,5 м.
С увеличением расчетной нагрузки на блоки уменьшается также коэффициент запаса несущей способности. Для блоков 18 X 12 м под нагрузки
68
3,15 и 4,65 кПа он снижается соответственно от 1,5 до 1,286, а для блоков 24 X 12 м под нагрузки 2,7 и 4,45 кПа — от 1,39 до 1,18.
Снижение запаса несущей способности можно объяснить отрицательным действием узловых изгибающих моментов, величина которых возрастет по мере нарастания прогиба и жесткости поясов, чем характерны блоки под более тяжелые нагрузки.
Было отмечено также, что конструкции работают в упругой стадии только до расчетной нагрузки.
При натурных испытаниях было отмечено также, что неравномерно распределенные по площади блока нагрузки (на половинах вдоль, поперек или на одной из четвертей) вызывают изменения усилий в отдельных раскосах. По сравнению с такой же, но равномерно распределенной нагрузкой усилия в наиболее нагруженных раскосах, сечения которых принимаются по расчету, увеличились на 4—5%, а в малонагруженных элементах, сечения которых приняты конструктивно, до 2—5 раз. В некоторых раскосах и малонагруженных элементах, кроме значительного изменения величины усилий, происходит изменение их знака.
Изменение соотношения жесткостей элементов структуры, особенно поясных элементов, приводит к перераспределению усилий между ними. Поэтому при замене профиля или усилении тех или иных стрежней при действии ранее не учтенных дополнительных нагрузок необходимо производить после проверочных расчетов всего блока с измененными сечениями элементов и последующей корректировкой всех элементов.
Как отмечалось модификацией системы ЦНИИСК явилась система «Москва», стержневой блок которой имеет разреженную решетку, высоту 2,12 м и расстояние по верхним поясам 4 м. Эта система осуществляется в двух вариантах, когда элементы решетки присоединяются к поясам с помощью фасонок и болтов нормальной точности и на сварке, осуществляемой в заводских условиях.
В соответствии с этим, экспериментальные исследования проводились аспирантом ЦНИИСК А. Безруковым как болтового так и сварного вариантов.
В качестве экспериментального объекта использовались натурные блоки размером 24 X 12 X 2 м. Нагружение производилось с помощью железобетонных блоков и связок металлического профиля, укладываемых на профилированный настил покрытия. Фибровые деформации элементов замерялись электрическими датчиками сопротивления, вертикальные и горизонтальные перемещения узлов — мерными рейками и прогибомерами.
В первой серии был испытан блок с узловыми соединениями на болтах, расчитанный на вертикальную нагрузку 4,41 кПа (450 кгс/м2).
В первом цикле нагрузка составляла 78% от расчетной, под действием которой блок выдерживался сутки для проработки болтовых соединений. Во втором и третьем циклах осуществлялось половинное загружение вдоль и поперек пролета конструкции. На нагруженной половине блока нагрузка соответствовала расчетной, а по всей поверхности прикладывалась нагрузка, равная собственному весу структуры и кровельного ограждения. В последнем, четвертом цикле проводилось нагружение по всех поверхности блока вплоть до разрушения.
После первого пробного загружения величина остаточного прогиба составила 38 мм или 33% от полного прогиба 114 мм. Наличие значительных неупругих прогибов объясняется, в основном, сдвигами в болтовых соединениях, проработка которых происходит достаточно равномерно.
При повторном загружении до расчетной нагрузки нелинейное нарастание прогибов на последних этапах объясняется тем, что наряду с прора
69
боткой болтовых соединений имеет место снижение продольной жесткости внецентренно сжатых раскосов из одиночных уголков.
Максимальный расчетный прогиб структуры на последнем цикле испытаний составил 141 мм или 1/170 от пролета. Максимальный прогиб от нормативных (постоянной и длительной) нагрузок, равных 2,65 кПа составил 80 мм или 1/300 от пролета. При загружении несимметричными расчетными нагрузками вдоль и поперек пролета максимальная величина прогиба составила соответственно 88 и 114 мм или 62,4 и 80,8% от наибольшего прогиба при нагружени по всей поверхности блока.
В целом испытания подтвердили достаточную жесткость структурного блока. Увеличение прогиба конструкции за счет неупругих подвижек в болтовых соединениях полностью компенсируется строительным подъемом I = 2,5%.
По характеру распределения продольных усилий в стержневом блоке можно отметить, что основную нагрузку воспринимают продольные пространственные фермы. Раскосы поперечных ферм и элементы средней зоны продольных ферм включаются в работу, в основном, при действии неравномерных нагрузок. Усилия в элементах конструкции увеличиваются практически пропорционально росту нагрузки. Отклонения не превышают 7%.
При установке тензодатчиков основное внимание было обращено на сжатые элементы конструкции, для которых напряжения контролировались, как правило, в трех сечениях по длине — около узлов и в середине панели.
На рис. 2.6 приведены экспериментальные эпюры изгибающих моментов в элементах конструкции относительно главных осей сечения. В верхних двутавровых поясах моменты в вертикальной плоскости Мх распределяются аналогично неразрезным балкам на проседающих опорах.
При этом в середине панели пояса моменты Мх по величине на порядок больше моментов в горизонтальной плоскости Му. В узлах присоединения раскосов возникает характерный скачок моментов вследствие расцентровки элементов. Распределение напряжений по сечениям поясов, примыкающих к коньковым узлам показывает, что продольная сжимающая сила не выходит за ядро сечения, то есть фланцевое соединение в процессе нагружения не раскрывается и может рассматриваться в расчетах как жесткое.
Напряженное состояние сжатых уголков характеризуется наличием продольного изгиба в двух плоскостях с максимумом, в основном, в средних зонах по длине уголков.
Отказ структурного блока произошел при нагрузке, превышающей расчетную на 12% в результате среза болтов в узле примыкания нижнего пояса к торцевой ферме. Данное разрушение не характерно для этого вида конструкций, в которых наиболее слабыми элементами являются сжатые раскосы из одиночных уголков. Необходимый резерв несущей способности блока по отношению к расчетной нагрузке в 20—25% был обеспечен за счет установки дополнительных болтов в узле.
Вторая серия экспериментальных исследований включала испытания структурных блоков, выполненных из сварных ферм и рассчитанных на вертикальную нагрузку 4,41 и 5,98 кПа (450 и 610 кгс/м2).
Эти испытания позволили получить дополнительную информацию о работе элементов конструкции, в частности фланцевых соединений нижних поясов на высокопрочных преднапряженных болтах и нижних поясов продольных ферм, выполненных их двух ветвей. Кроме того, для блока под нагрузку 5,98 кПа оценивались прочность и надежность элементов подвески кранового оборудования.
Распределение усилий и характер деформирования в элементах структур при загружении равномерно-распределенной нагрузкой, в целом, мало
70
Рис. 2.6. Эпюры изгибающих моментов (кНм) в крайней полуферме блока «Москва» с узловыми соединениями на болтах при расчетной нагрузке 4,41 кПа.
а) в верхнем поясе (Мх);
б и в) в раскосах (соответственно Мх и Му);
----------------- экспериментальные;
-----------------теоретические;
-----------—. — теоретические, с учетом защемления на опоре
отличались от результатов, полученных в первой серии испытаний. Максимальный экспериментальный прогиб в структурных блоках при нормативных нагрузках составил около 1/370 от пролета.
При исследовании блока под нагрузку 4,41 кПа оценивалось влияние сдвиговой жесткости профилированного настила на деформативность конструкции от действия горизонтальных нагрузок. Рассматривались три варианта конструкции: структурный блок без настила, с закрепленным настилом и блок с настилом, загруженным вертикальной расчетной нагрузкой по всей поверхности. Горизонтальная сила Q = 4,5 т, имитирующая реакцию фахверковой стойки при ветровом отсосе, прикладывалась через систему тяг в коньковом узле крайнего балочного элемента верхнего пояса.
Горизонтальные перемещения узла по направлению нагрузки составили в первом случае 85 мм, а во втором и третьем оказались практически равными 42 и 41,5 мм. Таким образом, наличие профилированного настила, обладающего сдвиговой жесткостью и работающего совместно с каркасом структуры, существенно повысило жесткость блока в горизонтальной плоскости, увеличивая последнюю вдвое. При этом изгиб настила от вертикальной нагрузки практически не снизил его жесткость. [ 9]
71
§ 2.6 Обзор экспериментальных исследований перекрестных ферм комплектных поставок
В Армении под руководством к.т.н. С. И. Аванесова интенсивно проводились разработки систем перекрестных ферм на прямоугольную и квадратную сетку колонн зданий комплектной поставки, там же производились широкие экспериментально-теоретические исследования работы и несущей способности этих систем. [ 10] [11]
В численных исследованиях использовался вычислительный комплекс МАСИС (см. 4 главу). Работа систем рассматривалась в нелинейной постановке с учетом жесткости узловых сопряжений. При несовпадении осей главных моментов инерции составных элементов конструкции с плоскостями ферм, форма деформирования отдельных элементов принималась в виде косого изгиба. В результате численных исследований представилась возможность выявить не только общий характер распределения внутренних усилий, но и оценить влияние на несущую способность, например, расцент-ровки раскосов, а в предварительно напряженных системах так же необходимый уровень предварительного напряжения.
До приведения серии испытаний исследовался вопрос компановки блока, т. е. устанавливалась наиболее целесообразная с точки зрения расхода материала и трудоемкости изготовления высота блока и количество типоразмеров составных элементов.
На рис. 2.7, а показан график зависимости расхода металла от высоты блока. Как видно, оптимальная высота составила 1,5 м. На рис. 2.7, показана диаграмма зависимости расхода металла ог количества типоразмеров стержней. Как видно, оптимальное количество находится в пределах 8—10. При увеличении их количества более 10 уменьшение расхода металла практически малозаметно. В дальнейшем при проектировании стержневых блоков высота применялась 1,5 м, а количество типоразмеров — 10.
Блоки покрытий на прямоугольной сетке колонн, в том числе предварительно напряженные
Перекрестные системы в виде стержневого блока на прямоугольной сетке колонн имели размеры в плане 18 X 12 м. Они предназначались для покрытия производственных зданий сельскохозяйственного назначения без подвесных кранов. В этих системах шаг продольных ферм был равен 3 м, поперечных ферм было три по торцам блока и коньку. Жесткостные характеристики коньковой фермы подбирались из условия выравнивания поясных усилий в продольных фермах. Фермы имели параллельные пояса, изготовляемые из одиночных прокатных уголков. Решетка имела крестовую форму, сжатые элементы которой изготовлялись также из одиночных уголков, а растянутые из арматурной стали, (рис. 2.8)
Учитывая, что от односторонних нагрузок в некоторых обычно растянутых раскосах возникают сжимающие усилия, то эти арматурные стержни пред напрягаются при помощи стяжных муфт.
Испытание ферм проводилось с помощью гидравлического домкрата. Перемещения узлов замерялись индикаторами перемещений механического типа. Прогибы замерялись в четырех узлах нижнего пояса, а углы закручивания опорных раскосов — в шести сечениях тремя прогибомерами в каждом сечении.
Расчеты блока проводились пошаговым нагружениям в пределах расчетной нагрузки по 25%, при превышении расчетной нагрузки —этапами не более 10% от расчетной. Как показали расчеты не учет конструктивных расцентровок практически не сказался на работе блока в упругой области. Так при их учете максимальные перемещения возросли менее чем на 2%,
72
Рис. 2.7. Графики зависимости расхода стали от высоты блока (рис. а) и количества типоразмеров (рис. б).
Рис. 2.8. Экспериментальный блок из перекрестных ферм на прямоугольной плане. (Схема)
1 — гибкие раскосы из арматуры; 2 — жесткие раскосы из уголков; 3 — распорки; 4 — пояса
При превышении расчетных нагрузок неучет расцентровок, особенно в местах примыкания решетки к поясам, значительно сказывается на результатах. Разрушающая нагрузка с учетом и без учета расцентровок отличается на 37% в большую сторону в последнем случае. Таким образом, установлено, что при проведении численных исследований стержневых конструкций при нагрузках, близких к разрушающим, необходимо учитывать особенности конструктивных решений (узловые соединения, конструктивные рас-центровки), неучет которых завышает действительную несущую способность.
В 1985 г. в АрмНИИСА были проведены испытания опытно-промышленного образца блока покрытия размерами в плане 12 X 18 м на равномерно-
73
распределенную нагрузку. Все раскосы этого блока были из уголков и не преднапрягались.
Нагрузку создавали с помощью железобетонных плит перекрытия размерами 1,5 X 6 м передаваемую на блок с помощью системы распределительных траверс, расположенных в два уровня.
Интегрированным показателем работы блока над нагрузкой является зависимость — «нагрузка — прогиб центрального узла». До расчетной нагрузки эта зависимость практически линейная, разница экспериментальных и теоретических значений составляет примерно 7%. При превышении расчетной нагрузки нелинейность и различия возрастают, при превышении на 30 и 47% максимальное различие соответственно составляет 14 и 22%.
Осмотр конструкции блока после испытания показал, что разрушение произошло в результате искривления из плоскости фермы двух сжатых элементов решетки. Таким образом, анализ результатов исследований показал удовлетворительное совпадение экспериментальных и теоретических данных.
Стержневые блоки на квадратном плане из гнуто-сварных профилей
Опытно-промышленный блок выполненный из гнуто-сварных профилей прямоугольного сечения имел в плане размеры 19,2X15,2 м и высоту 2,12 м, обусловленный его привязкой к конкретному объекту. Блок представлял собой ортогональную систему перекрестных ферм с пересечением поясов в одном уровне без расцентровок, опирался в четырех точках по углам в уровне верхних поясов и имел нисходящие опорные раскосы. За счет разреженной структуры блока раскосы наклонены к поясам на угол меньший 30°, что с одной стороны потребовало усилить сварные швы бесфасоночных узлов треугольными косынками, а с другой стороны позволило выполнять эти узлы практически без эксцентриситетов.
Блок был рассчитан на нагрузку g — 2.1 кН/м2, полученную из условия исчерпания несущей способности наиболее слабым конструктивным элементом (ими оказались панели верхнего пояса фермы). Было проведено четыре ступенчатых нагружения с разгрузкой. Предельная нагрузка первого (пробного) загружении составила 40% от расчетной. Во втором загружении нагрузка соответствовала нормативной, в третьем — расчетной. Испытание завершили нагрузкой, превышающей расчетную на 20%. Нагрузка каждой ступени составляла 20% расчетной.
Как показали натурные испытания, фактические прогибы блока изменялись в целом пропорционально внешней нагрузке; Незначительная нелинейность в работе блока стала наблюдаться вследствие возникновения неупругих деформаций в стержневых элементах, прежде всего в панелях верхнего пояса при превышении расчетной нагрузки на 20%. Под этой нагрузкой блок был оставлен на месячный срок, в течение которого на него дополнительно воздействовал снеговой покров; при этом существенных изменений величин прогибов замечено не было.
Стержневые блоки на квадратном плане из прокатных профилей
Для определения напряженно-деформированного состояния блока покрытия на квадратном плане из прокатных профилей и анализа работы узлового соединения были проведены численные и экспериментальные исследования натурной конструкции размерами в плане 18 X 18 м. Конструкция представляла собой ортогональную системы из четырех продольных ферм с пересечением верхних и нижних поясов в одном уровне без расцентровок. Опирался блок
74
на колонны по верхнему поясу. Фермы блока выполнялись с параллельными поясами, верхний пояс — из двутавра 12Б1, нижний — из обычного 114. Как оптимальную для блока подобрали решетку из одиночных уголков с креплением к поясам по типу ферм систем «Тагил». Узловые соединения ферм выполнялись на узлах с уголковыми фасонками и листовыми накладками. Методика проведения численных исследований и натурных испытаний блока 18 X 18 м, анализ и сопоставление результатов проводились аналогично блокам из гнутосварных профилей.
Испытания показали, что на первой стадии нагружения имеет место некоторая нелинейность в нарастании прогиба, вызываемая сдвижкой элементов в болтовых узлах. При дальнейшем увеличении нагрузки вплоть до расчетной система работала упруго.
Превысив расчетную нагрузку на 20% и сняв ее получили остаточный прогиб порядка 5—7 мм. Аналогично результатам испытаний блока из гнутосварных профилей в верхних поясах подверженных сжатию с изгибом, помимо плоскости действия поперечной нагрузки в перпендикулярной плоскости также возникали изгибающие моменты (не столь значительные), что вызвано наличием начальных несовершенств.
Испытания подтвердили, что профилированный настил обеспечивает боковую устойчивость пояса даже при некотором отклонении от прямолинейности.
§ 2.7 Методика испытаний большепролетных конструкций
при помощи залива воды
Остановимся на двух натурных испытаниях большепролетных конструкций, нагружение которых осуществлялось при помощи воды. Первая конструкция являлась покрытием спортивного корпуса в г. Иркутске размером в плане 42X42 м с опиранием по внешнему контуру (рис. 2.9). Несущая часть покрытия в виде стержневой плиты имела ортогональную сетку поясов из круглых труб с узлами на ванной сварке. Кровлей являлась предварительно напряженная мембрана.
Покрытие испытывалось в проектом положении при наличии кровли, утеплителя и гидроизоляционного ковра. Нагрузка осуществлялась заливом воды. Для этой цели покрытие при помощи досок, поставленных на ребра, разбивалось на ячейки размером 2,4X6 м, дно и борта ячеек покрывались водонепроницаемой полихлорвиниловой пленкой.
Суммарная опытная нагрузка была доведена до 3370 Н/м2, что на 25% превышала нормативную нагрузку.
При испытании предусматривались страховочные приспособления.
Испытание ставило задачу оценки степени участия в стержневой конструкции предварительно напряженной кровли, а также проверки несущей способности узловых сопряжений на ванной сварке.
Сравнение экспериментальных и расчетных данных показало, что наличие преднапряженной мембраны способствует на 15—25% уменьшению прогибов и усилий в верхних поясах. Эксперименты на натурной конструкции также показали и высокую несущую способность узловых сопряжений на ванной сварке.
Вторая большепролетная конструкция, испытываемая при помощи залива воды,— покрытие концертного зала в г. Сочи.
Конструкция покрытия представляет собой плоскую стержневую пластину неправильной шестигранной формы, нижние и верхние поясные решетки которой образуют треугольные ячейки со сторонами, равными 3,0 м, а
75
Рис. 2.9 Спортивный комплекс в г. Иркутске с мембранной преднапряженной кровлей, испытываемой при помощи залива водой.
раскосная решетка в плане образует правильные шестиугольники. Максимальные размеры покрытия в плане по одной из диагоналей достигают 81м. Опирание покрытия осуществляется по внутреннему опорному контуру также шестиугольной формы отдельными его нижними узлами. Покрытия осуществлялись из алюминиевых трехгранных пирамид и плоских треугольников на болтах нормальной точности в поясах и высокопрочных болтах в раскосах. Отверстия под болты во всех случаях превышали диметры болтов на 2,0 мм. Монтажные работы по несущим конструкциям закончены в декабре 1973 г.
После монтажа структурного покрытия и укладки асбестоцементных плит с одним слоем рубероидного ковра, покрытие получило прогиб в центре, равный 266 мм, значительная величина которого объясняется податливостью болтовых соединений.
В результате обильного снегопада и соответствующего нагружения конструкции равномерно распределенной нагрузкой, 100 кг/м2 прогиб покрытия в середине достиг 368 мм, т. о. дополнительный прогиб составил 102 мм.
Повторное нагружение покрытия естественной нагрузкой произошло в процессе катастрофического ливня в период 8—11 сентября 1975 г. Чаша покрытия, образовавшаяся из-за остаточных прогибов и прогибов от возникшей нагрузки, вследствие закупорки сливных отверстий, привела к значительному нагружению покрытия водой. Общий прогиб покрытия при этом составил 460 мм. Дополнительный остаточный прогиб покрытия появившийся после снятия нагрузки, составил 150 мм (а общий прогиб =416 мм).Обследование конструкций после обоих нагружений показало, что в ряде соединений на болтах произошли сдвиги стыкуемых деталей.
Основной целью натурных испытаний покрытия являлось установление возможности и безопасности нормальной эксплуатации сооружения.
Методика испытаний и измерений. Загружение покрытия при испытании производилось водой, подаваемой с помощью пожарной машины. Величина максимальной опытной нагрузки достигает 133 кг/м2, из которых 70 кг/м2
76
составляла расчетная нагрузка от снега, а 63 кг/м2 активное давление ветра (с коэффициентом сочетания 0,9).
Вода заливалась по всей поверхности покрытия несколькими ступенями, величиной 20—25% от максимальной.
Для удержания воды на покрытии, так же как и на первой конструкции предусматривались разделительные стенки.
При испытании производились измерения деформированного и напряженного состояния конструкции в средней части покрытия и в приопорных зонах.
Измерения выполнялись:
—	продольных деформаций в стержнях и соответствующих им напряжений — с помощью проволочных датчиков сопротивления — (около 600 датчиков и 200 измеряемых точек);
—	прогибов средней части и консолей с помощью миллиметровых реек и нивелиров;
—	величины нагрузки — с помощью расходомера воды.
Для исключения возможного обрушения в процессе испытаний предусматривалась страховка покрытия с помощью специальных стоек, установленных под центральной зоной и большой консоли. Регулировка зазоров между страховочными стойками и конструкцией обеспечивалась дистанционно.
На основании результатов эксперимента выявлена:
—	упругая работа конструкции (после снятия нагрузки остаточных прогибов и напряжений практически не наблюдалось);
—	увеличение общей жесткости покрытия за счет включения в работу плит настила и уменьшение в связи с этим максимального прогиба по сравнению с теоретическим на 26%;
—	более равномерное по сравнению с теоретическим распределение реакций между опорами при неравномерном нагружении, что объясняется податливостью болтовых соединений в малонагруженных угловых зонах;
—	сопоставление результатов эксперимента с расчетом на ЭВМ показало, что усилия во всех элементах не превышают теоретических значений, в стержнях верхнего пояса наблюдается уменьшение усилий, вызванное включением в работу стержневой системы плит настила.
§ 2.8 Методика и результаты исследований остаточных сварочных напряжений в перекрестно-стержневых плитах с гексоганальной решеткой
При монтажной сварке стержней плиты с поясами, расположенными в трех направлениях, благодаря внутренней статической неопределимости поясных сеток, неизбежно возникают остаточные напряжения. Исследование этих напряжений применительно к крытому рынку в Тольятти производилось ЦНИИСК(ом) им. Кучеренко совместно с Казанским инженерно-строительным институтом (исполнители к. т. н, Хисамов Р. Н. и Диденко В. Н.). Напомним, сооружение представляло собой пирамиду, грани которой имели гексоганальную решетку и размеры 54X54X45 м и 54X33X45 м. Узловое сопряжение трубчатых стержней осуществлялось ванной сваркой. Диаметр ванного узла составлял 55 мм при высоте плавильного пространства 200 мм.
Натурным исследованиям остаточных усилий в покрытии предшествовали исследования в лабораторных условиях на примере сварки шестиуголь-
77
Рис. 2.10 Распределение остаточных сварочных напряжений в МПа.
а) Опытный фрагмент поясной сетки;
б) Внутренние усилия в реальной конструкции.
ного фрагмента поясной сетки плиты (рис. 2.10а). Фрагмент изготавливался из труб длиной 150 см, диаметром 76 мм с толщиной стенки 3,5 мм. испытания выполнялись при ванной сварке внешнего узла. Деформации в стержнях фрагмента измерялись электродатчиками дважды: в процессе сварки и дальнейшего остывания стержней, а также при разрезке одного из стержней после сварки.
Исследования показали наличие значительных остаточных усилий в стержнях фрагмента, составляющих порядка 8,5 кН или 10,5 МПа при этом внутренние стержни оказались сжатыми, а внешние — растянутыми.
На основе проведенных испытаний представилось возможным также установить параметры, от которых зависит величина остаточных напряжений и предложить формулу для их применения.
aKGqE
““ Uncdy
где: а — коэффициент линейного расширения металла; К — коэффициент, учитывающий потери тепла; G — масса наплавленного в узле металла; q — удельное теплосодержание расплавленного металла; Е — модуль упругости стали; п — количество стержней, в которые вводится тепло; с — удельная теплоемкость; d — длина стержней; у — объемный вес металла.
Для испытанного фрагмента расчетным путем получена NCB = 8,8 кН (экспериментально 8,4 кН).
Исследование остаточных усилий в покрытии крытого рынка г. Тольятти выполнялись на грани пирамиды, сварка которой производилась с вершины треугольной плиты.
Температурные деформации измерялись методом электротензометрии при сварке тринадцатого ряда узлов нижней поясной сетки (рис. 2.10 б). Датчики сопротивления наклеивались в поясных стержнях и раскосах. Коммутация датчиков сопротивления с прибором АИД-IM осуществлялась с помощью двух проводов и специальных переставных контактов, которые представляют собой зажимы с посеребренными поверхностями, защемляющими выводные концы датчиков. Одновременно выполнялись контрольные измерения деформаций с помощью переносной мессуры базой 105 см.
78
Сварка узлов конструкции производилась одновременно сначала тремя, четырьмя и двумя сварщиками. Римскими цифрами на рис. 2.10 б обозначена технологическая последовательность сварки узлов. После полного остывания сваренных узлов были разрезаны два поясных стержня. Характер деформации разрезанных стержней показал, что их длина увеличивалась на (2,2 4- 2,5 мм) при этом в месте разреза образовывался небольшой эксцентриситет осей стержней т. е. в стержнях имелись продольные остаточные силы растяжения и небольшие изгибные остаточные усилия. Величины остаточных продольных сил, возникших при сварке девяти узлов, в стержне с максимальным растягивающим усилием 140 кН составили 90 МПа. Такая значительная величина остаточных усилий в стержнях объясняется нерациональной последовательностью сварки узлов. Сваркой в узлах замыкалось по четыре рабочих стержня, что вызывало дополнительные остаточные усилия по сравнению со сваркой узлов, в которых включалось в работу по три поясных стержня. В раскосах покрытия не были зафиксированы существенные остаточные усилия.
По результатам исследований остаточных усилий, выполненных в лабораторных условиях и на натурной конструкции, могут быть сделаны следующие выводы и рекомендации:
—	в поясах стержневой плиты, образуемых поясами трех направлений, при ванном способе сварки узлов могут возникнуть значительные остаточные усилия. Величина этих усилий зависит от технологической последовательности сварки узлов;
—	не рекомендуется в последнюю очередь заваривать внутренние узлы покрытия.
—	с целью исключения остаточных усилий в раскосах рекомендуется вести одновременную сварку верхней и нижней поясной сетки;
—	последовательное образование стержневой плиты с поясами трех направлений рекомендуется выполнять заваркой узлов, в которых включается в работу не более трех поясных стержней;
—	при необходимости остаточные напряжения в покрытии частично могут быть сняты разрезкой отдельных стержней;
—	в процессе сварки конструкций можно регулировать остаточные напряжения методом искусственного введения обратных остаточных усилий, которые будут компенсировать остаточные усилия от сварки узлов. Например, в момент сварки узла осуществить местный прогрев одного из трех поясных стержней.
§ 2.9	Обзор экспериментальных исследований несущей способности некоторых традиционных узловых сопряжений структурных плит
К традиционным узловым сопряжениям отдельных стержней перекрестно-стержневых конструкций можно отнести сварные узлы на полых шарах системы Октаплатт. Узлы системы Меро-Ваймар, осуществляемые на болтах с применением специальных коннекторов, узловые сопряжения системы «Триодетик». Узел системы «Октаплатт» прошел широкие исследования в ФРГ, США и Чехословакии. В частности Клёппель испытывал образцы в виде шара D — 150 200 мм с шестью примыкающими в одной плоскости стержнями, что соответствует структуре с треугольными ячейками сеток; им установлены оптимальные соотношения диаметров шара и труб £>шара : ^труб 2,5» а также толщин стенок и шва гшва =	+ 1мм, Гшара/^уб =1,2, при кото
79
рых соединение позволяет использовать в растянутых элементах 90% прочности стали.
Исследование сварных узловых сопряжений, осуществляемых при помощи полых шаров с отверстием, как уже отмечалось, производилось Ф. Ледерером и сотрудниками его школы в Брно. Натурные узлы, выполненные из стали с пределом текучести огп = 2400 и 3600 кгс/см2, подвергались статическому нагружению вплоть до исчерпания несущей способности. На основе весьма широкого экспериментирования были получены необходимые данные для подбора параметров шара в зависимости от диаметра труб. В среднем отношения диаметров шара и трубы тяготеют к 2, толщина стенки шара — к 1/30 его диаметра.
Экспериментально исследовались плоскостные элементы сетки с шарами D=200—400 мм при отношении £>шара/<2труб = 3—6. Отмечена 100%-ная прочность соединения. На основании экспериментов и теоретических работ установлено оптимальное отношение tmapa/4Py6 = 1»13.
Экспериментальные исследования узлов системы «Триодетик» проводились фирмой «Фентимэн». Узловые сопряжения испытывались на растяжение и сжатие. Усредненный показатель узла по растяжению-сжатию сравнивался с результатами испытаний сварных и болтовых соединений алюминиевых труб и оказался наилучшим для системы «Триодетик». Испытания показали, что коэффициент использования прочности основного металла в системе «Триодетик» составляет 0,9—0,92. [ 9]
В завершении обзора напомним о проводимых в ЦНИИСК испытаниях узловых сопряжений в специальной раме с использованием четырех домкратов, позволяющих включать в работу узла не только усилия в поясах но и раскосах (рис. 2.1).
§ 2.10	Методика и результаты исследований несущей способности узлов на ванной сварке
К узловым сопряжениям перекрестно-стержневых систем разработанных в ЦНИИСКе, как уже отмечалось, относится ванная сварка сплющенных концов трубчатых элементов структуры и электрошлаковая полуавтоматическая сварка, которая чаще всего используется для объединения фасонок перекрестных ферм. При изучении работы узловых сопряжений из труб большое внимание уделялось установлению желаемый, с точки зрения местной устойчивости стенки, уклон переходной части трубы, который тяготеет к 1/6, а также примерные зоны и температуру нагрева трубы, при которых не образовываются трещины. Статическим испытаниям узловых сопряжений предшествовали испытания на сжатие и растяжение отдельных труб из стали средней и повышенной прочности, один конец которых сминался.
Применительно к поясам структурных систем диаметр образцов принимался в диапазоне 102—159 мм, применительно к раскосам — 56—76 мм. Образцы изготовляли из толстостенных (D/t = 10,2—14,3) и тонкостенных труб ( D/t = 22,7—28,5). Для сопоставления были изготовлены образцы с весьма большим отношением D/t = 43,5. Испытания на сжатие толстостенных образцов показали, что в круглой и переходной части образца напряжения развиваются достаточно равномерно. В плоской части образца, где стенки труб сминаются до полного их соприкосновения, отмечается значительное преобладание внешних фибровых напряжений. Однако, несмотря на наличие изгиба, эксперименты показали, что даже при малой гибкости толстостенных труб сминаемая их часть равнопрочна основной трубе.
80
Деформации в переходной части тонкостенных труб (в отличие от толстостенных) развивались крайне неравномерно, в узкой части овального сечения они достигали своего максимума, а в широкой были незначительны. Испытания этих образцов показали, что по мере уменьшения уклона, под которым сминается труба, и отношения D/t напряженное состояние становится более однородным и соответственно повышается несущая способность деформируемой части трубы.
Сопоставим несущую способность образцов, имеющих оптимальный уклон переходной части, равный 1/6 при варьировании отношения D/L Так, при D/t — 22,7 и гибкости стержня X = 11 экспериментальные критические силы даже несколько превосходили предельную нагрузку /’•от<р). Когда D/1 ~ 25,3 и X = 23,5, экспериментальная нагрузка была немного меньше предельной (на 2—5%); когда D/t — 28,5 и л — 16, расхождение составило 11%, при D/t = 43,5 и /. = 12—16—30%. Таким образом, для наиболее эффективных тонкостенных труб, в которых D/t л; 28, критические напряжения по местной устойчивости переходной части трубы с уклоном 1/6 соответствуют критическим напряжениям по общей устойчивости трубы гибкостью порядка 50—60. Если учесть, что гибкость элементов в структурах колеблется в пределах 70—100, то при рекомендованных уклонах переходной части ее можно не рассчитывать на местную устойчивость.
Чтобы детальнее оценить действительную работу узловых сопряжений, была создана установка, позволяющая исследовать натурные узлы со всеми входящими в них стержнями при различных силовых воздействиях. (рис. 2.1) В трех первых узлах к поясам прикладывали сжимающие усилия в последующих двух узлах — растягивающие. При подобных испытаниях измеряли местные деформации (количество тензодатчиков сопротивления достигало 120 300шт).
Испытания узлов показали, что характер напряженного состояния в зонах формирования труб такой же, как и в отдельных стержнях, испытываемых на сжатие.
Несущая способность поясов из толстостенных труб, имеющих гибкость X = 34, определялась общей потерей устойчивости стержня. Несущая способность поясов из тонкостенных труб определялась потерей местной устойчивости переходной части трубы; здесь окр = 2830 и 2900 кгс/см2. Теоретические значения критических нагрузок по общей устойчивости о = <’о,2= 4180X0,926=3880 кгс/см2. Получить равноустойчивый стержень по общей и местной форме потери устойчивости можно при увеличении гибкости стрежня до значения X = 70
Результаты испытания узлов близки к результатам испытаний отдельных стержней. Из этого можно сделать вывод о незначительном влиянии жесткости узлового сопряжения, технологических и конструктивных несовершенств, а также различного напряженного состояния в примыкающих стержнях как на распределение напряжений, так и на несущую способность. Потеря несущей способности раскосов сечением 70X5 мм определялась общей формой потери устойчивости, а раскосов сечением 76X3 мм — местной при сгкр = 2720 кгс/см2. Теоретические напряжения по общей форме ..... <р.(т02 = 0,90X3140=2860 кгс/см2.
В трубах сечением 76X3 мм уже при гибкости X = 44 намечается сближение расчетных напряжений по местной и общей формам потери устойчивости. Характерным в рассматриваемых узлах является значительная глубина правильного пространства и большое количество сопрягаемых элементов. Из-за этого затруднено наблюдение за процессом сварки и осложнено удаление шлака, образующегося по мере подъема уровня сварочной ванны, что создает опасность зашлаковки торцов соединительных элементов.
81
Исследования электро- и теплофизических особенностей различных разновидностей ванной сварки, проводимые с 1964 г. в Центральной лаборатории сварки ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко инж. О. В. Кузнечиковым под руководством д-ра техн, наук А. Я. Бродского, позволили найти пути преодоления этих трудностей и разработать технологию ванной сварки структурных систем как при ручной, так и при автоматизированной сварке.
При заполнении плавильного пространства вручную первоначально использовали одиночный электрод; для удаления излишней порции шлака сварщик прожигал грань кромки и в образовавшийся зазор шлак вытекал; расплавленный металл, кристаллизуясь на кромках, образовывал ровный сварной шов.
При таком способе восемь трубчатых элементов диаметром 114X8 (пояса) и60X5 мм (раскосы) сваривали за 25—30 мин.
Исследование таких узлов на разрыв показало одинаковую прочность узла и основного материала. Однако одиночных электрод не позволил применить сварочный ток большей силы; кроме того, часто приходилось менять электрод особенно в начальный период процесса, когда плавильное пространство имело большую глубину. Все это существенно снижало производительность.
Дальнейшие исследования позволили разработать более совершенный вариант технологии сварки, заключающийся в применении съемных, малогабаритных формующих устройств в виде охлаждаемых водой медных трубок, позволяющих применять ток большой силы и использовать вместо одиночного электрода пучок электродов.
Эти трубки диаметром 10—16 мм и толщиной 1-—1,5 мм располагаются по высоте плавильного пространства на расстоянии 2—3 мм от стенок свариваемых деталей. Шлак, вытекая через зазоры, частично кристаллизуется на поверхности медных трубок, накапливается в плоскостях, образованных боковыми кромками сопрягаемых элементов и поверхностью медных трубок, уплотняет плавильное пространство, препятствуя вытеканию наплавленного металла.
Сварка пучком электродов в сочетании с повышенным сварочным током обеспечивает автоматическое перемещение дуги по периметру плавильного пространства, что упрощает технику сварки и повышает производительность процесса.
Достаточно успешно разработана технология автоматического процесса ванной сварки с применением плавящегося мундштука и стандартного оборудования для подачи сварочной проволоки.
Проведенные исследования позволили в зависимости от сечения сопрягаемых элементов рекомендовать ручной, полуавтоматической или автоматической электрошлаковый способ.
Так ручная ванная сварка эффективна при соединении элементов, образующих плавильное пространство высокой не более 200 мм (трубы диаметром до 120 мм). При этом, между вертикальными кромками элементов должен быть сохранен зазор для вытекания шлака в процессе сварки. Механизированную полуавтоматическую сварку целесообразно применять при высоте плавильного пространства не более 250 мм (трубы диаметром до 160 мм). В сравнении с ручным способом полуавтоматическая сварка сокращает в 2—2,5 раза время сварки каждого узла. При высоте плавильного пространства более 250 мм соединение элементов в узле может быть осуществлено с помощью автоматической электрошлаковой сварки плавящимся мундштуком. При механизированных способах сварки плавильное пространство образуется торцами сплющенных концов труб или свариваемых фасонок и
82
устанавливаемыми между ними неподвижными медными формующими элементами.
Минимальный диаметр плавильного пространства таких узлов 30 мм, Увеличение высоты плавильного пространства влечет увеличение его диаметра, а следовательно, увеличение времени сварки каждого узла и конструкции в целом. С целью получения узлов структурных покрытий с минимальным объемом наплавленного металла их проектируют с конструктивной расцентровкой элементов, что позволяет уменьшить диаметр плавильного пространства и облегчить процесс сборки.
В процессе сварки кромки сходящихся в узел стержней расплавляются и вместе с расплавленным металлом электродов постепенно заполняют плавильное пространство, обеспечивая непосредственное (без промежуточных соединительных деталей) соединение одновременно всех (4—12) входящих в узел элементов.
Для осуществления контроля качества готовых сварных узлов при выполнении сварки механизированными способами уплотняющие плавильное пространство элементы обязательно должны быть съемными. Основными видами контроля качества сварки узлов сопряжений являются: стопроцентный визуальный осмотр тщательно очищенных от шлака мест сварки, испытание контрольных образцов и в особо ответственных конструкциях — ультразвуковой контроль.
Имеющийся опыт ультразвукового контроля узлов сопряжений структурных конструкций в гг. Тольятти и Красноярске и перекрестных ферм в г. Симферополе показали, что этот способ позволяет достаточно точно обнаруживать скрытые дефекты (шлаковые включения, несплавления). Поэтому способ ультразвукового контроля качества должен стать одним из основных при приемке сварных узлов сопряжений структурных конструкций. [12]
Проверка готовых пространственных покрытий показала, что ванная сварка не оказывает заметного влияния на изменение геометрических размеров конструкций, а соблюдение рекомендаций по последовательности и технологии сварки узлов сопряжений исключает возможность возникновения в элементах опасных остаточных напряжений.
§ 2.11	Методика и результаты исследований несущей способности трубчатых сжатых стержней системы мархи-кисловодск
На несущую способность сжатых трубчатых стержней в рассматриваемых конструкциях оказывают влияние с одной стороны начальные изгибающие моменты, вызванные неперпендикулярностью торцевых поверхностей к оси стержня и возможной начальной погибью стержня, а также, так называемые «рамные» изгибающие моменты, возникающие вследствии конечных смещений узлов конструкций. С другой стороны — жесткость узловых сопряжений, которые могут оцениваться эквивалентным коэффициентом защемления
Коэффициенты р, случайны по природе, т. к. зависят от начальных несовершенств конструкции. Законы и параметры распределения Р(. могут быть надежно установлены только экспериментально, путем пямых инструментальных измерений на натурных объектах. Для выполнения таких измерений в настоящем исследовании используется специально разработанное в Ростовском инженерно-строительном институте к. т. н. Пушкиным Б. А. устройство — виброанализатор «Динатон».
83
Рис. 2.11 Схема фрагмента конструкции системы Кисловодск МАрхИ.
а) план;
б) боковой вид
1 —сменяемые стержни;
2 — гидроцилиндрический сило возбудитель.
Прибор возбуждает в стержневой системе резонансные поперечные колебания с максимальной амплитудой по середине исследуемого j-ro стержня. При этом измеряется период П;А и параметр формы колебаний Д;7, соответствующие К-му уровню нагрузки. По этим данным вычисляется значение коэффициента защемленности стержня р/А.
Экспериментальные исследования по определению значений 0^ вЦНИИСК им. Кучеренко проводились автором прибора Динатон к. т. н. Пушкиным Б. А. и к. т. н. Ларионовым А. М.
Установка для исследования представляет собой фрагмент натурного покрытия, снабженный нагружающим и контрольно-измерительными устройствами. Во фрагменте имеется два смежных стержня-образца (поясной и раскосный), подвергаемых испытаниям (рис. 2.11).
При приложении вертикальной нагрузки в среднем нижнем узле, во всех примыкающих к нему раскосах, как и в поясах, возникают одинаковые по величине сжимающие усилия, чем сводится к минимуму взаимоподдержива-ющее влияние стержней. Уменьшение количества стержней, сходящихся в некоторых узлах фрагмента, возникающая при этом ассиметричность защемления образцов также ухудшает условия их работы.
Чтобы избежать применения специальных силоизмерительных устройств для контроля усилий в стержнях, фрагмент построен по статически определимой схеме.
Нагружающее устройство установки представляет гидроцилиндр, снабженный ручной насосной станцией и манометром.
Установка укомплектована специальным устройством для контроля начальных прогибов, измерения их текущих значений, а также измерения продольных и угловых деформаций стержня-образца.
Испытывались четыре группы стержней-образцов:
—	поясные 060
—	поясные 0 76
—	раскосные 0 60
— раскосные 076
84
В каждой группе 12 образцов, из которых 8 испытываются без имитации эксцентриситетов, 4 — с эксцентриситетами.
Установка образца при имитации эксцентриситета отличается тем, что перед затяжой соединений между торцом шестигранной муфты и коннектором вводится прокладка из белой жести симметрично с каждого конца стержня.
После домонтажа образца из него вырезается стандартный образец, производится его испытание с записью диаграммы о~е. Испытания показали, что начальные изгибающие моменты в сжатых стержнях вызваны неперпендикуляркостью его торцевых поверхностей к оси. Возникающие из-за этого клиновидные зазоры между торцами стержня и шестигранными муфтами закрываются при сравнительно небольшой сжимающей нагрузке. При этом стержень получает начальную изгибную деформацию с начальным изгибающим моментом, величина которого не меняется при дальнейшем повышении нагрузки. Одновременно, по мере закрытия зазора, увеличивается жесткость защемлений стержня по концам. По видимому, жесткость защемлений приобретает стационарное значение вместе с начальным моментом.
Экспериментально полученная зависимость коэффициента защемления от величины продольной силы N хорошо прослеживается по данным испытаний стержней 076X3. В интервале /V - 0,1 — 0,5W коэффициент защемления р монотонно возрастает примерно на 20%, а затем остается практически постоянным вплоть до момента появления значительных прогибов стержня, за которым, как правило, следует разрушение образца. Значения в рабочем интервале продольной силы, т. е. примерно в интервале Af — 0,5 — 0,8W мало изменяются от опыта к опыту. Минимальные значения коэффициентов защемления для стержней составили: 0 60 X 3 —	= 9,0; для стержня 0 76 X 3 —	= 4,5. Соответствующие
коэффициенты приведения длины: ц7. = 0,60; и р7 = 0,68.
Для определения допустимых сжимающих усилий по данным эксперимента может быть использовано два подхода. Во-первых, пользуясь геометрическими харктеристиками стержня, упругими характеристиками материала и экспериментально полученной величиной коэффициента р можно получить величину [ А] по [ 13]. Второй подход предполагает использование формулы секанса 114], оценивающей момент появление краевой текучести в стержне.
В соответствии с [ 8] несущая способность центрально сжатого стержня вычисляется по формуле:
Н = Ч> • А • R,
Для стержня 060 X 3: А = : 5,38 см2; г — 2,02 см; ц = 0,65;
Л 300 X 0,65/2,02 = 96,5; ф = 0,59;
[7V] = 0,59 X 5,38 X 2,3 - 7,3тс
Для стержня 076 X 3: Л - : 6,88 см2; i = 2,58 см; ц — 0,73;
А, = 300 X 0,73/2,58 = 84,9; ф = 0,67;
[7V] = 0,67 X 6,88 X 2,3 = 10,6тс
При использовании формулы секанса несущая способность стержня определяется как нагрузка, при которой напряжение в наиболее нагруженном волокне свободно опертого стержня достигает уровня расчетного сопротивления материала по пределу текучести.
85
Рис. 2,12 Направленность сил, возбуждающих потерю устойчивости элементов сжатого пояса.

Рис. 2.13 График зависимости между продольными усилиями и поперечными перемещениями панели пояса.
Величины эксцентриситетов могут быть получены с использованием данных эксперимента, где замеряется полный прогиб стержня в среднем сечении /, и исходя из геометрических соображений и допущения о косинусоидальной форме изогнутой оси.
Проведенные расчеты дали следующие значения эксцентриситетов: 060 X 3 — 0,42 см; 076 X 3 — 0,38 см.
Решение уравнения получаем путем подбора величины N: для стержня 060 X 3 — 7V = — 6,9 тс, для стержня 076 X 3 — N ~ — 10,4 т.
Помимо экспериментального исследования устойчивости и несущей способности сжатых трубчатых элементов в системах Кисловодск — МАрхИ к. т. н. А. М. Ларионовым производились теоретические исследования этих вопросов применительно к экспериментальному фрагменту,
В расчетной схеме жесткостные характеристики узловых сопряжений оценивались путем введения на участке, соединяющем трубу и узел, изгибную жесткость болта 022 мм, Отдельные элементы системы — верхние пояса и раскосы моделировались четырьмя стержнями по длине. По концам располагались стержни с жесткостными характеристиками болтов, в середине — элементы трубчатого сечения.
Расчет производился на ЭВМ по программе «Гамма» в нелинейной постановке, реализуемой шаговым методом нагружения. Расчетная схема учитывающая симметрию системы и нагрузки, включает 84 узла и 88 стержней, при этом все элементы принимались из труб одного сечения 0 60 X 3.
86
В соответствии с условиями испытаний натурного фрагмента, в численном эксперименте анализировалось напряженно-деформированное состояние двух сжатых элементов нижнего пояса при различных величинах сосредоточенной силы, приложенной в среднем узле нижнего пояса.
Расчеты для каждого уровня внешней нагрузки выполнялись в два последовательных этапа. На первом этапе определялись продольные усилия в стержнях расчетной модели. При этом было использовано общепринятое для подобных конструкций упрощающее допущение о незначительном влиянии жесткости узлов на продольные усилия.
На втором этапе расчетов полученные продольные усилия задавались в качестве исходных данных как начальные усилия в элементах расчетной модели. Система нагружалась двумя внешними силами, равными и противоположно направленными, так, что эти силы возбуждали потерю устойчивости элементов нижнего пояса по первой форме (рис. 2.12).
Полученные от разнозначных поперечных сил эпюры изгибающих моментов были также разнозначны, их анализ указывает, что несмотря на незначительную изгиб ну ю жесткость элементов примыкающих к узлам (болтов) влияние жесткости узлов весьма существенно. Величина узловых моментов составляла более 30% от пролетных, что говорит о значениях расчетных длин существенно меньше единицы.
Второй результат состоит в том, что с ростом начальных усилий в системе перемещения элементов от поперечной нагрузки тоже растут. Увеличение перемещений вызвано работой внутренних начальных усилий.
На рис. 2.13 дан график зависимости между продольными усилиями и вертикальными перемещениями для среднего сечения стержня нижнего пояса, нагруженного поперечной сосредоточенной силой.
Критерием потери устойчивости упругого стержня, как известно, является бесконечно большая работа продольной силы на перемещениях, вызванных поперечной силой. В данном случае величина No асимптотически приближается к величине Л'кр — 9,2 тс.
Используя известную формулу для критической силы, имеющей вид:
N ~_______•
кр (иь)2*
можно определить расчетную длину условного свободно опертого стержня для данного элемента:
1 -д ln2EJ 1 -в /з,142 • 2,1 - 106 - 21,95
И “ L \ N ~ 300 V	9200	—0,741
кр
Как видно значения расчетных длин, полученные теоретически и экспериментально, оказались близкими.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 2.
1.	Питлюк Д. А. Испытание строительных конструкций на моделях. Л., 1971
2.	Кирпичев М. В. Теория подобия, М., Высшая школа, 1966
3.	Венков В. А. Теория подобия и моделирование. М-, Высшая школа, 1966
4.	Касандрова О. Н., Лебедев В. В. Обработка результатов наблюдений. М., Наука. 1970
5.	Людковский И. Г. Опыт замены покрытия промышленного здания без остановки производства с применением висячей оболочки. М., ВНИИС, 1986.
87
6-	Канчели Н. В., Филиппов М. Д. Опыт исследования и разработки висячих оболочек железобетонных сотовых конструкций. Теория и экспериментальные исследования пространственных конструкций. Международный конгресс ИАСС М., ЦНИИСК, Т4. 1985.
7.	Гольденберг Л. И., Учитель 3. Е. Напряженно-деформированное и предельное состояние гибкого контура металлической мембраны с начальным прогибом. Пространственные конструкции зданий сооружений. Выпуск 6. М., Стройиздат, 1991, с. 116—135.
8.	Рекомендации по проектированию структурных конструкций. ЦНИИСК. Стройиздат, М. 1984, с. 258—262.
9.	Трофимов В. И., Бегун Г. Б. Структурные конструкции стройиздат. М., 1972, с. 61—77.
10.	Аванесов С. И., Акопян А. А. Пространственный металлический блок покрытия производственного здания. Международный конгресс. ИАСС. М., 1985. с. 359—379.
11.	Аванесов С. И., Мару тян А. С. Блок покрытий производственных зданий на квадратную сетку колонн. Межвузовский тематический сборник научных трудов по строительству и архитектуре. Эриванский Политехнический ин-т. 1987.
12.	Гимерверт Ж. М. Большепролетные структурные покрытия со сварными узлами. Труды ЦНИИСК. Новые формы и прочность металлических конструкций. Стройиздат, М., 1989, с. 79—85.
13.	СНиП П-23-81 «Стальные конструкции. Нормы проектирования»
14.	Тимошенко С. П., Дж. Гере «Механика материалов», М., Мир, 1976.
88
Глава 3
ФЕРМЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§3.1	Состояние вопроса.
Как известно, в 70-х годах были разработаны конструктивные решения легких ферм пролетами 24 и 30 м. Эти фермы изготавливались из круглых труб, с поясами из широкополочных двутавров и решеткой из прямоугольных труб, а также из прямоугольных труб и одиночных уголков. [1] [2]
Характерными особенностями этих ферм являются непосредственное примыкание решетки к поясам и наличие в узлах эксцентриситетов. Исследованиями этих конструкций, производимыми к. т. н. Б. Н. Решетниковым и ДР- [3, 4], показано, что отсутствие фасонок вызывает в поясе добавочные местные напряжения, при этом повышение жесткости узлов способствует увеличению деформативности конструкции.
К наиболее ранним экспериментальным исследованиям, проводимым в ЦНИИСК, относятся исследования к. т. н. Г. Г. Голенко, посвященные фермам из одиночных уголков. Эти исследования позволили внедрить указанные конструкции в практику строительства и составить инструктивные документы по их расчету. Конструктивными разработками показано, что фермы из одиночных уголков не уступают по массе фермам из парных уголков, примерно на 40% менее трудоемки в изготовлении.
Дальнейшие исследования таких систем проводились под руководством проф., д. т. н. В. А. Балдина к. т. н. Б. Н. Решетниковым, М. И. Гуковой Б. С. Мелкумян; они касались испытаний стропильных и подстропильных ферм из одиночных уголков, которые выполнялись различными методами дуговой точечной сварки. Выявлены характер разрушения, несущая способность и напряженно-деформированное состояние [ 5].
Совместно с ВНИКТИстальконструкцией и ГПИ УкрНИИПСК в ЦНИИСК разработаны стержневые блоки размерами в плане 12 X 24, 12 X 30 м с бесфасоночными соединениями уголковых элементов на дуговой точечной сварке со сквозным проплавлением *. В отделе к. т. н. А. М. Ларионовым совместно с сотрудниками Союзлегконструкции разработаны аналогичные блоки, но с заменой уголкового верхнего пояса на двутавровый и соединениями элементов дуговой шовной сваркой. Весовые показатели этого блока не уступают системе «Молодечно», но он менее трудоемок и может изготавливаться на любом заводе металлоконструкций. Как известно, тенденция развития металлоконструкций направлена на возможно большее применение тонкостенных элементов замкнутого и открытого профиля. В связи с этим в ЦНИИСК к. т. н. Б. Н. Решетниковым разработаны новые решения покрытий одноэтажных производственных зданий с фермами из гнутых профилей [6]. В отличие от традиционных конструкций с симметричными сечениями парных элементов предлагаемое основано на применении одиночных несимметричных относительно плоскости ферм,
• А. с. ЦНИИСК № 556008. Способ дуговой точечной сварки с принудительным глубоким про-плавлением/В. А. Балдин, А. Я. Бродский, Л. Н. Скороходов, Л. В. Нестеренко//Открытия. Изобретения.— 1977.— № 16.
89
одностенчатого сечения, при непосредственной приварке решетки к поясам внахлестку. Для поясов приняты Z-образные сечения, для решетки-швел-лерные. Такая конструкция предназначена для зданий комплектной поставки пролетами 18 и 24 м, по массовым показателям она также не уступает конструкции «Молодечно» и сильно выигрывает по трудоемкости изготовления.
Ниже приводятся конструктивные решения плоскостных ферм исследованных и разработанных в ЦНИИСК проф., д. т. н. В. А. Балдиным, к. т. н. Г. Г. Голенко, Б. Н. Решетниковым, Б. С. Цейтлиным, А. М. Ларионовым, М. И. Гуковой. Перекрестные фермы разрабатывались и исследовались к. т. н. И. Л. Пиминовым, С. И. Аванесовым и аспирантами ЦНИИСК А. С. Марутяном, А. М. Балояном и А. А. Акопяном.
§ 3.2	Фермы из одиночных уголков
Под фермами из одиночных уголков подразумеваются плоские фермы покрытия, элементы которых образованы из одиночных прокатных уголков с расположением полок уголков параллельно и перпендикулярно плоскости фермы и с прикреплением уголков решетки к поясам со стороны внутренней плоскости вертикальных полок (стенок) поясных уголков. Целесообразность использования этой конструктивной формы вместо традиционных конструкций из парных уголков обосновывается более высокой коррозионной стойкостью одноуголковых элементов, имеющих сечения, хорошо доступные для очистки и окраски. Кроме того, трудоемкость изготовления ферм из одиночных уголков существенно (на 30—40%) ниже трудоемкости изготовления обычных ферм благодаря меньшему числу основных и дополнительных деталей. В то же время масса ферм из одиночных уголков, не превышает массы обычных ферм, что объясняется примерно одинаковыми значениями минимального радиуса инерции одноуголкового сечения и заменяемого сечения из парных уголков, а также тем, что центры тяжести сечений элементов решетки и поясов в одноуголковых фермах лежат примерно в одной плоскости и, следовательно, элементы фермы при соответствующем закреплении в узлах работают в условиях, близких к осевому растяжению или сжатию.
Сварные одноуголковые фермы данного типа прошли экспериментальную проверку и были применены на ряде объектов. Для их проектирования было разработано специальное руководство [ 1].
Начавшееся развитие в нашей стране легких стальных конструкций зданий комплектной поставки предопределили конструктивные особенности ферм из одиночных уголков «второго поколения». Эти фермы разрабатывались (совместно с Укрниипроектстальконструкцией) как взаимозаменяемые с типовыми конструкциями из гнуто-сварных профилей прямоугольного сечения типа «Молодечно» и предназначались для беспрогонных покрытий с применением стального профилированного настила в зданиях пролетами 24 и 30 м, возводимых в I—IV снеговых и I—IV ветровых районах СССР с расчетными температурами минус 40° С и выше. Конструкции могут применяться в одно- и многопролетных зданиях без перепадов высот.
Стропильные фермы (рис. 3.1,а) выполнены с параллельными поясами (имеющими уклон 1,5%), высотой по обушкам поясов 2250 мм, с раскосной решеткой, опиранием на узлы подстропильных ферм в уровне верхних поясов. Шаг стропильных ферм, как и в конструкциях «Молодечно», 4 м. Подстропильные фермы пролетом 12 м высотой 2000 мм с параллельными поясами и треугольной решеткой (см. рис. 3.1,6) разрабатывали в различных
90
Рис. 3.1. Фермы из одиночных уголков с соединениями проплавлением:
а — стропильная ферма пролетом 24 м; б — подстропильная ферма пролетом 12 м
вариантах, в том числе в виде одноуголковых ферм — одиночных для крайних рядов и спаренных для средних рядов колонн. Материал конструкций — сталь С245 и С235.
Опирание стропильных ферм на колонны — шарнирное. Общекомпоновочное решение покрытия предусматривает разбивку его на монтажные блоки размерами 12 X 24 и 12 X 30 м, включающие одну или две подстропильные и три стропильные фермы, а также горизонтальные связи по нижним поясам ферм, вертикальные связи и профилированный настил.
Все узлы стропильных ферм (включая опорный, решенный в виде стандартного К-образного узла, с передачей опорной реакции через короткую стойку из уголка) выполнены с одинаковыми углами примыкания раскосов к поясам при перпендикулярном примыкании стоек. Все соединения элементов решетки с поясами — бесфасоночные, с нахлесточным прикреплением по одной (вертикальной) полке уголка с помощью сварных точек, располагаемых в один или два ряда параллельно оси прикрепляемого уголка (не более трех точек в одном ряду). Каждый конец элемента прикрепляется не менее чем двумя сварными точками. Из условия размещения наибольшего количества точек полка поясного уголка в плоскости фермы должна приниматься максимально широкой, а узлы следует выполнять с центрацией осей элементов решетки на линию обушка пояса.
Монтажные стыки нижнего пояса стропильных ферм решены с накладками на болтах, верхнего пояса — через фрезерованные торцы уголков.
Одностороннее прикрепление уголков из плоскости фермы, а также рас-центровка узлов в плоскости фермы приводят к возникновению в стержнях фермы (главным образом в элементах решетки) значительных изгибающих моментов как в плоскости, так и из плоскости фермы и, соответственно, в плоскостях обеих главных осей уголкового сечения. Это обстоятельство является главным недостатком данной конструктивной формы и требует
91
своего учета при проектировании. На основе эксперимантальных и теоретических исследований для расчета и конструирования одноуголковых ферм было разработано специальное руководство, последняя редакция которого представлена в работе [ 2] (разд. 14).
Конструкции покрытий с фермами из одиночных уголков неоднократно подвергали испытаниям, в том числе в составе натурного блока размерами 12 X 24 м. Испытания проводили в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, на Белгородском ЗМК и в Укрниипроектстальконструкции [3,4]. Соединения элементов в опытных стропильных и подстропильных фермах выполняли разными видами дуговой точечной сварки со сквозным проплавлением: полуавтоматической сваркой плавящимся покрытым электродом на съемной плоской подкладке и поджимаемой флюсовой подушке (ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко), автоматической сваркой под флюсом плавящимся стержнем с формованием на съемной фигурной подкладке (ИЭС им. Е. О. Патона), автоматической контактно-дуговой сваркой под флюсом проволокой с формованием на съемной фигурной подкладке (В НИКТИстал конструкция). Кроме того, одна из опытных стропильных ферм для сравнения была изготовлена с обычными сварными швами.
При всех видах сварки обеспечивалась достаточная прочность сварных соединений ферм. Прочность одной сварной точки на срез в большинстве случаев составляла не менее 206 кН {20,6 тс), что позволило принять расчетное сопротивление срезу одной точки (усилие) равным 132 кН (13,2 тс).
Опытные фермы изготовляли на Белгородском ЗМК, где было предусмотрено устройство механизированного участка сборки и сварки ферм из одиночных уголков.
На основании проведенных статических испытаний опытных и опытнопромышленных образцов конструкций было установлено, что действительная работа, жесткость и несущая способность конструкций соответствуют расчету, выполненному с использованием упомянутого выше руководства по проектированию.
Разрушение опытных ферм происходило, как правило, в форме потери устойчивости (из плоскости фермы) сжатых элементов решетки. Предельная нагрузка составляла не менее 129% расчетной, вычисленной по номинальным сечениям и расчетным сопротивлениям стали, и не менее 103% вычисленной по фактическим сечениям и механическим свойствам материала. После усиления поврежденных элементов некоторые из опытных ферм вторично доводили до разрушения, которое в одном случае произошло в форме потери устойчивости верхнего пояса из плоскости (при более слабом, чем по проекту, раскреплении его профилированным настилом), а в другом случае — в виде среза болтов в стыке нижнего пояса (вследствие ошибочного применения болтов, нарезанных по всей длине).
Упругие прогибы поясов ферм при нормативных нагрузках не превышали предельных, допускаемых СНиП (1 /250 пролета). Экспериментальные прогибы отличались от теоретических на 10—15% как в большую, так и в меньшую стороны.
В целом испытания подтвердили достаточную надежность разработанных конструктивных решений. Сварные соединения при испытаниях оставались без повреждений.
Проведенные в 1978 и 1984 гг. сравнения технико-экономических показателей разработанной серии конструкций с показателями типовых конструкций покрытий, в том числе серии «Молодечно», выявили существенные преимущества конструкций с фермами из одиночных уголков. Так, по сравнению с традиционными решениями покрытий, включающих установленные с шагом 12 или 6 м стропильные фермы из парных уголков, беспрогонные
92
Таблица 3.1
Технико-экономические показатели ферм
Тип ферм	Стоимость, руб./мД в ценах 1990 г.)	Трудоемкость изготовления и монтажа, чел.-ч/м2	Расход стали, кг/м2
Сварные	4,02	0,54	22,0
Болтовые из одиночных	3,46	0,39	21,0
уголков			
покрытия пролетами 24—30 м с одноуголковыми фермами оказались на 4—17 % менее металлоемкими, на 17—25 % более дешевыми (по приведенным затратам) и на 20—38 % менее трудоемкими. По сравнению с конструкциями типа «Молодечно» при пролете 24 м масса одноуголковых конструкций на 5—7 % выше, стоимость на 2% ниже.
Фермы покрытия пролетом 24 м из одиночных уголков с соединениями дуговой точечной сваркой со сквозным проплавлением применены при строительстве одного из цехов Киевского экспериментального механического завода.
Одновременно с разработкой и исследованиями сварных ферм в ЦНИИСК проведен (по договорам с Энергосетьпроектом и трестом Энергосталь-конструкция) комплекс научных исследований по разработке и изучению эффективных болтовых конструкций, в частности бесфасоночных ферм из одиночных уголков с узловыми соединениями на высокопрочных болтах.
В результате этих исследований стало возможным при проектировании не учитывать в расчетах ослабление элементов отверстиями, что позволило избежать потерь металла при переходе от сварных конструкций к болтовым и сократить минимальные расстояния между болтами и до краев элементов с целью более компактного решения узлов конструкций и экономии металла.
При изготовлении болтовых конструкций оказалось возможным в элементах повышенных толщин (до 20 мм) применить высокопроизводительный метод образования отверстий групповой проколкой вместо сверления и использовать болты, широко освоенные отечественной промышленностью, вместо ранее применявшихся дефицитных болтов, изготовляемых с применением специальной термообработки.
Разработанные в болтовом варианте фермы из одиночных уголков по сравнению со сварными фермами из парных уголков обладают следующими преимуществами: они в 1,5—2 раза менее трудоемки в изготовлении; это универсальные конструкции — их можно отгружать в разобранном виде в пакетах, а также применять в сборно-разборных зданиях; благодаря меньшей склонности к хрупкому разрушению они дают, в ряде случаев, возможность применять менее дефицитные и недорогие марки стали; для их изготовления требуется в 1,5 раза меньшая площадь основных цехов и сниженная на 0,5 разряда средняя квалификация бригады рабочих основного производства.
Технико-экономические показатели ферм с соединениями на высокопрочных болтах применительно к одноэтажному промзданию с сеткой колонн 24 X 12 м при расчетной нагрузке на покрытие 2,6 кПа в сравнении с показателями сварных ферм приведены в табл. 3.1 (показатели рассчитаны в 1978 г.).
Областью применения болтовых ферм могут являться все климатические районы страны. Наиболее эффективно их применение в отделенных и труднодоступных районах с низкими температурами.
93
§ 3.3	Фермы из открытых гнутых профилей
В беспрогонных покрытиях с непосредственной укладкой настила на верхние пояса стропильных ферм, т. е. при работе сжатого верхнего пояса фермы на изгиб от внеузловой нагрузки в плоскости фермы и раскреплении этого пояса настилом из плоскости, более эффективной является одностенчатая, развитая по высоте форма сечения верхнего пояса, например Z — образная.
В ЦНИИСК были предложены и исследованы конструктивные решения стропильных ферм и решетчатых прогонов с сечениями элементов из одно-стенчатых, несимметричных относительно плоскости фермы гнутых профилей (типа неравнополочных Z — образных профилей — в поясах, равнополочных и неравнополочных швеллеров — в элементах решетки). Эти решения можно рассматривать как дальнейшее развитие конструкций типа ферм из одиночных уголков. Область применения новых конструкций — та же, что ферм «Молодечно» и ферм из одиночных уголков. Их достоинства: минимальное количество деталей; простота образования узловых соединений с не требующей кантовки приваркой элементов решетки к поясам; возможность использования любых видов сварных и бессварочных соединений: дуговой сварки протяженными швами, дуговой (в том числе проплавлением) и контактной точечной сварки, обычных и высокопрочных болтов, специальных соединений (дюбелями, заклепками-пуансонами, заклеп-ками-выдавками и т. п.). Используя технологические возможности изготовления гнутых профилей, можно получить как для поясов, так и для решетки ферм профили с отгибами, косыми углами загиба и т. п., более благоприятные для одностороннего прикрепления элементов, чем простой уголок, а также более жесткие и более равноустойчивые относительно главных осей сечения (рис. 3.2). Здесь так же, как и в фермах из одиночных уголков, из-за асимметричного (бокового) прикрепления решетки к стенке пояса в элементах решетки возникает смещение силовых потоков в сторону этой стенки (эксцентриситеты продольных сил из плоскости фермы) (рис. 3.2, а — е). Ослабить указанный отрицательный эффект можно прикреплением элементов решетки (хотя бы только сжатых) не только к стенке, но и к полке пояса. При этом в работу на местный изгиб вовлекаются обе указанные части сечения пояса, обеспечивается прямая передача узловой нагрузки на соответствующий элемент решетки, повышается жесткость конструкции. Благодаря наличию внешних закруглений в углах гнутых профилей элементов решетки (в отличие, например, от прокатных уголков) имеется возможность при некоторых отличных от прямого углах примыкания раскоса к поясу обеспечить непосредственное примыкание торца выступающей из плоскости фермы полки раскоса к полке пояса без дополнительной обработки этого торца. При примыкании стоек решетки к поясу под прямым или близким к прямому углом эта же возможность обеспечивается благодаря выполнению стенки пояса с отступом в зоне сопряжения ее с внешней полкой (см. рис. 3.2, ж — м).
В 1987 г. в Красноярском Промстройниипроекте были проведены испытания опытной стропильной фермы пролетом 18 м с неравнополочными Z — образными поясами. Ферма собрана из двух полуферм с параллельными поясами и имела высоту 2 м. Верхний и нижний пояса одной полуфермы были выполнены из Z — образных профилей толщиной 6 мм, высотой 200 мм, с полками шириной 120 и 80 мм без отгибов, другой полу фермы — из Z — образных профилей толщиной 5 мм, высотой 195 мм с полками шириной 105 и 80 мм, имеющими отгибы по 40 мм.
Решетка изготовлялась из равнополочных и неравнополочных гнутых швеллеров толщиной 5 мм с высотой стенки 100 мм. Испытания выявили
94
"I T TT тт,
Q)
б) В) г) 0) е)
T7TTT.T,
*7 3J и)	к) Л) м)
Рис. З.Х Варианты сечения поясов ферм из гнутых профилей типа одиночных уголков и неравнополочных Z — образных: а—е — цельных; ж—м — составных
соответствие напряженно-деформированного состояния конструкции расчетным предпосылкам и подтвердили ее достаточную несущую способность. Разрушение произошло при нагрузке, на 32% превышающей расчетную, и проявилось в результате потери устойчивости средней ианели верхнего пояса с той стороны, где Z — образные профили не имели отгибов.
Для отработки технологии изготовления конструкций было организовано изготовление опытной партии стропильных ферм и других конструкций опытного блока покрытия, а для проверки надежности конструктивных решений проводились статические испытания опытного блока покрытия размерами 24 X 20 м.
Опытный блок (рис. 3.3.) включал в себя шесть стропильных ферм пролетом 24 м двух типов: три фермы с неравнобедренной треугольной решеткой и поясами из неравнополочных Z — образных профилей и три фермы с раскосной решеткой и поясами из неравнополочных Z — образных профилей. В отличие от ферм «Молодечно» фермы имели трапецеидальное очертание с высотой на опорах 2000 мм, в коньке — 2300 мм. Элементы решетки всех ферм были выполнены из гнутых равнополочных и неравнополочных швеллеров. Толщина всех гнутых элементов составляла 5 мм. Гнутые профили для опытных ферм изготовляли на кромкогибочном прессе в виде заготовок длиной до 3 м, которые затем соединяли сваркой встык в элементы требуемой длины.
Z — образные профили поясов, выполненные применительно к освоенному заводом «Амурсталь» сортаменту, имели малую ширину полок без отгибов, что привело к снижению монтажной жесткости ферм и повышенной повреждаемости их при транспортировки и складировании.
Соединения элементов ферм в узлах были выполнены в основном без фасонок, непосредственной приваркой раскосов и стоек решетки к стенке пояса фланговыми и, частично, лобовыми швами.
Результаты испытаний подтвердили соответствие фактической несущей способности опытных ферм обоих типов вычисленным для них расчетным нагрузкам, а также достаточную жесткость ферм в смонтированном блоке. Разрушение ферм происходило в форме потери устойчивости верхних поясов в наиболее нагруженных панелях.
С учетом результатов экспериментальных исследований были разработаны усовершенствованный сортамент гнутых профилей, рекомендации по проектированию ферм и альбом рабочих чертежей КМ стальных конструкций покрытий производственных зданий с фермами данного типа.
Для стропильных ферм из одностенчатых гнутых профилей в данном случае была выбрана схема с раскосной решеткой. Пояса ферм приняты из
95
Рис. 3.3. Схема конструкций опытного блока покрытия с фермами из гнутых профилей:
а — план по верхним поясам ферм и настилу;
б — план по нижним поясам ферм; 1 — подстропильная балка; 2 — настил
неравнополочных Z — образных профилей высотой 200 мм с отгибами полок под углом 45°, решетка выполнена из равнополочных и неравнополочных гнутых швеллеров. Заводские соединения элементов в узлах — сварные, монтажные стыки поясов — фланцевые на болтах.
Дальнейшее развитие легких конструкций ферм из гнутых профилей для массового строительства осуществлялось в двух направлениях. Первое направление состояло в совершенствовании конструкций беспрогонных покрытий с малоуклонной (2,5%) рулонной кровлей по стальному профилированному настилу и жесткому утеплителю при шаге стропильных ферм 3—4 м на основе использования в фермах гнутых профилей с одностенчатыми, несимметричными относительно плоскости фермы сечениями. Второе направление заключалось в разработке новых конструкций прогонных покрытий с крутоуклонной (10%) стальной кровлей при шаге стропильных ферм 6 м на основе использования легких комплексных панелей, работающих по неразрезной схеме, ферм из гнутых, и частично, гнуто-сварных профилей, а также прогонов из гнутых профилей.
В рамках первого направления были разработаны два варианта стропильных ферм: первый вариант — с гнутыми профилями специальных сечений — цельными неравнополочными Z — образными профилями в поясах, равнополочными и не равнополочными швеллерами в элементах решетки; второй вариант — с применением стандартных гнутых профилей: с составными сечениями поясов в виде
96
Рис. 3. 4. Стропильные фермы из гнутых профилей для беспрогонных покрытий;
а — схемы ферм пролетом 18 и 24 м;
б — первый вариант; в — второй вариант;
1 и 2 — узлы.
Z — образных профилей, образованных из двух неравнополочных уголков, и решеткой из равнополочных швеллеров и неравнополочных уголков (рис. 3.4).
Для обоих вариантов приняты геометрические схемы ферм с высотой на опоре 2,0 м, переменным (убывающим к середине фермы) размером панелей поясов и неравнобедренной треугольной системой решетки, причем разбивка поясов на панели в целях повышения технологичности изготовления выполнена таким образом, что длины всех нисходящих (растянутых) раскосов и, соответственно, всех восходящих (сжатых) раскосов равны между собой.
В рамках второго направления также разработаны для варианта конструктивного решения стропильных ферм и прогонов: вариант 3 — с одностен-чатыми, несимметричными относительно плоскости фермы сечениями элементов ферм (в поясах — составными), образованными из стандартных гнутых профилей (швеллеров, уголков и др.), и с прогонами из С — образного или швеллерного гнутого профиля при ярусном опирании прогонов на фермы; вариант 4 — с двустенчатыми, симметричными сечениями элементов
4 — 5982
97
Рис, 3.5. Стропильные фермы из гнутых профилей для прогонных покрытий: а — схема ферм пролетом 24 м;
б — третий вариант;
в — четвертый вариант; 1 и 2 — узлы
(в поясах — составными), образованными из равнополочных гнутых швеллеров и гнуто-сварных профилей прямоугольного сечения, при пониженном опирании прогонов на фермы (рис. 3.5).
Геометрические схемы крутоуклонных ферм, принятые для вариантов 3 и 4, характеризуются высотой на опоре 1,2 м, равномерной разбивной верхнего пояса на панели ( по 3 м) и неравнобедренной треугольной решеткой, в которой длины всех нисходящих раскосов одинаковы (что достигается неравномерным членением на панели нижнего пояса).
§ 3.4.	Фермы из замкнутых гнутосварных профилей
В развитии легких конструкций покрытий за последние 10 лет значительное место заняли решетчатые системы со стержнями из замкнутых гнутосварных профилей квадратного и прямоугольного сечения (прямоугольных труб), главным образом, типа «Молодечно».
98
Достоинства элементов таких конструкций: высокие значения радиуса инерции сечений, повышенная местная устойчивость, высокая жесткость на кручение, возможность непосредственного соединения стержней в узлах с помощью прямых резов, удобство формы профиля для примыкания других элементов, высокая коррозиестойкость, благоприятные эстетические качества — дают возможность получения экономии металла, снижения трудоемкости изготовления и монтажа, уменьшения стоимости строительства и эксплуатационных расходов, достижения удобств транспортировки и хранения, повышения внешней выразительности.
Помимо перечисленных существенной особенностью конструкций «Молодечно» [5] является относительная автономность изготовления — формирование профиля непосредственно на заводе металлоконструкций, что обусловливает меньшую зависимость изготовителя от поставок металлургии, чем в случае применения других, нелистовых видов проката.
Следует отметить, что высокая эффективность указанных конструкций реализуется в широком масштабе вследствие развития отечественных мощностей по производству гнуто-сварных профилей.
Так как в конструкциях стропильных ферм «Молодечно» приняты одинаковые габаритные размеры поясов: 180 X 140 мм (для верхнего) и 140 X 140 мм (для нижнего) и решетки: 120 X 120 и 100Х 100 мм, в них стала возможной унификация деталей и узлов стропильных ферм. Однако однотипность сечения и параллельность поясов создают очевидный резерв снижения металлоемкости покрытий.
Другой резерв повышения эффективности конструкций из прямоугольных труб типа «Молодечно» усматривается в относительно малом шаге (4 м) стропильных ферм.
В 1987 г. основной разработчик конструкций «Молодечно» — ГПИ Ленп-роектстальконструкция запроектировал (при консультативном участии ЦНИИСК в вопросах расчета ферм, в частности узловых сопряжений) типовые покрытия [ 6] с использованием более высокого 114-миллиметрового стального профилированного настила (вместо 79-миллиметрового, как принято в [ 5]). Это позволило увеличить шаг стропильных ферм с 4 до 6, уменьшив таким образом их количество в беспрогонном блоке. Однако в связи с привязкой элементов стропильных и подстропильных ферм к прежнему сортаменту профилей — ТУ 36-2287-80 — эффект принятых усовершенствований оказался недостаточно чувствительным: сечения, несущая способность которых соответствовала расчетным усилиям при шаге ферм 4 м, не вполне удовлетворяли потребности при шаге 6 м.
Новый сортамент прямоугольных труб [7] должен не только разрешить укрупнение шага ферм вследствие увеличения габаритов их элементов, но и обеспечить прочность бесфасоночных узлов ферм благодаря повышению толщин поясных элементов. Другой особенностью развития подобных конструкций в последние годы было стремление к использованию несущих кровельных панелей, призванных заменить профилированный настил, упростив тем саым монтаж покрытия. Это обстоятельство потребовало, в свою очередь, большей крутизны кровли и соответственного уклона верхних поясов ферм — 10% вместо 2,5%.
В 1988 г. Мончегорским отделом ЦНИИпроектлегконструкции (начальник отдела Б. И. Коренблит) при участии ЦНИИСК и ВНИПИпром-стальконструкции был разработан [8] экспериментальный образец фермы пролетом 24 м, запроектированный из прямоугольных труб существующего сортамента профилей Молодечненского ЗМК. Особенностями данной конструкции имеющей уклон верхних поясов 1/10, были треугольная схема решетки с панелями, длины которых увеличиваются к середине пролета и,
99
4*
Рис. 3.6. Схемы ферм из квадратных труб вариантов:
а — первого;
б — второго;
в — третьего;
г — четвертого;
А , А , А. — одинаковые углы в составе фермы;
I — клиновидная вставка
Рис. 3.7 Расход стали на стропильные фермы:
а — пролетом 18 м;
б — пролетом 24 м;
I — из одиночных гнутых профилей (ЦНИИСК, первый вариант);
2 — из гнуто-сварных профилей (серия 1.460.3—4 — «Молодечно»);
3 -- из парных С-образных гнутых профилей Первоуральского ЗМК(ЦНИИПСК)
Масса.
0)
100
Таблица 3.2
Сортамент ферм первого варианта
Элемент	Сталь	Допускаемая расчетная нагрузка, кН/м			
		41	58	73	83
		Сечения, мм			
Верхний пояс	С345	200X6	200X8	200ХЮ	200X12
Нижний пояс		200X5	200X7	200X9	200X10
I—VI, VI—11 Раскосы II—VII, VII—III Прочие	С245	160X4 140X4 120X3	160X5 140X4 120X4	160X6 160X4 140X4	160X7 160X4 140X4
как следствие принятой схемы, сокращение числа углов реза раскосов до трех (одного по нижнему и двух по верхнему поясам). Изготовленный на Орском ЗМК образец фермы был испытан на стенде ВНИКТИстальконст-рукции (г. Щелково) по программе, разработанной ЦНИИСК. Испытания подтвердили соответствие несущей способности и жесткости конструкции ее проектному значению. В результате этой работы было выявлено, что основным препятствием для внедрения такой конструктивной формы является ее недостаточная технологичность, связанная с большим набором типоразмеров стержней решетки. Последнего недостатка можно избежать, если принять решение Ленпроектстальконструкции, основанное на использовании идей, заложенных в конструкциях стропильных ферм «Молодечно», но предполагающее изменение уклона поясов ферм на 1/10 при оставлении их параллельности. Однако такой вариант приводит к повышению расхода металла не менее чем на 10% по сравнению с вариантом Мончегорского отдела ЦНИИпроектлегконструкции (вследствии уменьшения высоты ферм посередине пролета).
В 1989 г. ЦНИИСК (совместно с ЦНИИпроектлеконструкцией) было выполнено экспериментальное проектирование четырех вариантов схем стропильных ферм и соответствующих сортаментных рядов. Общими для всех вариантоы были следующие черты: верхние пояса ферм двускатные, уклон 1 /10; опорные раскосы нисходящие.
Первый вариант представляет собой модификацию стропильной фермы «Молодечно», состоящую в приспособлении ее к двускатной конфигурации (рис. 3.6, а). Эти фермы предполагается устанавливать с шагом 12 м, в связи с чем высота ферм принята на 30% больше, чем ферм «Молодечно».
Сортамент ферм первого варианта использует зависимость нагрузочного ряда от ряда толщин с различной градацией для верхнего и нижнего поясов (табл. 3.2).
Второй вариант представляет собой несколько измененную схему стропильных ферм (двускатных, с горизонтальным нижним поясом), разработанных и исследованных в совместной работе ЦНИИпроектлегконструкции и ЦНИИСК [3]. Тип решетки тот же — треугольная с увеличивающимися к середине панелями поясов. Однако, если в схеме, принятой в работе | 8], разными были углы примыкания поясов к нижнему поясу, то в измененном варианте основаниями равнобедренных треугольников являются панели верхнего пояса (рис. 3.6, б). Это привело к некоторому уменьшению длин сжатых раскосов и снижению усилий в них.
101
Таблица 3.3
Сортамент ферм второго варианта
Элемент	Сталь	Допускаемая расчетная нагрузка, кН/м			
		46	65	74	85
		Сечения, мм			
Верхний пояс	С345	200X6	200X8	200ХЮ	200X12
Нижний пояс		200X5	200X7	200X8	200X9
I—VI, VI—И Раскосы	П—VII, VII—III Прочие	С245	160X5 140X4 120X3	160X6 140X4 120X4	160X7 160X4 120X4	160X8 160X4 140X4
Таблица 3.4
Сортамент ферм третьего варианта
Элемент	Сталь	Допускаемая расчетная нагрузка, кН/м			
		46	65	74	85
		Сечения, мм			
Верхний пояс	С345	250X6	250X7	250X8	250X9
Нижний пояс		200X7	200X8	200 X9	200X10
I—VI, VI—II Раскосы II—VII, VII—III Прочие	С245	160X4 120X3 100X3	160X5 140X4 120X3	160X7 140X4 120X3	160X7 160X5 140X4
Таблица 3.5
Сортамент ферм четвертого варианта
Элемент	Сталь	Допускаемая расчетная нагрузка, кН/м			
		23	28	33	39
		Сечения, мм			
Верхний пояс	С345	160X5	160X6	160X6	160X8
Нижний пояс		160X4	160X5	160X6	160X7
I—VI, VI—II Раскосы	II—VII, VII—III Прочие	С245	120X4 100X3	120X4 120X3 100X3	140X4 120X3 юохз	140X4 120X4
102
Принцип построения сортамента ферм второго варианта (табл. 3.3) такой же, как для ферм первого варианта. В сечениях поясов приняты профили, аналогичные по габариту профилям первого варианта.
Третий вариант ферм также исходит из схемы, приведенной в работе [ 3]. Во всех узлах верхнего пояса здесь предусмотрены клиновидные вставки, нижние грани которых параллельны нижнему поясу (см. рис. 3.6, в). Установка клиновидных вставок-прокладок обеспечивает равенство углов примыкания к поясам всех раскосов, что позволяет вести обрезку раскосов с постоянным углом реза, т. е. без переналадки пил. Еще одно преимущество такой конструкции заключается в возможности использования более тонкостенных верхних поясов: прочность пояса в узлах будет зависеть от геометрии (толщины и ширины стенки) вставок, которые выполняются из листа большей толщины, чем поясные трубы.
Сортамент ферм третьего варианта (табл. 3.4) отличаются от предыдущих большим габаритом верхнего пояса, меньшей толщиной стенок верхнего пояса и меньшими сечениями элементов решетки. Классы стали приняты аналогично указанным в ранее описанных вариантах.
Четвертый вариант сортамента ферм (табл. 3.5) основан на схеме первого варианта, приспособленной для шага ферм 6 м, в связи с чем снижена высота ферм (см. рис. 3.6, г).
На рис. 3.7 приводится расход стали на различные типы ферм в зависимости от нагрузки. [10]
§ 3.5 Фермы с верхними поясами из двутовров типа «Житомир» Конструктивное решение
Учитывая возросшие требования к легким металлическим конструкциям в части экономии трудовых и материальных ресурсов, в 1988 г. ЦНИИСК им. Кучеренко и Донецким отделом ЦНИИЛМК была начата разработка конструкции покрытия с применением стропильных и подстропильных ферм из прокатных профилей. Предполагалось создать современную эффективную конструкцию без существенного изменения технологии Житомирского завода ограждающих конструкций (30К), хорошо отработанной на производстве структурных блоков покрытия типа «Москва».
Конструкции предназначены для применения в отапливаемых зданиях с неагрессивной и слабоагрессивной средой, возводимых в: I—V районах по массе снегового покрова; I—IV районах по скоростному напору ветра; районах с расчетными температурами наружного воздуха минус 40° С и выше; районах с расчетной сейсмичностью до 7 баллов. С небольшими конструктивными изменениями, связанными, в основном, с марками используемых сталей, область применения распространяется на районы с расчетной температурой до минус 60° С.
Конструкции разработаны для однопролетных и многопролетных зданий с пролетами 18; 24 и 30 м, без перепадов и с перепадами высот (в условиях I—IV снеговых районов); высотою до низа несущих пролетных конструкций 4,8; 6,0; 7,2; 8,4; 9,6 и 10,8 м; шаг колонн по средним рядам 12 м, по крайним рядам 6 или 12 м, для однопролетных зданий допускается шаг колонн 6 м.
Здания бесфонарные или с зенитными фонарями могут быть бескрановые и с мостовыми опорными кранами грузоподъемностью 200кН, режимов работы IK-6K. При пролетах 18 и 24 м предусмотрена возможность установки подвесного кранового оборудования грузоподъемностью до 32 кН.
103
i
Рис. 3.8. Геометрические схемы ферм:
а — стропильная ферма пролетом 24 м; б — стропильная ферма пролетом 18 м; в — вставка для 30-метровой стропильной фермы; г - подстропильная ферма
Конструкции разработаны под утепленную рулонную кровлю с уклоном 5%, укладываемую по стальному профилированному настилу с высотой волны 75 мм.
Покрытие состоит из стропильных ферм, устанавливаемых с шагом 4 м на подстропильные фермы пролетом 12 м или подстропильные балки (при шаге колонн 6 м), опирающиеся на колонны через стальные надколонники.
Для однопролетных зданий при небольших нагрузках допускается шаг колонн и стропильных ферм 6 м (подстропильных конструкций нет). Надколонники смежных колонн связаны распорками, передающими горизонтальные усилия в продольной раме на связи. В этом случае предполагается использование профилированного настила с высотой волны 114 мм.
Смежные стропильные фермы связаны распорками в уровне верхнего и нижнего поясов. Через 40—50 м по длине здания предусмотрена установка вертикальных связей. Узлы опирания стропильных и подстропильных ферм шарнирные.
Крепление стоек торцевого фахверка осуществляется к верхнему и нижнему поясам стропильных ферм, стоек продольного фахверка — к перекидной балке, расположенной между двумя смежными фермами, в уровне верхних поясов.
Стропильные фермы (рис. 3.8 а, б, в,) разработаны двухскатными, с горизонтальным нижним поясом и уклоном верхнего 5%, с треугольной решеткой и нисходящими опорными раскосами. Высота ферм по осям поясов составляет: на опоре — 1530 мм; в коньке — 2330 мм для пролетов 24 и 30 м
104
и 2130 мм для пролета 18 м. Длина панели 3000 мм. Фермы пролетом 18 и 24 м запроектированы из двух отправочных марок. Для пролета 30 м используются 12-метровые отправочные марки тяжелых ферм пролетом 24 м и центральная вставка длиной 6 м.
Верхние пояса ферм выполняют одновременно функции прогонов и запроектированы из прокатных двутавров с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83. Раскосная решетка и нижние пояса выполняются из прокатных равнополочных уголков по ГОСТ 8509-86. При этом используются два типа сечения: одиночный уголок (нижние пояса, растянутые раскосы, слабо-нагруженные сжатые раскосы), составное крестовое сечение из двух уголков (сжатые раскосы). Соединение элементов решетки с поясами осуществляется через фасонки на сварке.
В узлах укрупнительной сборки ферм в уровне верхнего пояса используются фланцевые соединения, в уровне нижнего пояса — соединения с накладками. В обоих случаях применяются болты нормальной точности М20.
Подстропильные фермы (см. рис. 3.8, г) разработаны с параллельными поясами. Высота ферм в осях 1750 мм, длина панели около 4000 мм. Решетка треугольная с нисходящими опорными раскосами. Верхний пояс запроектирован из прокатных широкополочных двутавров по ГОСТ 26020-83, раскосная решетка и нижний пояс — из равнополочных уголков по ГОСТ 8509-86 (крестовое сечение и одиночный уголок), соединение элементов — через фасонки на сварке.
В конструкциях покрытия предусмотрено использование болтов М20 нормальной точности по ГОСТ 7798-70 класса прочности 5,8. Для крепления профилированного настила к верхнему поясу ферм применяются самонаряза-ющие болты по ТУ 34-5815-70 или дюбеля. Соединение листов между собой осуществляется с помощью комбинированных заклепок по ТУ 34-5814-70.
Монтаж конструкций целесообразно осуществлять поэлементно. По данным института ВН И ПИпромстал ьконструкция трудоемкость монтажа покрытия составляет 0,73 чел.-ч/м2.
Расход стали на покрытие с шагом стропильных ферм 4 м в зависимости от расчетных эксплуатационных нагрузок и пролетов здания приведен в табл. 3.6. Там же показано сопоставление по расходу стали на покрытие при использовании систем типа «Житомир» и «Молодечно».
Как видно из табл. 3.6, предлагаемая конструкция при использовании наименее дефицитных прокатных профилей практически не уступает по расходу стали наиболее эффективной в настоящее время системе покрытий типа «Молодечно». Трудоемкость монтажа сравниваемых конструкций примерно одинакова. Следует отметить, что разработанные фермы, как и их элементы, обладают достаточно высокой жесткостью, что при соблюдении соответствующих требований обеспечивает их сохранность при транспортировке и такелажных работах.
Основные расчетные предпосылки. Статический расчет стропильных и подстропильных ферм выполнен по недеформируемой схеме с помощью стандартного вычислительного комплекса «Лира». Фермы рассчитаны как свободно опертые конструкции с учетом жесткости узлов элементов верхнего пояса. Все элементы ферм, за исключением верхних поясов, были в принятой расчетной схеме центрированы.
В расчете стропильных ферм учитывались следующие нагрузки: равномерно распределенные от массы кровли и снега, приложенные к верхним поясам; сосредоточенные в узлах от собственной массы покрытия, технологических коммуникаций, монорельсов. Для ферм пролетом 18 и 24 м, кроме того, учитывались узловые нагрузки от двух подвесных кранов на колее грузоподъемностью 32 кН по ГОСТ 7890-84.
105
Таблица 3.6
Расход стали на покрытие со стропильными фермами из прокатных профилей типа «Житомир» и замкнутых гнуто-сварных профилей типа «Молодечно»
	Расчетная нагрузка на покрытие		2 Расход стали на 1 м покрытия					
Пролет здания, м	на единицу ДЛИНЫ, кН/м	распределенная , кПа	стропильных ферм	надколенников	подстропильных ферм	связей и доборных элементов	про-фи-лиро-ван-ного настила	всего
	20	5,0	11,97	0,68	6,03	3,07		34,25
18	24/24	6,0/6,0	13,84/14,8	0,68/0,72	6,64/5,33	3,07/1,93	12	36,23/34,78
	29/32	7,25/8,0	13,57/17,42	0,68/0,72	7,21/6,4	3,07/1,93		38,53/38,47
	16,5/15	4,13/3,8	13,26/14.4	0,53/0,56	4,10/3,7	2,68/1,49		33,57/32,15
24	19/18	4,75/4,5	14,78/16,5	0,53/0,56	5,03/4,1	2,68/1,49	12	35,02/34,65
	22/22	5,5/5,5	16,97/19,9	0,53/0,56	5,43/4,8	2,68/1,49		37,61/38,75
	26/26	6,5/6,5	19,84/22,1	0,53/0,56	5,87/5,0	2,68/1,49		39,92/41,15
30	17,3/18,0	4,3/4,5	20,10/22,4	0,43/0,46	4,06/3,9	2,72/1,72	12	39,31/40,48
	20/20	5,0/5,0	24,15/25,6	0,43/0,46	4,78/3,9	2,72/1,72		44,08/43,68
Примечание: 1. Расход стали на покрытие определен для температурного отсека размерами 144 X 144 м при пролетах 18 и 24 м и размерами 144 X 150 м при пролете 30 м.
2. В числителе показаны данные по системе «Житомир», в знаменателе — «Молодечно».
При расчете конструкций покрытия приняты следующие постоянные нормативные нагрузки, Па:
Собственная масса ферм........................ 190—280
Стальной профилированный настил...............
Пароизолция ..................................
Утеплитель.................................... 1080
Рулонный ковер................................
Гравийная защита..............................
Итого......................................... 1270—1360
При определении погонной нагрузки на подстропильные фермы от массы кровли и снега учитывается неразрезная схема работы профилированного настила введением коэффициентов: К — 1,1 при шаге ферм 4 м и К = 1,25 при шаге ферм 6 м. Проектирование покрытия для эксплуатационных условий, отличающихся от принятых в расчете, осуществляется с помощью таблиц эквивалентных нагрузок. Подбор ферм проводится путем сравнения, с одной стороны, суммы эквивалентных нагрузок на конструкцию, принятых с соответствующими коэффициентами сочетаний, и с другой — расчетной несущей способности ферм.
Все элементы ферм, за,исключением верхних поясов, рассчитывались, как центрально-нагруженные:
растянутые одиночные уголки — по формуле п. 5.1 [9] и с коэффициентом условия работы: ус = 0,95 — для нижнего пояса, ус — 0,75 — для раскоса;
сжатые — в соответствии с п. 5.3 [9] и п. 20.16 [2] и коэффициентом условия работы: ус = 0,75 — для одиночных уголков, — 0,95 — для крестового сечения.
106
Рис. 3.9 Пространственный блок покрытия с опиранием по углам на колонны:
1,2 — внутренние фермы двух направлений;
3	— контурные фермы;
4	— профилированный настил;
5	— прогоны, направленные перпендикулярно гофрам настила;
6	— колонны
Верхние пояса подстропильных ферм рассчитывались как сжато-изогнутые элементы длиной на одну панель 400 см по формуле 56 [ 9], т. е. предполагалось, что элемент может потерять устойчивость в горизонтальной плоскости. Коэффициент приведения длины ц приняФ равным 0,8, что предполагает наличие упругих связей в узлах, которые обусловлены разными величинами продольных усилий в смежных панелях.
Верхние продольные пояса стропильных ферм рассчитаны на совместное действие сжимающих усилий и изгиба от распределенной нагрузки в вертикальной плоскости с использованием форму 5 [9]. При этом принято, что устойчивость пояса в горизонтальной плоскости обеспечена профилированным настилом. Приведенная гибкость элемента пояса получена при ц — 0,85 (см. п. 20.17 [2]), коэффициент условия работы ус = 0,95. Существующая нормативная литература [9], [2] не позволяет оценить пространственную форму потери устойчивости подобных элементов. Для ликвидации этого пробела были выполнены теоретические исследования, которые приведены далее. В результате были определены минимальные двутавровые сечения, которые при шаге распорок в уровне верхнего пояса 6 м и обеспечены рт потери устойчивости. [11]
§ 3.6 Перекрестные фермы повторного применения
Область применения, характер работы, расчетные предпосылки
Рассматриваемые конструкции предназначаются для покрытия производственных зданий промышленного и сельскохозяйственного назначения, а также общественных зданий в плане близких к квадрату.
В первом случае перекрываются здания небольших пролетов в большинстве случаев с сеткой колонн 12X18, 18X18 и 24X24 м, определяющей модульность стержневых плит размером сетки колонн, при этом каждый модуль опирается на колонны по углам и имеет более мощные, чем рядовые контурные фермы (рис. 3.9). Здесь несущие элементы покрытия подразделяются на контурные фермы, внутренние основные фермы и дополнительные элементы в виде прогонов. При пролетах 30 м и свыше, обычно устанавливаются приконтурные связи по нижним поясам ферм. В состав покрытия входят также элементы ограждения, которые вместе с прогонами могут частично выполнять несущие функции.
При нагрузках, близких к равномерно-распределенным, и опирании квадратных в плане плит по углам-фермы, располрженные в середине, оказываются значительно перегруженными по сравнению с фермами близкими
107
к контуру. Для выравнивания усилий с целью унификации сечений поясов следует отношение площадей поясов контурных ферм At и поясов внутренних ферм Aj подбирать, выдерживая следующее соотношение.
Al/Ai = 0,5- 4- 0,5 / - 4- 2\
где I — пролет приконтурной фермы (м), а — шаг внутренних ферм (м)
Помимо однопролетных модульных зданий имеется ряд производств, в которых из условия эксплуатации и технологии более рациональными оказываются многопролетные здания с разреженным шагом внутренних опор. Особенно это относится к производственным среднего, легкого и точного машиностроения, автомобильной промышленности, транспорта и других отраслей, имеющих квадратную сетку колонн и оборудованными подвесными кранами.
Отметим, что при наличии подвесных кранов перекрестные системы сильно выигрывают перед обычными плоскостными фермами, поскольку крановую нагрузку воспринимает не одна ферма, а несколько.
Перекрестные фермы предназначенные для перекрытия большепролетных зданий, в большинстве случаев общественного назначения, опираются на периметральные колонны, идущие с шагом 6 12 м, в ряде случаев такие покрытия имеют разгружающие консоли.
В отличие от модульных покрытий, опирающихся по углам, здесь сечение элементов контурных ферм сравнительно невелико, или контурные фермы вообще отсутствуют.
Расчеты перекрестных систем базируются в основном на численных методах с применением ЭВМ, стандартных и специальных программ, а также вычислительных комплексов, которыми пользуются при расчете структур, при этом пояса следует рассматривать неразрезными, что касается раскосов, то их присоединение к поясам рекомендуется рассматривать жестким при выполнении конструкции из гнутосварных профилей и шарнирным при выполнении раскосов из уголков.
В последнем случае, когда плита опирается по углам, верхний пояс может рассматриваться как неразрезные 4-, 6-, и 8-пролетные балки на проседающих опорах. [ 12,13,14]
Как показано А. С. Марутяном [15] кривая, проходящая через эти опоры, соответствует упругой оси однопролетной балки под равномерно-распределенной нагрузкой и определяется уравнением:
/, = (3,2^/Г - 6,4^/? + 3,2z//K,„
где /z — осадка рассматриваемой опоры, равная прогибу соответствующего узла; z — координата рассматриваемой опоры (узла), 0^ z <7; /тал — наибольший прогиб в середине пролета Z.
Сопоставления результатов численных исследований на ЭВМ и приближенного расчета показало, что изгибающие моменты в поясах ферм безпрогонных покрытий можно в практических расчетах определять приближенно по формуле:
M = sa-Pn/k
где gn — погонная нагрузка; 1п — длина панели; к — 12 — для крайних панелей; к = 16 — для промежуточных панелей; к = 10 — для второго и предпоследнего узла; к — 14 — для промежуточных узлов.
Строительный коэффициент массы ортогональных перекрестных ферм
108
Рис. 3.10. Узлы на фланцах
а — узел на отогнутых фланцах; б - узел на прямых фланцах со вставкой; 1 — окончания стыкуемых поясов;
2 — фланцы; 3 — болты; 4 — прорезные фасонки; 5 — вставка
из гнутосварных профилей, равного отношению массы вспомогательных элементов к массе стержневых, определяется выражением:
фт= 1,03+107,2(n + IJ/g/2
где п — количество шагов перекрестных ферм в каждом из ортогональных направлений; g—нагрузка на покрытие, кН/м2; I—пролет перекрестных ферм, в м
Величина строительного коэффициента определяется главным образом количеством узлов (или шагов) и в меньшей степени зависит от их конструктивного оформления, он пропорционален количеству шагов ферм в каждом из ортогональных направлений и находится в обратной зависимости от нагрузки и пролета. Податливость монтажных узловых соединений ортогонально расположенных поясов, осуществляемых в одном уровне, на фасонках и болтах нормальной точности, возможно учитывать увеличением расчетной. прогиба в 1,1 раза.
Блоки покрытия повторного применения с элементами из гнуто-сварных профилей
Институтами ЦНИИСК им. Кучеренко и Укрниипроектстальконст-рукция для одноэтажных зданий с сеткой колонн 18X18 и 24X24 м разработано более 20 различных типов покрытий. Исследования показали, что наиболее рациональны блоки из ортогональных ферм с параллельными поясами и треугольной решеткой. Пояса и решетка ферм выполняются из гнуто-сварных профилей прямоугольного и квадратного сечения типа «Молодечно». На стадии рабочего проектирования разработаны варианты бес-прогон ных и прогонных решений покрытий с шагом ферм 3; 4; 6 м и высотой ферм 2; 2,6; 3,1 м. Для блоков размерами в плане 18X18 и 24X24 м разрабатывались различные компоновочные решения, в том числе с разными видами монтажных узлов (рис. 3.10, а). Проработаны методы сборки и монтажа этих блоков, включая поэлементный монтаж и конвейерную сборку.
Проводилась оптимизация конструкций блоков на ЭВМ по расходу стали и трудоемкости изготовления. При этом использовались стандартные про-
109
Таблица 3.7
Технико-экономические характеристики блоков покрытия
Показатели	Размеры сетки колонн, м	
	18X18	24X24
Масса конструкции ( без настила), т	8,8	17,6
Расход стали (без настила), кг/м2	27,2	30,5
Трудоемкость изготовления, чел.-ч/м2	0,355	0,396
Таблица 3.8
Расход металла на 1 м2 покрытия
Размеры, м		Расход металла, кг	
покрытия	сетки колонн	без профилированного настила	всего
96X96	24X24	43,0	53,1
60X60	зохзо	34,4	44,5
60X120	зохзо	35,5	45,6
граммы ЛИРА и МАСИС. В частности, получены рациональные соотношения между сечениями поясов контурных и внутренних ферм, которые обеспечивают минимальный расход металла на покрытие. Для блоков с фермами высотой 2,2 м, расположенных в обоих направлениях с шагом 6 м, под распределенную нагрузку от 4 до 8 кН/м2 составлены альбомы деталировочных чертежей. В пределах этой нагрузки к блокам могут подвешиваться краны грузоподъемностью 3,2—5,0 т. Сечение элементов ферм для этих блоков меняется от прямоугольного 180X140X7 мм до квадратного 80X3,0 мм. Классы прочности стали С245—С345. По верхним поясам ферм в одном направлении установлены прогоны, которые делят ячейку между фермами пополам. Основанием под плоскую теплую рулонную кровлю служит профилированный настил. При расчетной нагрузке 4 кН/м2 блоки обладают характеристиками, приведенными в табл. 3.7.
Новые покрытия нашли основное применение для зданий с подвесным транспортом, а также для принципиально новых зданий (нового поколения), оборудованных строительно-технологическими башенными кранами. Рассмотрим особенности этого конструктивного решения покрытия.
Блоки покрытия с поясами из двутавров. В 1988 г. на стадии технических решений разработаны блоки покрытий размерами в плане 18X18, 24X24, 30X30, 36X36 и 42X42 м. Они компонуются из ферм высотой 2,5 м с параллельными поясами, которые перекрещиваются внутри блока на одном уровне. При пересечении фермы образуют ортогональную решетку с ячейкой 6X6 м. Вдоль ферм одного направления установлены прогоны, делящие ячейки между фермами пополам.
Контурные и внутренние фермы располагаются параллельно сторонам блока, и в местах их пересечения образуются монтажные узлы. В первом варианте блоков в монтажных узлах прерываются фермы обоих направлений, а во втором варианте — фермы только одного направления. При первом варианте все фермы расчленяются на отправочные марки длиной около 6 м, а во втором варианте отправочные марки ферм имеют длину 6 и 9 м. Покрытия рассчитаны на восприятие расчетной нагрузки 2,5 кН/м2. В пределах этой нагрузки при сетке колонн размерами 18X18 и 24X24 м блоки могут нести подвесные краны грузоподъемностью 3,0—5,0 т. При больших размерах сетки колонн и принятой высоте ферм 2,5 м деформативность блоков не позволяет использовать подвесной транспорт.
Сечения поясов ферм принято двутавровым из стали класса С345. При этом верхние пояса — из широкополочных двутавров, а нижние — из обычных двутавров. Решетка ферм из стали С245 треугольной формы с до-
110
Рис. 3.11	Рис. 3.12
Рис. ХИ. Узел с коротышами на накладках:
1 — окончания стыкуемых поясов; 2 — уголковые коротыши; 3 — болты; 4 — накладки.
Рис. 3.12. Графики деформаций узла с коротышами при испытаниях на растяжение по двум направлениям:
1 — опытные деформации внутреннего пространства; 2 — ось нагрузок; 3 — расчетные деформации панели фермы длиной 6 м; 4 — расчетная нагрузка по одному направлению из условия смятия болтов; 5 — то же по срезу болтов
полнительными стойками, состоит из парных прокатных уголков. Крепление решетки к поясам выполняется на фасонках, приваренных ребрами к полкам поясов. Подобраны сечения основных элементов, решены узлы примыкания, подвеска крановых путей, расстановка временных и постоянных связей. В табл. 3.8 приведен расход металла без учета профилированного настила на 1 м2 покрытия.
В первом варианте блок на колонны опирается через узлы верхнего пояса, опорные раскосы нисходящие, растянутые. Во втором варианте опирание происходит через нижний пояс, опорные раскосы восходящие, сжатые.
Конструктивные отличия вызвало некоторое утяжеление блоков по второму варианту. В качестве подварианта для блоков размерами 30X30 м внутренние и контурные фермы запроектированы также с решеткой из одиночных прокатных уголков, которые располагаются «домиком» и привариваются к поясам торцами впритык. Такие блоки рассчитаны на распределенную суммарную нагрузку 3,5 кН/м2. Расход стали для этого блока составил 38,8 кг/м2.
Монтажные узлы. В первом варианте блоков во внутренних узлах сходятся четыре конца отправочных марок ферм. Для этих узлов в качестве основного соединительного элемента применен гнутый фланец такого же типа, какой применялся для стыковки поясов из гнуто-сварных элементов (см. рис. 3.10, б). Узлы прошли экспериментальную проверку на отдельных образцах и в составе блоков в институте АрмНИИСА, г. Ереван [ 13]; проверка показала достаточно надежную их работу.
Во втором варианте блоков, когда расположения стыков ферм одного и другого направлений не совпадают, монтажные стыки 9-метровых марок, которые соединяются вне места пересечения с фермами другого направления, приняты на обычных прямых фланцах. Аналогично решаются узлы
111
примыкания к контурным фермам. В стыках на прямых фланцах пластины фланцев приварены к торцам двутавровых профилей, а в узлах на выступающих фасонках последние присоединяются на сварке к стенке и полкам двутавров.
В подварианте для блока размерами ЗОХЗО м монтажные узлы принимались не на гнутых фланцах, а на специальных уголковых коротышах, которые вваривались в торцы двутавровых профилей, где для этого устраивался вырез стенки (рис. 3.11). Коротыши ставились вертикально, их полки выполняли функции выступающих ребер, где устраивались отверстия под болты. Полки коротышей под углом 45° направлены к стенкам двутавров и соединяются между собой на болтах односторонними или двухсторонними накладками.
Недостатком прямых фланцевых соединений (см. рис. 3.10, б) являются повышенные требования к точности изготовления и монтажа, а также значительная масса этих соединений. Узел на уголковых коротышах (см. рис. 3.11) достаточно прост в изготовлении и сборке, но работа его недостаточно изучена, что потребовало проведения в АрмНИИСА экспериментального исследования моделей узлов, которые повторяли размеры монтажных узлов для блоков 18X18 и 24X24 м. Сечение поясов в узлах принято из двутавров I 23Б1, а уголковые коротыши из двутавров с обрезанными полками. Стыковые накладки толщиной 5 и 10 мм соединялись на болтах диаметром 20 мм.
Узлы испытывались на сжатие и растяжение в силовой раме с помощью гидравлических домкратов, при этом измерялись напряженное состояние элементов узла и общая деформативность соединения. Нагружение узлов производилось с разгрузкой и последующим нагружением до разрушения. На графике (рис. 3.12) построены два уровня расчетных нагрузок: из условия смятия и среза болтовых соединений, откуда видно, что фактическая несущая способность узла более чем в 2 раза превышает расчетные предпосылки. На графиках экспериментальных деформаций заметен разный характер деформирования узла на начальной стадии и после разгрузки. После первоначального обмятия соединение работает практически упруго, что видно на средней части графика (см. рис. 3.12). Повышение упругой работы узла достигнуто за счет того, что после разгрузки проведена обтяжка болтов. При строительстве покрытия с такими узлами рекомендуется проводить дополнительную обтяжку болтов в монтажных узлах после завершения монтажа всего каркаса здания.
Узлы верхнего и нижнего поясов приняты практически одинаковыми. Отличие между ними заключается в том, что из-за узких полок двутавров нижнего пояса в стыках устраиваются дополнительные горизонтальные фасонки, уширяющие полки стыкуемых двутавров.
Для всех видов и размеров блоков было принято решение монтажных угловых узлов с отсоединяющимися опорными башмаками, которые опираются на колонны и крепятся к последним анкерными болтами. К поясам ферм башмаки присоединяются на прямых фланцах через болты. Во время монтажа опорные башмаки могут устанавливаться или заранее устанавливаются на колоннах, или присоединяются к углам поднимаемого блока на земле. Если покрытие состоит из одного блока, или монтаж не стеснен, то башмаки могут устанавливаться заранее и монтироваться вместе с блоком. При этом, в зависимости от места опирания блока на колонны, башмаки присоединяются к верхним или нижним поясам.
Основное преимущество первого варианта заключается в одинаковой длине отправочных марок, равной 6 м. Недостатком является определенная сложность оформления элементов стыка, некоторая деформативность узла
112
при сборке и эксплуатации, а также то, что этот узел требует полной сборки блока на подмостях или подъема целиком с земли. Кроме этого для раздельного монтажа ферм двух направлений в состав узла нужно вводить дополнительные временные или постоянные элементы.
Главное преимущество блоков второго варианта заключается в возможности раздельного монтажа ферм каждого из направлений, а также в отсутствии необходимости поднимать блок целиком. При этом возможность подъема блока целиком сохраняется. Преимуществом является и то, что в блоке применяются экспериментально проверенные типы соединений [ 13]. Разработанный узел на прямых фланцевых вставках (см. рис. 3.10, б) позволяет иметь одинаковые длины монтажных марок и вести поэлементный монтаж покрытия. Однако работа этого узла мало изучена.
Анализируя в целом узловые болтовые соединения, можно сказать, что все виды монтажных узлов обладают определенной деформативностью, которая может отражаться на прогибах покрытий и распределении усилий между их элементами. Основное влияние оказывают узлы пересечения внутренних ферм, поскольку их больше на покрытии по сравнению с другими узлами — контурными и опорными. В составе покрытия проходили проверку не все типы узлов. Расчеты, проведенные с учетом экспериментальных данных о деформативности узлов, показывают, что прогибы покрытия увеличиваются при узлах на прямых фланцах примерно на 5%, на отогнутых фланцах — на 10% и на коротышах с накладками — на 15%. Получено также, что деформативность узлов не оказывает существенного влияния на распределение усилий между элементами покрытия.
Обзор проектов зданий повторного применения с применением перекрестных ферм. На основе технических решений блоков в 1989—1990 гг. были разработаны рабочие чертежи зданий различного назначения. Наиболее обстоятельно прорабатывались конструкции каркаса, состоящего из трех блоков 18X18 м с общими размерами в плане 18X54 м. Высота здания до верха подвесных крановых путей составляла 6,3 м (рис. 3.13, а). Первоначальный вариант здания с монтажными узлами на отогнутых фланцах (см. рис. 3.10, а) разработан в Армянской ССР, где по нему в г. Камо построено опытное здание. При последующей доработке проекта в ЦНИИпромзданий монтажные узлы приняты с прямыми фланцами.
Блоки покрытия отличаются от конструкции аналогичных размеров, разработанной на стадии технического проекта, и имеют вспарушенный конек. За счет вспарушенности фермы, расположенные перпендикулярно к коньку, имеют подъем и перелом на середине пролета. Фермы другого направления, с параллельными поясами, расположены горизонтально. Решетка ферм треугольная, без дополнительных стоек. При пересечении фермы образуются ячейки 6X6 м. Прогоны направлены вдоль конька здания и делят ячейки между фермами пополам.
Блоки рассчитаны на восприятие суммарной нагрузки 4,5 кН/м2. Здание оборудовано подвесным электрическим краном грузоподъемностью 3,2 т и может применяться в III (снеговом) и IV (ветровом) климатических районах с расчетной сейсмичностью 9 баллов. Стены закрыты трехслойными панелями с утеплителем. Уклон кровли — 15%. Верхние пояса ферм из широкополочных двутавров I 20ПП, нижние из обычных двутавров • I 16и 1 18. Раскосы из прокатных одиночных уголков от L.63X5 до I 125X8. Расход стали на здание без профилированного настила составил 35,6 кг/м2.
Производственное здание в г. Камо испытано статическими нагрузками с записью экспериментальных деформаций и перемещений. Испытания показали хорошее соответствие опытных и расчетных данных, а также достаточно надежную работу каркаса здания в целом.
113
Рис. 3.13. Производственные здания с применением перекрестных ферм:
а — универсальное производственное здание, составленное из трех блоков 18X18 м; б — производственное здание — модуль со строительно-технологическим краном грузоподъемностью 5 т; в — двухмодульное здание склада с эстакадными стелажами
Блоки размерами 24X24 м применены в проекте ЦНИИпромзданий каркаса здания — модуль.* Одноэтажное здание-модуль многоцелевого назначения имеет в плане размеры 96X96 м, сетку колонн 24X24 м и перекрывается 15-ю квадратными блоками, один угловой блок в плане здания отсутствует. Проект предусматривает применение зданий-модулей в III (снеговом) и I (ветровом) районах по нормам на строительную климатологию. На покрытии располагаются подвесные краны грузоподъемностью 3,2—5,0 т. Отметка низа покрытия +9,6 м. Фермы имеют треугольную решетку с дополнительными стойками. Верхние пояса ферм из широкополочных двутавров I 20IIII и 23Ш I, нижние пояса — из обычных двутавров 116,118и120. Решетка из одиночных уголков — «домиком», примыкающих к поясам впритык без фасонок. Класс стали С 285. Стыки поясов выполнены на фланцевых вставках (см. рис. 3.10, б). Конструкция стыков позволяет осуществлять монтаж покрытия цельными блоками, собранными на земле, а также поэлементный монтаж. При поэлементном монтаже вначале монтируются две противоположные фермы длиной 24 м. Между ними, как на подстропильных фермах, устанавливаются пять ферм противоположного направления длиной 24 м. Затем между фермами длиной 24 м вставляются отправочные марки ферм длиной 6 м противоположного направления. Недостатком монтажа на фланцевых вставках являются высокие требования к точности изготовления и монтажа стыков, чтобы установить 6-метровые отправочные марки между фермами.
Кровля на блоках плоская по профилированному настилу, утеплителем служит монолитный полистирол бетон плотностью 260—300 кг/м3, толщиной 80 мм. По утеплителю укладывается один слой рубероида и один слой
* Руководитель авторского коллектива — академик АиСН проф. С. Н. Булгаков.
114
Таблица 3.9
П|
Расход стали, кг/м
Проект	Длина марок, м	Размеры блоков, м				
		18X18	24X24	зохзо	36X36	42X42
Первый	6	23,9	25,4	27,4	39,8	46,8
Второй	6,9	27,4	29,6	30,4	41,7	47,3
армогидробутила. Применение разреженной сетки колонн в сочетании с перекрестными фермами блоков покрытия позволило получить на здании экономию по использованию производственных площадей на 16%, а общий объем зданий сократить на 25%.
Перекрестные фермы применены также в других проектах производственных зданий, которые разработаны в ЦНИИпромзданий с участием ЦНИИСК им. Кучеренко в 1989 г. Здесь компоновочный модуль здания имеет размеры в плане 60X60 м и при сетке колонн 30X30 м образуется из четырех блоков размерами 30X30 м. В центре здания располагается башенный строительно-технологический кран грузоподъемностью 5 т, который выполняет также функцию центральной колонны модуля. Кран используется во время монтажа конструкций здания, а также последующей эксплуатации. При движении по окружности горизонтальной стрелы крана угловые участки здания остаются вне его достигаемости. Для охвата этих участков предусматриваются выдвижные элементы на стреле крана. В некоторых проектах эти участки здания используются под бытовые помещения.
Перекрещивающиеся фермы покрытия высотой 2,5 м из стали класса С345 имеют горизонтальные пояса из широкополочных двутавров 1 20Б1 и 1 26Б1. Решетка ферм имеет треугольное очертание с дополнительными стойками. Элементы решетки из парных уголков примыкают к поясам через вертикальные фасонки. Монтажные стыки поясов из двутавров приняты на отогнутых фланцах, по такому же типу, как для поясов из гнуто-сварных профилей (см. рис. ЗЛО, а). Стыки нижних поясов, работающие на растяжение, по сравнению с аналогичными сжатыми стыками имеют дополнительные крестовины-вставки, которые повышают несущую способность стыков, а также снижают их деформативность. Компоновка зданий из модулей 60X60 м применена в двух проектах. Первый проект — одноэтажное производственное здание-модуль многоцелевого назначения со строительно-технологическим краном грузоподъемностью 5 т имеет железобетонные колонны и отметку низа покрытия 4-10,8 м. Оно состоит из одного модуля с наружными размерами 60X60 м (см. рис. 3.13, б). Второй проект — одноэтажное двухмодульное здание склада сантехнических материалов имеет размеры в плане 60X120 м и высоту до низа ферм 12,6 м (см. рис. 4.20, в). Оба здания допускаются для строительства в I (ветровом) и III (снеговом) районах без подвесного транспорта.
В табл. 3.9 приведены показатели расхода стали для зданий с перекрестными фермами из двутавров.
Проведенные исследования показывают, что пространственные блочные покрытия из перекрестных ферм могут успешно применяться для разных производств, в различных районах строительства при сетке колонн 18X18, 24X24 и 30X30 м. Кроме технологических преимуществ эти здания обладают также повышенной сейсмической защищенностью, что в ряде случаев может иметь решающее значение. Действительное напряженно-деформированное состояние этих покрытий и отдельных элементов соответствуют принятым расчетным предпосылкам.
115
§ 3.7 Примеры применения перекрестных ферм в большепролетных общественных зданиях
Как отмечалось, помимо использования перекрестных ферм в сравнительно небольших зданиях повторного применения, они нашли применение в индивидуальных большепролетных общественных зданиях.
В большинстве случаев они изготавливались из широко применяемого прокатного профиля с соединением отдельных элементов на фасонках и использованием дуговой сварки. Однако, в отечественной практике строительства имело место оригинальное соединение фасонок с применением электрошлаковой полуавтоматической сварки. Как уже отмечалось для этой цели концы ферм снабжаются вертикальными фасонками, которые при сборке ферм по своим торцам образовывают плавильное пространство, в которое через трубчатые мундштуки автоматически подается сварочная проволока. Впервые подобные узлы были осуществлены в 1970 году на покрытии демонстрационного зала станции технического обслуживания легковых машин «Автосервис» в г. Москве, разработанного Моспро-ектом-П при участии ЦНИИСК. В плане здание имеет форму равнобедренного треугольника с основанием 104 м и двумя боковыми гранями по 116,2 м (рис. 3.14). [16]. Плита покрытия опирается на колонны, идущие с шагом 12 и 13,45 м по треугольнику, который подобен контуру и имеет стороны 84 и 94 м. Пролетная конструкция общей площадью покрытия 7220 м2 представляет собой систему перекрестных ферм высотой 3,2 м, идущих параллельно сторонам в трех направлениях, которыми образовываются ячейки со сторонами 12 и 13,45 м.
Отправочной маркой являлась ферма пролетом, равным стороне ячейки, в этом случае образовалось 126 монтажных сварных узлов, выполненных автоматической электрошлаковой сваркой плавящимся мундштуком. Высота фасонок (плавильного пространства) составляла 350 мм по верхнему поясу и 600 мм по
Рис. 3.14. Демонстрационный зал обслуживания машин «Автосервис» в г. Москве, перекрытый перекрестными фермами
116
Рис. 3.15. Универсальный зал в Симферополе.
Это покрытие собирали и сваривали постепенным наращиванием на проектной отметке с использованием монтажных стоек под каждый свариваемый узел.
Расчетная нагрузка от собственного веса кровли и снега составляет 4,00 кН/м2, кроме того, по консолям идет парапет, вес 1 пог. м которого 2,42 т. Расход стали (марки Ст. 3) на фермы составил ~42 кг/м2. Весьма крупным вторым объектом, в котором применены перекрестные фермы с узлами на электрошлаковой сварке, является универсальный зал в Симферополе, разработанный ЦНИИЭП им. Мезенцева при участии ЦНИИСК им. Кучеренко. Покрытие представляет собой пространственную стержневую плиту, в виде системы перекрестных ферм, ориентированных по трем направлениям и образующих равносторонние треугольные ячейки со стороной 7,5 м и высотой 3,5 м. В плане покрытие имеет форму неправильного шестиугольника общей площадью 9200 м2 с наибольшим размером по диагонали 117 м. Опирается плита покрытия на 6 стальных трубчатых и 30 железобетонных колонн, располагаемых с шагом 7,5 м, образующих правильный шестиугольник с размерами сторон 45 м и диагональю 90 м (рис. 3.15)
Каждая ферма, из которых образовано покрытие, изготовлена из парных уголков с концевыми фасонками. Сборка ферм осуществлялась на уровне земли. В сборке концевые фасонки ферм образовывали плавильное пространство, заполняемое плавящимся электродом (рис. 3.16а). После сварки всех узлов плита поднималась в проектное положение (рис. 3.166).
§ 3.8 Складываемые перекрестные фермы
В сборно-разборных сооружениях обычного и специального назначения, выставочных павильонах, сезонных помещениях, а также промышленных небольших зданиях, расположенных в труднодоступных районах, в ряде случаев применяются складываемые плиты покрытия. Такие плиты в отличие от стационарных почти целиком собираются в заводских условиях,
117
Рис. 3.16 Монтаж покрытия зала в Симферополе
а) электрошлаковая сварка одновременно шести ферм;
б) подъем покрытия.
118
Рис. 3.17 Схемы складывания перекрестных ферм.
а) в одном направлении со сдвижкой на одну поясную ячейку;
б, й, г,) в двух направлениях (б— развернутая плита; в и г — в процессе складывания);
I — сквозные фермы; 2 — звено фермы на одну поясную ячейку;
3 —доборные элементы, придающие геометрическую неизменяемость системе; 4 — раскосы; 5 — неразъемный узел; 6 — разъем ный узел.
при этом в сборке они геометрически изменяемы, что позволяет при транспортировке складывать их в компактный объем, а на монтажной площадке после развертывания и постановки дополнительных связей, придающих системе геометрическую неизменяемость, быстро устанавливать в проектное положение.
Как уже отмечалось, одним из ранних примеров использования подобных конструкций может служить павильон в Мадриде, обеспечивающей крышей площадью 8000 м2; павильон был спроектирован, сооружен и установлен за три месяца в 1964 году.
Складываемые плиты обычно проектируются в виде системы перекрестных ферм на квадратном или близком к квадрату плане, образующих квадратные поясные ячейки, при этом опирание кровли осуществляется непосредственно на поясе фермы.
Практически полная заводская готовность конструкции, исключение монтажной сборки и всех монтажных приспособлений, перевозка в сравнительно компактном виде и возможность повторных применений являются достоинствами конструкции.
К недостаткам следует отнести более сложные и металлоемкие узловые сопряжения, в ряде случаев не поддающиеся автоматизации изготовления.
В практике отечественного строительства нашли применение системы складывания в одном направлении со сдвижной на одну поясную ячейку и в двух направлениях. В первом случае фермы одного направления являются сквозными, а фермы другого направления состоят из звеньев размером на одну поясную ячейку, прикрепляемых к узлам основных ферм при помощи шарниров. Геометрическая неизменяемость системы достигается за счет
119
постановки диагональных стержней в контурных ячейках (рис. 3.17а). Во втором случае (рис. 3.176) основной каркас состоит из системы попарно пересекающихся раскосов, шарнирно соединенных между собой в точке пересечения и имеющих шарниры в двух направлениях по верхним и нижним узлам (рис. 3.17в). При этом узловое соединение, изображенное на рис. 3.17в чередуется с узлом, разъемным по вертикали, верхняя его часть шарнирно соединяет пояса, а нижняя — раскосы. При складывании две части разъемных узлов отсоединяются друг от друга и вся система по принципу «гармошки» собирается в компактный объем.
Ограничение размеров собранной в пакет стержневой плиты транспортными габаритами определяет основные размеры конструкции. В связи с этим рекомендуется размеры плит в плане, складывающихся в одном направлении, назначать в пределах 12 м, а плит, складывающихся в двух направлениях, до 15—20 м.
Элементы перекрестных складываемых ферм рекомендуется изготавливать из прямоугольных труб или гнутых швеллеров (пояса), решетка может выполняться из уголкового гнутого или прокатного профиля. Расчетную нагрузку рекомендуется ограничивать 3000 Па (300 кгс/м1 2 3 4 5 6 7). При расчетном обосновании и экспериментальной проверке возможно применение легкого подвесного транспорта. Складывающаяся структурная плита может опираться как по углам, так и по периметру.
Универсальная складываемая плита размером в плане 12X12 м и высотой 0,6 м, опирающаяся по углам, разработана в Московском архитектурном институте, ее складывание осуществляется в одном направлении (рис, 3.17 а). В сложенном виде имеет габариты 13,6X1,2X0,6 м. Конструкция рассчитана на нагрузку 3000 Па (300 кгс/м2). Линейная масса стали без учета профилированного настила составляет 20,8 кг/м2 [8] [ 17]. Складываемая плита в двух направлениях размерами 15X15 и 12X18 м, опирающаяся по углам, разработана ЦНИИпроектстальконструкция. В сложенном виде имеет габариты 1,4X1,4X6,7 м. Конструкция рассчитана на действие равномерно распределенной нагрузки 2600 Па (260 кгс/м2) и нагрузку от подвесного крана грузоподъемностью 3,2 т. Масса металла с учетом профилированного стального настила составила 31 мг/м2.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 3
1. Руководство по проектированию сварных ферм из одиночных уголков/ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко.— М.: Стройиздат, 1977.—14 с.
2. Пособие по проектированию стальных конструкций (СНиП П-23-81*)/ЦНИИСК им. Кучеренко.— М.; ЦИТП Госстроя СССР, 1989.—148 с.
3. Балдин В. А., Козлов В. И., Кондрахов Е. И., Кузнечиков О. В., Решетников Б. Н. Экономичные решения ферм беспрогонных покрытий из одиночных уголков со сварными соединениями проплавлением//Промышленное строительство.— 1982, № 7.— С. 18—20.
4. Балдин В. А., Решетников Б. Н., Гукова М. И., Мелкумян Б. С. Испытания ферм покрытий из одиночных уголков с соединениями дуговой точечной сваркой в составе пространственных блоков//Новые конструктивные решения строительных металлических конструкций/ ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко.— М., 1983.— С. 32—74.
5. Стальные конструкции покрытий производственных зданий пролетами 18, 24 и 30 м с применением замкнутых гнуто-сварных профилей прямоугольного сечения типа «Молодечно»: чертежи КМ. Серия 1.460.3—14/ЦИТП.— М., 1982.—136 с.
6. Стальные конструкции покрытий с применением стропильных ферм из гнуто-сварных профилей с шагом 6 м и стального профилированного настила h = 114 мм (беспрогонное решение): Чертежи, шифр 9109 км/Ленпроектстальконструкция.— Л., 1986.—83 с.
7. Сортаменты квадратных и прямоугольных гнутых сварных профилей (труб электросварных квадратных и прямоугольных для строительства) из заготовок шириной до 1250 мм и толщиной до 14 мм. Вторая редакция/ЦНИИпроектстальконструкция им. Н. П. Мельникова.— М., 1987.—6 с.
120
8.	Крутоуклонные покрытия производственных зданий с применением стропильных ферм из гнуто-сварных профилей прямоугольного сечения с шагом 6 м. Шифр темы 0007/ЦНИИпроект-легконструкция,- М, 1988.—78 с.
9.	СНиП 11-23-81. Стальные конструкции/ЦНИИСК им. Кучеренко. — ЦИТП Госстроя СССР.—1987.—96 с.
10.	Решетников Б. Н., Цетлин Б. С. Фермы из одиночных уголков, гнутых и гнуто-сварных профилей. Новые формы легких металлических конструкций. М., Изд. ЦБНТИ, 1993-с. 98—108.
11.	Ларионов А. М., Анохин П. В. Фермы с верхним поясом из двутавров. Новые фермы легких металлических конструкций. М., Изд. ЦБНТИ, 1993. с. 108—115.
12.	Пименов И. Л. и др. Перекрестные системы покрытий производственных зданий при квадратной сетке колонн//Новые конструктивные решения строительных металлических конструкций: Сборник трудов ЦНИИСК им. Кучеренко.— М., 1983.— С. 61—71.
13.	Пименов И. Л. Пространственные покрытия из перекрестных ферм//Новые формы и прочность металлических конструкций: Сборник ЦНИИСК им. Кучеренко.— М., 1989.— С. 86—92.
14.	Металлические конструкции зданий и сооружений: Справочное пособие научно-технических досгижений/ВНИИНТИ.— М., 1990.— С. 29—34.
15.	Аванесов С. И., МарутянА. С. Пространственные конструкции комплектной поставки/Про-мышленность, строительство и архитектура Армении. — Ереван, 1987. — № 8. — С. 43—46.
16.	Трофимов В. И., Бегун Г. Б. Структурные конструкции, Стройиздат, М., 1972, с. 37—38.
17.	Рекомендации по проектированию структурных конструкций. М,, Стройиздат, 1984, с. 66—69.
121
Глава 4
СТРУКТУРНЫЕ ПЛИТЫ ПОКРЫТИЙ
§ 4.1 Стержневые схемы кристаллического строения (исторический обзор)
Впервые стержневые конструкции «кристаллического» строения были применены Г. Беллом для каркаса летательных аппаратов в начале XX в. В 30—40-х годах Р. Ле Риколе (Франция) установил сходство структур с некоторыми очень прочными образованиями органической природы и отметил целесообразность кристаллических конструкций для восприятия нагрузок. Р. Ле Риколе принадлежат первые исследования ортогональных структур, составленных из тетраэдров, а также структур с треугольной ячейкой сеток, образуемых из тетраэдров и октаэдров. Он построил первое структурное покрытие из дерева. К концу 40-х годов было разработано большинство стержневых схем структур, применяющихся в настоящее время. Кроме структур Р. Ле Риколе появились стержневые схемы К. Ваксмана (США), И. Фридмана (Франция), С. Дю Шато (Франция), Р. Б. Фуллера (США) и многие другие. Наибольшее распространение получили структуры Р. Ле Риколе, С. Дю Шато и Р. Б. Фуллера, причем схемы с трех и шестиугольными ячейками применяются как в плоских структурах, так и в оболочках.
Структурные системы существуют в обычном стержневом и в стержнелистовом вариантах (Р. Б. Фуллер, 3. Маковский). Листовая часть представляет собой складчатую поверхность, образующую четырехгранные пирамиды или тетраэдры, и одновременно служит несущей конструкцией и ограждением. Ребра складок с прилегающей частью листа работают как стержни. Так выполнены многие купола системы Р. Б. Фуллера, а также плоская структура «Пирам-Руф». Стержневая схема С. Дю Шато по геометрии и работе аналогична схеме Р. Б. Фуллера для куполов, но имеет бблыную высоту для восприятия моментов.
В последнее время для небольших пролетов применены чисто листовые складчатые, так называемые «вафельные» металлические плиты и оболочки. Такая система представляет собой совокупность двух ортогональных групп складчатых настилов. Пересечения поверхностей образуют ребра, соответствующие наклонной решетке структур. Вафельная плита, собираемая из объемных элементов, сходных с пирамидами, предложена Колелла (Италия). Идея вафельных конструкций возникла при использовании пластмасс для несущих конструкций покрытий.
Интересные схемы с натяжением и разным конструктивным выполнением сжатых и растянутых стержней предложены Р. Б. Фуллером (принцип «Тенсегрити»), инженерами Баруцким, Дрийским, Понижем и др. (система ВХ-58), Д. Линдсеем.
Ортогональную структуру Р. Ле Риколе, усиленную диагоналями в обеих сетках в двух направлениях, применил Е. Сузуки (Япония) для каркаса здания. При больших пролетах он использовал пятислойную структуру, в которой роль верхней сетки играет самостоятельная структурная плита.
Одновременно с поисками стержневых систем велась разработка конст
122
руктивных решений узлов. Большинство инженеров ориентировалось на наиболее прогрессивные для структур тонкостенные трубчатые профили.
Первая конструктивная система «Меро», получившая широкое признание, была предложена в 1942 г. М. Менгеринхаузеном (Германия). Начиная с 50-х годов она широко применяется в ФРГ, Франции, Англии, странах Африки, Японии.
В 1944—1945 гг. К. Ваксманом (США) разработаны узлы для сборных ангаров (системы «Мобилар» для небольших ангаров и узлы с креплением решетки к поясам на фиксируемых клиньями хомутах — для крупных сооружений). Один из проектов К. Ваксмана предусматривал двухконсольное покрытие ангара размером 116 X 236 м.
В 1945 г. в США создана система «Юнистрэт», применяемая в основном для школьных зданий, выставочных павильонов и спортзалов.
Английскими фирмами в 50-х годах была предложена система «Спейс-Дек», а затем и ее разновидность — «Ненк-систем». Меньшее распространение получили конструктивные системы 3. Маковского «Пирам-Руф» и «Мет-Рам».
С 1955—1957 гг. концерном «Маннесман» в ФРГ применяется предложенная Фрёлихом сварная структурная система «Октаплатт». В 1957—1958 гг. Б. Фритцем (ФРГ) построено покрытие, в котором нижние пояса предварительно напряжены.
В 1959—1960 годах Р. Б. Фуллер предложил узел в котором трубчатые стержни соединены болтами через листовые ушки.
Структуры из гнутых профилей со сварными узлами из листовой стали и болтовой сборкой исследовал Ф. Ледерер (ЧССР) в 1961—1962 гг.
Во Франции С. Дю Шато разработал и применил для покрытий пролетом до 50 м системы узлов SDC, «Пирамитек» и «Тридиматек».
В 1962 г. в Канаде фирма «Фентимэн» (консультант проф. Д. Райт) предложила оригинальную систему «Триодетик»; некоторые менее известные конструктивные решения применяются в Японии, Индии и других странах.
Наконец, разнообразные сварные и болтовые решения узлов были применены для павильонов выставки «Экспо-67» в Монреале и «Экспо-70» в Японии.
Наиболее универсальными среди перечисленных являются узлы систем «Меро», «Октаплатт», «Триодетик». Они могут применяться при любой стержневой схеме конструкции. Системы «Юнистрэт» и «Спейс-Дек» разработаны для ортогональных структур.
За рубежом эти системы узлов являются самыми распространенными.
К наиболее грандиозным структурным плитам следует отнести перекрытия самого крупного сооружения выставки «ЭКСПО-70», под которым располагается центральная площадь, фестивальная площадь и один из тематических павильонов.
Структурная плита в плане представляет собой прямоугольник со сторонами 291,6 X 108 м; примерно в одной трети длины устроен проем размером 64,8 X 64,8 м. Плита опирается на шесть стоек, расстояние между которыми по большей стороне 108 м по меньшей — 75,6 м. Таким образом получаются консольные свесы по большей стороне, равные 37,8 м и по меньшей стороне 16,2 м. Плита высотой 7,637 м представляет собой структуру с ортогональной сеткой поясов, образующих ячейки размером 10,8 X 10,8 м. При столь больших размерах ячеек и пролетов структуры (а также учитывая высокую сейсмичность) диаметр поясных труб составил 50 см, а общий вес стали, приходящийся на 1 м2 пола, был равен примерно 150 кг (при весьма легкой кровле). Ограждающая часть покрытия выполнена в виде пневматических
123
«подушек» размером 10 X 10 м, уложенных непосредственно на верхнюю поясную сетку структуры.
Узловые сопряжения выполнены на шарах, снабженных специальными стержнями с резьбовой нарезкой. Для соединения с шаром все элементы структуры имели приварные конусообразные наконечники, заканчивающиеся резьбовыми отверстиями. Монтировали структуру три месяца; подъем ее в проектное положение на высоту 37,8 м длился один месяц. [ I]
§ 4.2. Характеристика структур, их формообразование, узловые сопряжения
Структурные плиты, применяемые в строительстве, выполняются в основном из стали и алюминия; имеют обычно две поясные сетки, между которыми располагаются в большинстве случаев наклонно идущие раскосы. Известны также структуры из дерева, [ 2] армоцемента, железобетона. Напряженное состояние структур от действия внешней нагрузки, включая крутящие моменты и возможную просадку опор, существенно зависит от геометрии поясных сеток, которые могут быть подразделены на геометрически изменяемые, неизменяемые и смешанные, к которым относятся системы с одной изменяемой и второй неизменяемой поясными сетками.
К первым системам относится весьма распространенная в практике строительства система, состоящая из прямоугольных поясных ячеек, которая даже при заполнении каждой ячейки раскосами не воспринимает крутящие моменты (рис. 4.1, а). Общая геометрическая неизменяемость таких систем достигается путем постановки лишних опорных связей, придающих системе внешнюю статистическую неопределимость. Так, например, в прямоугольной структурной плите (рис. 4.1, а} для обеспечения геометрической неизменяемости необходимо тремя горизонтальными опорными связями обеспечивать неподвижность системы в горизонтальной плоскости и поставить не менее четырех вертикальных опорных стержней по углам плиты. Обладая внутренней геометрической изменяемостью, в таких плитах проседание одной из опор не влияет на напряженное состояние системы в целом.
Геометрически неизменяемые поясные сетки будут в том случае, если в каждой прямоугольной ячейке поставить диагональный стержень или придать ячейкам треугольную форму (рис. 4.1, б). Такие системы с регулярной решеткой воспринимают крутящие моменты, отчего при их опирании на четыре вертикальные опоры или более просадка каждой опоры влечет изменение напряженного состояния всей системы.
В меньшей мере жесткостью на кручение обладают структуры, в которых одна сетка поясов геометрически неизменяема, другая — изменяема, например одна состоит из шестиугольников, другая — из треугольников (рис. 4.1, <з).
Работа структурных плит на кручение приводит к уменьшению усилий в поясах от действия изгибающих моментов. Распределение усилий на диагональные направления вследствие восприятия кручения увеличивает общую жесткость системы, работа которой обычно соответствует расчетным моделям в интервале от ортотропной пластинки с нулевой жесткостью на кручение до изотропной пластинки.
Помимо структурных систем с регулярной решеткой, т. е. такой, в которой все ячейки заполнены раскосами, в практике строительства применяют структурные системы с так называемой разреженной решеткой, когда определенные ячейки не заполняются поясами или раскосами. Подобные решения с точки зрения производства имеют достаточные обоснования,
124
Рис. 4.1. Некоторые схемы структурных плит:
а — ортогональная поясная сетка;
б — поясная сетка с треугольными ячейками;
в — поясная сетка с треугольными и шестиугольными ячейками
однако в статическом отношении разрежение решетки способствует снижению общей жесткости. Эти конструкции отличаются определенными особенностями, правильное использование которых позволяет повысить экономическую эффективность строительства по сравнению с применением традиционных решений.
К этим особенностям относятся: пространственная жесткость конструкции и работоспособность при внезапных частичных разрушениях; малая строительная высота конструкции; возможность применения в качестве покрытий и перекрытий для большепролетных зальных помещений с произвольным планом, расстановкой опор и с различными условиями опирания на них несущих конструкций; однотипность сборных элементов и их унификация; сокращение пролета между несущими элементами с 6 или 12 м до 3...4 м в структурах создает условия для применения беспрогонных решений кровли.
Проблема подвесного транспорта при структурах решается значительно проще, чем в обычных покрытиях. Частая сетка узлов допускает подвес путей кранов, тельферов и конвейеров с минимальными дополнительными затратами в любой зоне конструкции, возможность крепления к конструкции практически в любом месте различного технологического оборудования и его размещение (вентиляции, электрики и т. д.) внутри покрытия.
В многоэтажных зданиях, когда помещения должны удовлетворять требованиям произвольной установки оборудования, а также при необходимости применять большепролетную сетку колонн, структуры являются весьма удачной конструкцией и для перекрытий.
Свойственная структурам однотипность узлов и стержневых элементов позволяет перейти к поточному механизированному производству металлических конструкций.
Стержневые структурные конструкции в большинстве случаев доставляют на место строительства в виде отдельных элементов или вкладываемых одна в другую стержневых пирамид, образующих процессе транспортировки плотный штабель. Структуры являются почти единственно возможной конструкцией заводского изготовления для труднодоступных районов, куда строительные элементы можно доставлять лишь авиацией.
125
Монтаж их ведется укрупненными блоками без специальных поддерживающих лесов. Для структурных конструкций характерно применение плоских кровель,— наиболее эффективных по расходу материалов и возможности устройства светоаэрационных проемов в покрытиях.
Формообразование стержневых структур на строительной площадке в большинстве случаев осуществляется из отдельных отправочных марок заводского изготовления. При этом в практике строительства применяются следующие способы формирования: из стержней размером на одну ячейку; [ 4] из короткоразмерных элементов решетки и длинноразмерных поясов; [ 5] [ 6] [7] из плоскостных ферм; из пространственных стержневых пирамид и доборных линейных элементов. [ 8] [ 9]
В табл. 4.1 приводятся стержневые схемы структурных плит, применяемые в отечественном и зарубежном строительстве, а также даются рекомендации членения их на отправочные марки. [ 10]
Для зданий различной конфигурации в плане и формы пролетной части покрытия, с регулярной и нерегулярной сеткой колонн рекомендуется применять структурные конструкции из стержневых элементов размером на одну ячейку.
К достоинствам конструкций из короткоразмерных элементов следует отнести их универсальность, возможность осуществления унификаций составных элементов с большой степенью повторяемости и автоматизацию их изготовления. Недостатком является значительный объем монтажных работ по сборке системы с весьма большим количеством узлов.
Структурные конструкции с длинноразмерными поясами, длина которых соответствует предельно допустимой длине для перевозки железнодорожным транспортом, применяют преимущественно для прямоугольных в плане зданий с регулярной сеткой колонн. Эти конструкции по сравнению с аналогичными из короткоразмерных элементов позволяют: исключить резку получаемого с металлургических заводов проката длиной до 12 м на более мелкие элементы, а также обработку концов отрезанных стержней, исключить изготовление узловых деталей структуры, предназначенных для соединения коротких стержней по длине, а также сборку на строительной площадке мелких элементов поясов в длинноразмерные; уменьшить количество отправочных марок.
Эти конструкции менее трудоемки в изготовлении и при монтаже, чем собираемые из короткоразмерных элементов. Вместе с тем конструкции, собираемые с применением длинноразмерных поясов, в значительной мере утрачивают ту универсальность, которой обладают системы, собираемые из короткоразмерных поясов.
По массе структуры с длинноразмерными поясами больше структур из элементов на одну ячейку, поскольку их сечение подбирается по наибольшему усилию в смежных панелях, тогда как при коротких элементах теоретически возможно каждый элемент пояса подбирать на свое усилие. Кроме того, доставка конструкций в отдельные районы при наличии длинноразмерных элементов более трудоемка, чем при короткоразмерных элементах.
При проектировании структурных плит с длинноразмерными поясами целесообразно кровельный настил располагать непосредственно по поясам. Когда в качестве кровли используется стальной профилированный настил, то он при соответствующем скреплении с поясами обеспечивает их устойчивость 1 горизонтальной плоскости, в этом случае пояса целесообразно изготавливать из обычных или широкополочных двутавров.
Нижние пояса структурных плит обычно выполняют из равнобоких уголков, используя низколегированную сталь повышенной прочности, такая же сталь применяется и в верхних поясах. Раскосы и распорки для структур
126
производственных зданий выполняют из равнобоких уголков и малоуглеродистой стали.
Структурные плиты, собираемые из плоских ферм, используются в качестве несущей части кровли и в ряде случаев перекрытий при прямоугольных или треугольных планах. Их применение целесообразно в зданиях со средними и большими пролетами, без подвесных и с подвесными потолками, испытывающих действие средних и тяжелых нагрузок. В многопролетных зданиях применение данных конструкций может быть оправданным при регулярной схеме сетки колонн.
Применение структур из ферм высокой заводской готовности позволяет уменьшить объем монтажных работ, изготавливать их на неспециализированных заводах металлоконструкций без изменения существующей технологии, а также использовать недефицитный прокатный сортамент.
Структурные плиты из стержневых пирамид применяются для покрытия зданий различной конфигурации в плане с регулярной и нерегулярной сеткой колонн, проектируемых в любых по отдаленности районах.
К достоинствам таких конструкций следует отнести большую заводскую готовность и соответственно снижение количества монтажных соединений, а также возможность быстрой организации их изготовления на базе неспециализированных производств металлоконструкций.
С точки зрения универсальности и возможности поставки в труднодоступные районы эти конструкции уступают конструкциям, собираемым из короткоразмерных линейных элементов.
При сборке пирамиды располагают основаниями вверх, которые после соединения пирамид в углах образуют верхние поясные сетки. Нижние поясные сетки образуются линейными доборными элементами, соединяющими вершины пирамид (см. табл. 4.1).
Набор пирамид с трехгранным основанием образует поясные сетки, идущие в трех направлениях, при этом нижние и верхние пояса параллельны. Набор четырехгранных пирамид образует ортогональную сетку поясов, в этом случае нижняя сетка поясов может быть параллельна верхней сетке или расположена под углом 45° (табл. 4.1. Б, В, Г).
Системы, образованные из пирамид, могут иметь разреженную решетку, а иногда и сетку поясов, от чего количество элементов существенно сокращается. Такие системы могут выполняться комбинированными, в них ограждающие конструкции совмещаются с верхним поясом структур. Целесообразно выполнять основания пирамид в виде ребристых железобетонных или армоцементных плит, хорошо воспринимающих сжимающие усилия. Присоединение к ним стержневых раскосов ведется с помощью болтов или сварки. В этом случае нижние поясные сетки также образуются линейными доборными элементами.
Плиты регулярной структуры эффективны для покрытий помещений с соотношением сторон до 1: 1,5. При большем соотношении сторон применение плит менее рационально, так как плита начинает работать по балочной схеме в направлении меньшего пролета (одноосн о).
При необходимости перекрытия помещения, имеющего соотношение сторон более чем 1 :1,5, возможно устройство стропильной несущей конструкции, разделяющей покрытие на квадратные или близкие к квадрату ячейки, с размещением ее внутри структурной плиты. При проектировании конструкций покрытия эта стропильная балка рассчитывается совместно с плитой регулярной структуры. Опирание структурных конструкций может быть: контурным (на опорные стойки стены или стропильные конструкции): внутриконтурным с консолями, при котором опоры смещаются внутрь конструкции, образуя консольные свесы с произвольным пролетом; смешанным,
127
Таблица 4.1
Стержневые схемы структурных плит
Обозначение
Характерные особенности
Стержневые схемы
Возможное членение на отправочные марки
А
В
Перекрестные фермы двух или трех направлений, уста наш, иваемые вертикально
Плоские фермы
Ортогональные сетки поясов сдвинуты на половину ячейки. Поясные ячейки могут заполняться или не заполняться диагоналями
То же, что и система Б, с разреженной нижней поясной сеткой и частично разреженной раскосной решеткой
Узлы и стержни. Стержневые пирамиды и доборные элементы. Плоские или объемные фермы одного направления и доборные элементы другого направления Узлы и стержни.
Стержневые пирамиды и доборные элементы. Плоские или объемные фермы одного направления и доборные элементы другого направления
Ортогональные сетки поясов развернуты на 45° относительно друг друга. Разреженная раскосная решетка
Складчатая система, пояса расположены преимущественно в одном направлении и сдвинуты на половину ячейки
Сетки поясов трех направлений сдвинуты на половину ячейки
То же, что и система Е с разреженной сеткой поясов и раскосной решеткой
Узлы и стержни.
Стержневые пирамиды и доборные элементы
Узлы и стержни. Плоские или трехгранные фермы
Узлы и стержни.
Стержневые пирамиды и доборные элементы
Узлы и стержни. Стержневые пирамиды и доборные элементы. Плоские фермочки и доборные элементы
128
Таблица 4.1 (окончание)
Обозначение	Характерные особенности					
		Стержневые схемы				Возможное членение на отправочные марки
3	Сетки поясов грех направлений сдвинуты. Нижняя сетка разрежена я образует шестиугольные ячейки. Решетки также разрежены				k	Узлы и стержни. Стержневые пирамиды и доборные элементы
				05		
						
						
и	Двухъярусные структурные плиты с ортогональ ны ми сетками поясов, лежащих друг против друга. Раскосы, относящиеся к одной ячейке, пересекаются	Ml				Узлы и стержни. Стержневые пирамиды
						
						
						
К
Двухъярусная структурная плита с сетками поясов трех направлений, лежащих друг против друга.
Раскосы, относящиеся к одной ячейке.
пересекаются
Узлы и стержни.
Стержневые пирамиды
Двухъярусная структурная плита с сетками поясов трех направлений, сдвинутых на половину ячейки. Раскосы, относящиеся к одной ячейке, пересекаются
То же
Трехъярусная структурная плита с ортогональными сетками поясов. Между верхней и нижней поясными сетками располагается средняя (третья) поясная сетка. Между средней и нижней поясными сетками раскосы пересекаются
Трехъярусная структурная плита с сетками поясов трех направлений при наличии средней (третьей) поясной сетки
Узлы и стержни.
Стержневые пирамиды и доборные элементы
То же
5 - 5982
129
при котором опоры расположены частично по контуру, а частично внутри конструкции, образуя постоянную или переменную сетку колонн; свободным с дополнительными внутриконтурными опорами, при котором опоры ставятся произвольно, в соответствии с технологическими особенностями проектируемого здания.
При внутриконтурном опирании конструкции* с образованием консольных свесов рекомендуется величину консоли назначать в пределах 0,1 ... .0,3 от пролета. При действии равномерно распределенной нагрузки наибольший эффект достигается при отношении вылета консоли к пролету в пределах 0,25.
Смешанное опирание рекомендуется применять в неразрезных многопролетных покрытиях, проектируемых на квадратной или прямоугольной сетке колонн. Эффект от неразрезности конструкции увеличивается по мере увеличения числа перекрываемых ячеек — от 4 до 16.
Узлы структурных конструкций. На рис. 4.2 приводятся наиболее характерные узловые сопряжения элементов структурных плит. При этом в зависимости от способа соединения элементов они подразделены на три основные группы:
1 группа — болтовые соединения. К ним относятся узловые соединения, исключающие сварку как в заводских, так и в монтажных условиях и позволяющие собирать структуры только на болтах йли других сборочных деталях (рис. 4.2, а—г):
а)	соединение уголковых стержней на болтах внахлест. Применяется в нижних узлах структурных конструкций систем, работающих преимущественно в одном направлении (рис. 4.2, а):
б)	соединение типа «Юнистрат» разработано зарубежной фирмой. Узловая фасонка выполнена штамповкой с отверстиями и шпонками для соединения на болтах стержней гнутого профиля (рис. 4.2, б). Подобное узловое соединение отличается простотой конструкции, однако в отечественном строительстве пока не применяется;
в)	соединение системы «Сокол» состоит из шести тонкостенных пирамидальных деталей, изготовленных из листов с помощью штамповки. Эти детали между собой и с элементами составного гнутого профиля соединяются с помощью болтов. Для обеспечения необходимой жесткости детали узла имеют вокруг отверстия выштампованные выступы (рис. 4.2, в).
г)	узловое соединение «Триодетик» разработано канадской фирмой. Узловой элемент представляет собой цилиндр, вдоль образующих которого имеются пазы с рифлеными стенками. Концы стержней опрессовываются по профилю пазов, вставляются в цилиндр и фиксируются в прорезях узла двумя крышками, соединенными болтом (рис. 4.2, г). Сборка структурной конструкции с применением данных узлов существенно упрощается, поскольку для ее завершения требуется постановка только одного болта.
II группа — комбинированные соединения. К этой группе относятся соединения, в которых применяется заводская сварка, а сборка узла осуществляется на болтах. Характерным для этой группы является расчленение узлового соединения на две группы деталей: детали первой группы привариваются в заводских условиях к концам.-соединяемых стержней (болтовые наконечники, листовые фасонки и т. д.), а детали второй группы в виде шайб, болтов объединяют концы стержней в узел (рис. 4.2, д, е, ж, и):
а)	узловые соединения системы «Меро», разработанные в 1938 г. в Германии, системы «Веймар», разработанные в ГДР, «МАрхИ» и «Кисловодск», разработанные в СССР Московским архитектурным институтом и Гипро-спецлегконструкцией. В этих системах основным элементом является сферическое или полусферическое тело с резьбовыми отверстиями, в кото-
130
Рис. 4.2. Наиболее характерные узловые сопряжения стержневых структурных плит:
I группа — болтовые (а, б, в, г);
II группа — комбинированные (<?, е, ж, и);
Ш группа — сварные (к, л, ж)
рое ввинчиваются вращающиеся на концах стержней болты. В системах «Меро» и «Веймар» болты к стержням присоединяются с помощью конических наконечников, в системах «МАрхИ» и «Кисловодск» — плоских цилиндрических шайб, приваренных к концам трубчатых стержней, а также поводковых втулок и штифтовых фиксаторов (рис. 4.2, д). В отличие от системы типа «Меро» в Японии большое распространение получили узловые соединения трубчатых стержней на полых шарах (система NS), в которых соединительные болты через отверстие в шаре завинчиваются с внутренней его стороны;
б)	соединение на фланцах. Разработано ЦНИИПСК для трубчатых стержней и ЛенЗНИИЭП для прокатных применительно к структурным конструкциям, собираемым из пирамид. Основания стержневых пирамид образуют сжатую поясную сетку, узловое соединение которой состоит из двух фланцев с приваренными стержнями поясов и раскосов. Фланцы на монтаже объединяются с помощью болтов (рис. 4.2, е);
в)	соединение уголковых профилей на болтах при помощи листовых фасонок, приваренных в заводских условиях к длинноразмерным поясам. Соединение применяется в верхних узлах конструкций, работающих преимущественно в одном направлении (рис. 4.2, ж);
г)	соединение на болтах при помощи пространственных фасонок, свариваемых в заводских условиях из отдельных листов (рис. 4.2, и).
131
5*
Ill группа — соединения, осуществляемые с применением монтажной сварки (рис. 4.2, /с, л, л#);
а)	соединение конструкции «Октаплат» разработано в ФРГ. К шару привариваются по периметру трубчатые стержни (рис. 4.2, к);
б)	соединение трубчатых стержней со сплющенными концами, объединяемых в узлы с помощью ванной сварки. Стержни собираются в пространственный узел, образуя плавильное пространство, которое заполняется расплавленным металлом электродов и оплавившихся торцов стержней (рис. 4.2, л);
в)	соединение стержней в пространственный узел с помощью автоматической электрошлаковой сварки. Плавильное пространство узлов образуется торцами сплющенных концов трубчатых элементов или концевых фасонок (перекрестных ферм) и устанавливаемыми между ними мерными формующими элементами. Это плавильное пространство заполняется расплавленным металлом торцев свариваемых стержней и присадочного материала.
Применительно к структурам или перекрестным системам больших пролетов нашли применение узлы, осуществляемые с помощью автоматической электрошлаковой сварки. Здесь плавильное пространство образовывается или также как в структурах торцами сплющенных концов трубчатых элементов или концевых фасонок и установленных между ними медными формующими элементами. Это плавильное пространство заполняется расплавленным металлом торцов свариваемых стержней и присадочного материала (рис. 4.2, м).
В соответствии с вышеизложенным конструирование узловых соединений может выполняться по трем схемам: а) объединение стержней без дополнительных элементов (ванная и электрошлаковая сварка, соединение стержней внахлест и т. д.); б) объединение стрежней с помощью одной узловой детали; в) объединение стержней с помощью узловых деталей, прикрепленных к стержням, и соединительного элемента.
Соединение стержней по схеме «а» требует обеспечения прочности структурной конструкции в одном сечении, по схеме «б» — в двух сечениях и по схеме «в» — в трех или четырех сечениях. Чем больше в узловом соединении сечений, требующих обеспечения их прочности, тем более дорогим при всех других равных условиях и трудоемким в изготовлении получается узловое соединение.
§ 4.3. Унифицированные конструкции структур комплектных поставок
Системы МАрхИ — Кисловодск. В отечественном строительстве нашли широкое применение трубчатые структуры из короткоразмерных элементов системы «МАрхИ», «Кисловодск» с узлами, являющиеся разновидностью узлов системы «МЭРО».
Подобные конструкции изготавливаются из круглых бесшовных труб по унифицированному сортаменту, что позволяет проектировщику в более широких пределах использовать структурные системы при различных конфигурациях плана и характера опирания. Составные отправочные марки унифицированного сортамента включают трубчатые стержни длиной 1,5; 2 и 3 м с различным диаметром и толщиной стенки и узловые элементы различных размеров, отличающиеся диаметром резьбовых отверстий и назначением.
Минимальный расход стали и трудозатрат при изготовлении и монтаже представляются возможным получить при длине стержня 3 м. Вследствие этого рекомендуется уменьшенные длины стержней применять только в особых случаях, оправданных архитектурными требованиями или производственной необходимостью.
132
___it tec e e e я— ХЛЛЛЛЛЛЛЛЛ

[ gaggte. .-j.
№>№) J
Рис. 4.3. Схема структурных плит системы «Кисловодск» «МАрхИ»
а, в — регулярная система;
б — нерегулярная система (разряженная);
« — разряженная регулярная;
1,2 — верхние и нижние пояса;
3 — раскосы;
" 4 — прогоны;
5 — профилированный настил;
6 — колонны
С использованием унифицированного сортамента при длине стержня 3 м осуществляется серийное изготовление структурных плит типа «Кисловодск» высотою 2,12 м и размерами в плане 30 X 30 и 36 X 36 м при внутриконтурном опирании на четыре колонны, расположенные для секции 30 X 30 м с шагом 18 X 18 м, для секции 36 X 36 м с шагом 24 X 24 м (рис. 4.3, а). Поставка таких конструкций осуществляется комплектно на 1 секцию, т. е. вместе со структурной плитой поставляются профилированный настил, колонны, фахверк, стеновое ограждение и в ряде случаев специальное оборудование.
Конструкции системы «Кисловодск» рекомендуется применять в зданиях павильонного типа, промышленных зданиях в первую очередь однопролетных на секцию (30 X 30 м или 36 X 36 м) без светоаэрационных фонарей (допускается применение только зенитных фонарей);
бескрановых или с подвесными кран-бал ками грузоподъемностью до 2 т в пролетах 18 м;
с неагрессивной и слабоагрессивной степенью воздействия газовой среды.
С расчетной сейсмичностью до 9 баллов, возводимых в I—IV ветровых и снеговых районах с расчетной температурой наружного воздуха минус 40° С и выше для отапливаемых зданий и минус 30° С и выше для неотапливаемых зданий.
При использовании типовых структурных плит в многопролетных производственных зданиях не допускаются перепады высот кровли и также
133
Рис. 4.4. Схемы структурных плит системы ЦНИИСК с длиноразмерными поясами.
а — размер в плане 12 X 18 м;
6 — размер в плане 12 X 24 м;
I — верхние пояса; 2 — нижние пояса;
3 — раскосы; 4 — распорки;
5 — профилированный настил
как в односекционных зданиях применение светоаэрационных фонарей (допускается применение только зенитных фонарей).
За последнее время институт ЦНИИПроектлегконструкция осуществил модернизацию системы «Кисловодск», произведя разрежение решетки и частично поясов в средней части плиты, где усилия в решетке невелики (рис. 4.3, б). В результате разрежения помимо сокращения элементов масса конструкции понизилась на 2—3 кг/м2 [11]. Заслуживает внимание модернизация аналогичного блока, осуществленная в МАрхИ, здесь верхние и нижние поясные стержни развернуты по диагонали, при этом стержни верхней поясной сетки расположены с шагом 3 м, а нижней — с шагом 6 м. В комбинации с раскосами сетки поясов образуют диагональную систему взаимно перпендикулярных пространственных перекрестных ферм, заканчивающихся по периметру конструкции вертикальным торцом. Конструкция покрытия опирается на колонны узлами нижнего пояса без выступающих опорных капителей, при этом колонны стоят по сетке 16,920 X 16,920 м, а консоль конструкции по периметру получается равной 6,345 м. Увеличение вылета консоли дополнительно способствует снижению и более равномерному распределению усилий в стержнях конструкции (рис. 4.3, в). Принятая геометрия позволила добиться максимальной разреженности пространственной решетки при сохранении ее симметричности и регулярности по всему плану конструкции.
Системы ЦНИИСК, Москва. Параллельно с конструкциями структурных плит из короткоразмерных элементов в Советском Союзе осуществлялось изготовление структурных плит с длинноразмерными поясами применительно к промышленным зданиям с сеткой колонн 12 X 18 м и 12 X 24 м (система «ЦНИИСК» (рис. 4.4) *.
Структурная плита опирается по углам в уровне верхних поясов и имеет высоту 1,5 м. Верхние пояса, идущие шагом 3 м, изготавливаются из двутавров, по которым непосредственно укладывается профилированный настил, а нижние поясам и раскосы из одиночных прокатных уголков. Соединение решетки с верхними поясами осуществляется на болтах нормальной точности с использованием фасонок, соединение решетки с нижними поясами в некоторых узлах также с использованием фасонок, а в большинстве узлов непосредственно по полкам уголка [ 6], {7].
* А. С. ЦНИИСК № 488899 «Пространственное стержневое складчатое покрытие (В. И. Трофимов, И. Н. Дмитриев, А. М. Косогов, М. Д. Алпатов) в Б. И. 1975-
134
В доперестроечный период эта конструкция продолжала изготавливаться сравнительно в небольших объемах на Билимбаевском экспериментальном заводе строительных конструкций.
На Житомирском заводе легких металлических конструкций в основном изготавливалась конструкция системы «ЦНИИСК» в объеме порядка 800 тыс. м2 в год.
В середине восьмидесятых годов система ЦНИИСК была модернизирована и названа системой «Москва» [10]-
Эта новая конструкция имела высоту 2,12 м и расстояние между верхними поясами 4 м. (рис. 1.3)
Аналогично системе «ЦНИИСК» верхние пояса изготавливались из прокатных двутавров, а нижние пояса и решетка из прокатных одиночных уголков.
Контурная схема блока покрытия на сетку колонн 12 X 18 и 12 X 24 м. состояла из двух продольных и двух поперечных пространственных ферм треугольной формы. Продольные фермы в середине пролета связаны между собой дополнительной пространственной фермой, обеспечивающей с одной стороны увеличение крутильной жесткости продольных ферм, с другой — регулярностью крепления подвесного технологического оборудования в узлах нижнего пояса.
Конструкция разработана в двух вариантах. Первый вариант предназначенный для отдаленных районов, предполагает поставку на строительную площадку плоских ферм пролетом 12 м, располагаемых по торцам блока, длинноразмерных верхних и нижних поясов (длиною 9 м и 12 м) и раскосов россыпью.
Второй вариант предполагает повышенную заводскую готовность, блок собирается из плоских сварных ферм — четырех продольных и двух поперечных у торца блока. Поперечная жесткость в средней части блока обеспечивается четырьмя плоскими треугольными фермочками.
Блок «Москва» по второму варианту по сравнению с аналогичными блоками типа «ЦНИИСК» имеет примерно в 4,5—5 раз меньше отправочных марок и крепежных болтов.
Блоки предназначены для покрытия зданий производственного назначения одноэтажных, однопролетных и многопролетных: высотой до 10.8 м с мостовыми кранами легкого и среднего режима работы грузоподъемностью до 196 кН. Конструкция применяется для отапливаемых зданий с неагрессивной и слабоагрессивной средой в условиях I—IV снеговых районов, I—II ветровых районов с температурой наружного воздуха выше —65° С с сейсмичностью площадки до 9 баллов.
Система «Москва», имея большие преимущества перед системой «ЦНИ— ИСК» по металлоемкости и трудозатратами на монтаже, только немногим превышает систему «ЦНИИСК» по приведенным затратам [ 9].
Сопоставим весовые показатели структурных покрытий типа «Москва» с показателями наиболее современных ферменных конструкций типа «Молодечно» из гнуто-сварных профилей. Сопоставления производились на примере трехпролетного производственного здания размером в плане 84 X 72 м. Данные сопоставления приведены в табл. 4.2. Из сопоставления следует, что во всем интервале равномерно распределенных нагрузок блоки «Молодечно» экономичнее по расходу металла на 4—9%. Однако при пересчете массы металла к Ст. 3 (показатель, характеризующий полноту использования прочностных характеристик металла) эти цифры снижаются до 0— 6%. При наличии подвесных кранов расход стали для сравниваемых конструкций практически одинаков (разница составляет 0—4%), а по расходу металла, приведенному к Ст. 3 блоки «Москва» экономичнее на 0—4%.
135
Таблица 4.2
Расход стали (кг/м2) для несущих металлических конструкций покрытия 3-х пролетного здания длиной 84 м
Сетка колонн м	Снеговой район	Расчетная нагрузка	Москва		Молодечно	
			(вариант из сварных ферм)		(стендовой вариант)	
			масса блока	масса блока, при вед. к ст. 3	масса блока	масса блока, привел-к ст. 3
	III	=360 кг/м2	24,5	31,1	22,4	29,3
			109	106	100	100
24X12	IV	=450 кгс/м2	27,0	34,6	26,2	34,6
			103	100	100	100
	V	=540 кгс/м2	30,0	38,5	28,7	37,7
			104	102	100	100
	VI	=630 кгс/м2	34,0	44,1	—	—
	III	=300 кгс/м2 + 2 крана = 3,2 т	22,3	27,6	22,4	28,7
			100	96	100	100
18X12	IV	=410 кгс/м2 + 2 крана = 3,2 т	23,4	29,1	22,9	29,2
					1		' "  		
			102	100	100	100
	V	=520 кгс/м2 + 2 крана = 3,2 т	26,7	33,6	25,5	33,5
			105	100	100	100
	VI	=630 кгс/м2 2 крана = 3,2 т	30,4	38,6	—	—
	III	=360 кгс/м2 -|- 2 крана = 3,2 т	26,1	33,3	26,2	34,2
			100	97	100	100
24X12	IV	=450 кгс/м2 + 2 крана = 3,2 т	29,3	37,6	28,7	37,7
			102	100	100	100
	V	=510 кгс/м2 4- 2 крана = 3,2 т	32,6	42,1	32,2	42,0
			101	100	100	100
	VI	=610 кгс/м2 + 2 крана = 3,2 т	35,2	45,5	—	—
			—	—		
2
Примечания: 1. В знаменателе указано процентное соотношение. 2. кгс/м — равномерно-распределенная нагрузка; 3,2 т — грузоподъемность крана
По данным ВНИПИПромстальконструкция блоки «Москва» (вариант из сварных ферм) по всем показателям технологичности монтажа близки к «Молодечно» и уступают последним на 2—3%, несмотря на то, что количество элементов в блоке типа «Москва» больше, чем в «Молодечно» в 1,6 раза. А по приведенным затратам на возведение конструкции блоки «Молодечно» уступают на 5% (при стендовой сборке).
По приведенным затратам на заводское изготовление (цены 1988 г.) блоки «Москва» дешевле «Молодечно» на 7% в основном за счет применения более дешевого проката.
Общая стоимость покрытия, включая затраты на заводское изготовление, монтаж покрытия, дополнительные затраты по возведению конструкций и на
136
ограждающие конструкции, для блоков «Молодечно» на 7% выше, чем для блоков «Москва».
Приведем некоторые примеры конструктивных решений производственных корпусов, осуществленных в восьмидесятых годах с применением длинноразмерных поясов и раскосов из прокатных профилей.
— I. Производственный корпус в г. Бу i у русл а не размером в плане 97 X 156 м высотой до низа конструкции 6,4 м имеет сетку колонн 12 X 24 м. В продольном направлении здания предусмотрен один температурный шов на парных колоннах, в поперечном — два температурных шва, осуществляемых на одной колонне с применением фторопластовых прокладок.
Покрытие расчитывалось на тяжелую нагрузку, составляющую 6 кН/м2.
На кровле предусматривались зенитные фонари, а также участок легкос-брасываемой кровли из асбестоцементных волокнистых листов, по нижним поясам располагался подвесной алюминиевый потолок. Конструкции изготавливались на Орском заводе легких металлоконструкций, а их монтаж осуществлялся в 1980 г.
— Производственный корпус в г. Хабаровске размером в плане 72 X 228 м в поперечном направлении имеет три температурных шва на одной колонне. В покрытии предусмотрены зенитные фонари размером 6 X 3 м и крышные вентиляторы № 12 по одному на блок, а так же подвесные крановые пути (один кран грузоподъемностью 2 т). Приведенная расчетная нагрузка составила 4,45 кН/м2 Конструкции изготовлены на Житомирском заводе металлоконструкций, а их монтаж осуществлен в 1981 г.
— Корпусной цех судостроительного завода им. «Памяти парижской коммуны» в Горьковской области размером 72 X 120 м и высотою до низа конструкции 16,8 м. В поперечном направлении здания предусмотрен температурный шов на одной колонне. Здание оборудовано мостовыми кранами грузоподъемностью 20 т. По кровле предусмотрены зенитные фонари размером 3 X 3 м и крышные вентиляторы № 8. Приведенная расчетная нагрузка составила 4,45 кН/м2. Конструкции изготавливались на Житомирском заводе металлоконструкций, их монтаж осуществлен в 1983 г.
— Экспериментальный цех Дарнинского завода по ремонту дорожной техники в г. Киеве размером 48 X 120 м. В поперечном направлении здания предусмотрен температурный шов на одной колонне. Покрытие оборудовано зенитными фонарями размером 3 X 3 м и крышными вентиляторами № 8, предусмотрены мостовые краны грузоподъемностью 20 и 10 тс. В качестве несущей части кровли использовались структурные блоки трех типов соответственно на нагрузки 4,60, 4,45 и 3,80 кН/м2 Конструкции изготавливались на Житомирском заводе металлоконструкций, а их монтаж осуществлен в 1984 г.
— Главный корпус завода стройинструмента в г. Костополь Ровенской области размером 120 X 170 м. В продольном направлении здание имеет два температурных шва на парных колоннах, в поперечном — один температурный шов на одной колонне. На покрытии располагаются зенитные фонари размером 3 X 6 м и крышные вентиляторы № 8 по одному и два на блоке. Покрытие рассчитывалось под нагрузку 3 кН/м2.
В завершении отметим, что в восьмидесятых годах на Житомирском заводе ограждающих конструкций помимо изготовления структур с длинноразмерными поясами для промышленных зданий, они изготавливались для небольших зданий общественного и сельскохозяйственного назначения размерами в плане 18(24) X 24; 18(24) X 30 м. При этом поставлялись комплектно вместе с каркасом, фахверком и ограждениями.
137
§ 4.4. Конструкции структур большепролетных зданий
Конструкции с применением унифицированного сортамента. Как уже отмечалось, в нашей стране освоен промышленностью унифицированный сортамент из короткоразмерных труб и соединительных элементов, используя который, представляется возможным разрабатывать не только однотипные здания комплектной поставки типа «Кисловодск», но и покрытия на различных планах и не однотипных условий опирания. Вместе с тем следует помнить, что несущая способность соединительных болтов унифицированного сортамента сравнительно невелика и составляет при реализуемых диаметрах болтов 22 м и 36 мм соответственно 19 и 36 тн. Вследствие этого, перекрывать большие пролеты здесь возможно при понижении различными инженерными приемами усилия в поясах пролетных конструкций. Так, например, путем применения двух и трехъярусных структурных плит или осуществляя подвеску плиты вантовой системой, в многопролетных плитах осуществляя неразрезность отдельных плит. Весьма эффективно снижать усилия в поясах структурных покрытий путем воспарушивания.
Горизонтатьные усилия, возникающие в конструкции за счет вспарушенности, воспринимаются либо опорным контуром структуры, либо постановкой затяжек. При этом при проектировании опорных конструкций необходимо учитывать их возможные горизонтальные перемещения. При проектировании таких покрытий необходимо расчетом определять размеры укрупненных монтажных блоков конструкций, т. к. их величина зависит не только от грузоподъемности крана, но и от несущей способности стержней в монтажном состоянии. Укрупнительная сборка монтажных блоков вспарушенных конструкций может вестись без специальных .монтажных башен с использованием в качестве временных опор стержневых и узловых элементов структур.
Наклонные витражи на вспарушенных зонах покрытия позволяют обеспечить естественный свет в помещении, организовать архитектурную пластику интерьера и экстерьера помещения.
Рис. 4.5. Омский торговый центр с каскадным структурным покрытием.
138
Рис. 4.6. Интерьер машинного зала Саяно-Шушенской ГЭС.
С применением ненарушенных структурных конструкций каскадношатрового типа в ЛнЗНИИЭПе запроектировано и возведено покрытие над пассажем Омского торгового центра, объемно-планировочное решение которого представляет собой комплекс разновысотных объектов торговых залов и блоков обслуживания, располагаемых вокруг пассажа. Здание имеет многоугольную форму с габаритными размерами в плане 48 X 78 м (рис. 4.5)
С применением вспарушенных структур по проектам того же института возведены покрытия Ленинградской спортшколы, конференцзала в Вильнюсе, крытого катка в Москве. Выполнены проекты вспарушенных покрытий универсальных спортзалов в Нальчике, кинотеатра и выставочного павильона в Ленинграде, переходов нового телецентра. Разработана также конструкция трамплина с дальностью прыжков 50 м.
Примером применения двухъярусных структур является шатер машинного зала Саяно-Шушенской ГЭС, разработанный МАрхИ (автор В. К. Файбишенко). Покрытие зала площадью 38X262 м представляет собой двухъярусную плиту высотой 2.84 м, собранную из стержней унифицированного сортамента длиною 2 м. Стенами зала служат однослойные структурные плиты толщиной 1 м, которые в зависимости от рельефа имеют переменную высоту от 8.5 до 17 м. Структурные стены и покрытие, будучи жестко сопряжены друг с другом, образовывают уникальную пространственную раму (рис. 4.6).
Примером подвески структурных плит вантами может служить осуществленное в Ленинграде покрытие автобусных парков, представляющее собой неразрезную структурную плиту размерами в плане 144 X 72 м Плита оперта по контуру, а в середине пролета подвешена вантами к колоннам, которые, прорезая плиту, идут с шагом 36 м.
В ЛенЗНИИЭПе разработан также проект крытой ледовой дорожки с покрытием размером 96 X 280 м, с применением плит из унифицированных элементов, которые подвешиваются к аркам, идущим с шагом 48 м. В этом решении плита воспринимает и распорные усилия от арок.
139
Рис. 4.7, Концертный зал в городе Сочи.

Рис. 4.8. Узел трубчатой структуры на ванной сварке
Алюминиевые структуры за рубежом находят значительное распространение, так например, в Канаде имеются специальные заводы по изготовлению таких систем, в которых обычно используется известный узел — «Треодетик» (см. рис. 4.2). У нас в стране из-за дефицитности алюминия и высокой его стоимости они не нашли широкого применения. Однако, при высокой атмосферной агрессии и в зданиях, к которым предъявляются требования высокой архитектурной выразительности, применение алюминия в структурных конструкциях оправдано, даже при его высокой стоимости.
В этом отношении характерным является открытый концертный зал в г. Сочи на 4000 мест, разработанный Гипротеатром (автор М. Л. Берлин и И. А, Брук) совместно с лабораторией металлических конструкций ЦНИИСК. рис. 4.7 Структурная плита в плане представляет собой неправильный треугольник, три стороны которого имеют размеры по 36 м, а три другие — по 45 м. Плита
140
опирается на 21 колонну, которые идут на некотором расстоянии от контура с шагом от 6 до 15 м, образовывая консольные свесы плиты от 3 до 11 м. Структурная плита компонуется из трехгранных пирамид с размером основания 3 м и высотой — 2,6 м. Элементы структуры выполнены из тонкостенных алюминиевых труб марки 019—15 с расчетным сопротивлением алюминия = 1600 кг/см2. Трубы соединялись в пирамиды и плоские треугольники при помощи врезных фасонок и аргоно-дуговой сварки. Пирамиды и треугольники соединялись друг с другом при помощи специальных деталей и штыреобразных болтов диаметром 24 и 36 мм. При расчетной нагрузке 250 км/м2 вес алюминия составил 18 км/м2.
Сооружение располагалось на крутом откосе, поэтому монтаж осуществлялся методом наращивания
Структуры с узлами на ванной сварк е.* Наряду с использованием унифицированного сортамента для индивидуальных большепролетных зданий применяются структуры с более мощными, чем в типовых структурах узловыми сопряжениями. При этом, учитывая сравнительно небольшие объемы применения и разнообразность конструктивных решений, существует тенденция максимального технологического упрощения узла и придания ему большой универсальности с точки зрения примыкания стержней.
К оригинальным конструктивным решениям такого типа, разработанным в ЦНИИСК им. Кучеренко, относятся трубчатые структуры, в узлах которых вообще отсутствуют какие-либо переходные элементы (шары, диски, многогранники и пр.) (рис. 4.8)
В этом решении предварительно сплющенные концы трубчатых стержней сопрягают друг с другом и образовавшиеся между концами пространство заполняется металлом плавящегося электрода. Вес расплавленного металла составляет от 1,5 до 2% от общего расхода металла. Узлы свариваются с помощью ручной и полуавтоматической ванной сварки, при этом кромки элементов оплавляются и вместе с расплавленным металлом электродов заполняют плавильное пространство.
К одному из первых структурных покрытий с узлами на ванной сварке относится покрытие спортивного зала в Иркутске, разработанного Иркутскграж-данпроектом совместно с ЦНИИСК, размеры в плане 42 X 42 м. Структурная плита высотою 2,12 м, с ортогональной сеткой поясов, образовывает ячейки ЗХЗм.
Верхняя сетка поясов разбивалась на три зоны в зависимости от усилий и соответствующим им толщине труб при внешнем диаметре 114 мм. Нижняя сетка поясов разбивалась на две зоны при том же диаметре труб. Раскосы выполнялись из труб 76 X 4 мм.
При расчетной нагрузке 2,66 кН/м2 расход металла (при стали марки Ст. 3) составил 36 кг/м2.
Сварка производилась на месте отдельными блоками размером 42 X 9 м для чего использовался портальный кран, снабженный помостом. После завершения сварки одного блока кран передвигали для сварки второго блока и т. д.
К оригинальным конструкциям с аналогичными узлами относится крытый рынок в г. Тольятти, представляющий собой пирамиду с основанием 54 X 54 м и высотой 27,4 м в которой гранями служат структурные плиты с гексогональной решеткой, рис. 4.9 Вершина пирамиды располагается на одной из диагоналей основания, разделяя ее на отрезки 26,4 и 49,7 м. отчего только ее две грани являются равнобедренными треугольниками. Поясные сетки изготовлены из труб сечением 114 X 4 мм, раскосы (кроме опорных) — труб 82 X 4 мм.
* А. С. ЦНИИСК № 224770. Способ образования соединительного узла пространственно расположенных стержней/В. И. Трофимов/Открытия. Изобретения: 1965. № 26.
141
Рис. 4.9. Схема структурной пирамиды для рынка в г. Тольятти
Рис. 4.10. Подъем грани пирамиды в г. Тольятти
Грани сочленяются в уровне нижних поясов, которые выполнены из труб большого диаметра. Расход стали Ст-3 составил 50 км/мг. Пирамида покоится на 20 столбчатых фундаментах. Для избежания температурных напряжений опорные части пирамиды по двум сторонам могут смешаться в любом направлении, а по двум другим — только в плоскости грани. Грани пирамиды сваривались в горизонтальном положении, для чего использовались специальные телескопические стойки и поддоны, которые устанавливались против узлов. Вначале укладывали нижнюю сетку поясов и прихватывали элсктродуговой сваркой.
142
Рис. 4.11а
Рис. 4.116
Рис. 4.11 Музы кал ьно-драматичес кий театр в г. Астрахани со структурными покрытиями каскадного типа:
а) проект; 6} стадия монтажа
Затем устанавливали стойки с поддонами для верхних узлов, собирали раскосую решетку и верхние пояса. Сборку производила одна бригада монтажников из пяти человек (четыре сборщика и один сварщик). Трудозатраты на сборку пролетной части грани составили 6 чел.-ч. на 1 т металла.
Для подъема граней пирамиды в проектное положение устанавливалась временная опора под вершиной пирамиды, а также монтажные мачты для подъема граней и установки их вершин на временную опору (рис. 4.10).
Другим интересным объектом, где применены аналогичные узлы, является покрытие музыкально-драматического театра в Астрахани, запроектированного Ги-протеатром совместно с ЦНИИСК, строительство которого завершено в 1987 г. (рис. 4.11). Покрытие состоит из 4-х плит, расположенных со сдвижкой по высоте на 2 м, которые образованы двумя поясными решетками из стержней трех направлений и гексогональной системой решетки. Плита над зрительным залом является наибольшей, ее габариты в плане 40 X 45 м, имеет консольный вылет 12 м и опирается на нерегулярную сетку колонн [13]
В отличие от описанных выше структурных покрытий, узлы которых выполнялись с применением ручной ванной сварки при строительстве аэровокзала в Бресте (рис. 4.12), трубчатые элементы структурной плиты покрытия размером в плане 45 X 45 м сваривались при помощи полуавтоматической ванной сварки.
143
Рис, 4.12а
Рис. 4.126
Рис. 4.12 Аэровокзал в Бресте со структурным покрытием: а) внешний вид сооружения; б) - интерьер структурной плиты
Процесс такой сварки заключается в непрерывном заполнении плавильного пространства между сплющенными концами труб и расположенными между ними медными формирующими стержнями, расплавленным металлом сварочной проволоки и оплавленных концов труб.
Применение полуавтоматической сварки взамен ручной позволило сократить время на сварку каждого узла в 2-2,5 раза, повысить качество и стабильность процесса сварки.
144
§ 4.5. Рекомендации по расчету
Общие соображения. В практике проектирования пространственных стержневых систем применяются приближенные методы расчета и расчеты с использованием ЭВМ.
Ввиду частого членения структурной плиты на составные однотипные ячейки в приближенных расчетах дискретную структуру заменяют однородной моделью в общем случае орототропной пластинкой с упругими характеристиками и граничными условиями, соответствующими действительной конструкции. Пластина обычно считается тонкой (не учитываются сдвиги в вертикальных плоскостях и напряжения принимаются равным нулю). Ее напряженное состояние описывается известным дифференциальным уравнением.
Упругие характеристики расчетной модели — жесткости пластинки на изгиб и кручение и коэффициенты Пуассона рекомендуется определять путем анализа упругих свойств составляющего структуру повторяющего элемента — «кристалла» и распространением их на расчетную модель в целом[ I].
Как показала практика проектирования и результаты численных расчетов наиболее распространенных типов регулярных структурных плит, опертых по контуру или в угловых точках разультаты приближенных расчетов хорошо согласуются с точными решениями и могут использоваться не только для качественных оценок напряженного состояния системы, но и в рабочем п рое ктиро ван ии.
Однако при сложных опорных контурах или при нерегулярной структуре плиты, когда не все ячейки заполнены раскосами или сбивается шаг поясных стержней приближенные методы расчета допускают неточности, которые при проектировании в большинстве случаев приводят к завышенному расходу материалов. Более точные решения могут быть получены с применением ЭВМ.
К расчету структурных плит на ЭВМ применяются самые различные подходы в зависимости от их конструктивных особенностей, регулярности или нерегулярности структуры решетки и условий опирания, характера очертания в плане, мощности применяемой ЭВМ и т. п.
Одним из таких подходов является использование хорошо разработанного в настоящее время метода конечных элементов (МКЭ).
При наличии ЭВМ достаточной мощности, наиболее логичным и точным является не переход от структур к сплошной заменяющей среде, а расчет их как дискретных систем. В этом случае в качестве конечного элемента принимается отдельный стержень.
Характерной чертой структурных плит является малая жесткость стержней на изгиб, что позволяет допустить при их расчете гипотезу о шарнирном соединении узлов и значительно упростить построение алгоритма расчета.
При исследовании работы структурных плит в составе более сложных систем, например, в составе каркаса здания с учетом податливости основания, с предварительным напряжением, возможно применение смешанных методов. В этом случае используется сложная основная система, отдельными элементами которой могут быть структурные плиты, колонны каркаса, упругое основание и т. п.
В ЦНИИСК вопросами исследования структурных систем с использованием ЭВМ долгое время занималась Э. В. Третьякова [ 14]. Ниже приводятся в сокращенном виде результаты ее исследований [ 15].
Учет геометрической нелинейности работы отдельных элементов в упругой стадии. При наличии эксцентриситетов в узлах рекомендуется
145
учитывать изменение жесткостей стержней на действие продольных сил в процессе нагружения, вызванное дополнительным сближением их концов за счет изгиба. Изменение жесткостей элементов в процессе нагружения приводит к перераспределению усилий в элементах и нарастанию общих прогибов конструкции.
При расчете конструкции в целом жесткости внецентренно сжатых элементов на действие продольных сил должны назначаться в зависимости от расчетных усилий таким образом, чтобы окончательные сближения концов каждого стержня (точек приложения продольной силы) с учетом развития прогибов под действием расчетной нагрузки соответствовали действительным. С этой целью расчет рекомендуется производить в 2—3 этапа с последующим корректированием жесткостей.
Учет геометрической нелинейности работы конструкции в целом. Геометрическую нелинейность рекомендуется учитывать тогда, когда перемещения конструкции под нагрузкой вызывают значительные изменения ее геометрии. Уравнения равновесия составляются в этом случае для деформированного состояния, а для их решения рекомендуется использовать шаговый метод нагружения. При использовании этого метода конструкция на каждом этапе расчета рассматривается как линейно деформируемая, но при жесткостях, соответствующих приращению нагрузки. По мере роста внешней нагрузки происходит изменение матриц жесткости отдельных стержней, при этом значения их зависят не только от геометрических параметров конструкции на каждом этапе расчета, но и от ее напряженно-де-формированного состояния. Такие матрица называются «мгновенными».
Использование сложной основной системы. Результаты расчета стержневых систем методом перемещений включает в себя перемещения всех узлов конструкции и реакции в опорных узлах от любого вида нагружения. Это позволяет расширить класс решаемых задач, используя расчет структурных плит по разработанным программам и включая их в состав более сложных систем как элементы с известными жесткостными характеристиками. В этом случае системы в целом могут рассчитываться либо методом сил, либо методом перемещений.
Условием применимости метода сил является геометрическая неизменяемость каждого из блоков, входящих в состав основной системы.
Неизвестные, полученные в результате решения системы канонических уравнений и приложенные к основной системе метода сил, обеспечивают при заданной нагрузке выполнение условий неразрывности деформаций. Усилия в элементах конструкции определяются расчетом основной системы на совместное действие нагрузки и найденных неизвестных.
Основная система метода перемещений образуется наложением фиктивных связей в узлах соединения блоков между собой.
Решая полученную систему уравнений равновесия, получаем перемещения узлов соединения блоков между собой. Окончательно напряженное состояение каждого из блоков определяется расчетом на совместное действие внешней нагрузки, приложенной к данному блоку и найденных перемещений его узлов.
Расчет неразрезных и других сложных в плане структурных плит с выделением подсистем. Для сложных структурных плит при большом количестве узлов и стержней рекомендуется производить разделение конструкции на подсистемы произвольной формы, что соответствует подразделению матрицы системы уравнений равновесия узлов конструкции на блоки.
Из всего множества узлов структурной плиты выделяются узлы связи, по которым сочленяются подсистемы и к которым сводится жесткость каждой подсистемы путем исключения внутренних узлов. Уравнения равновесия
146
узлов связи составляют окончательную систему уравнений равновесия конструкций 16].
Предварительно напряженные структурные плиты. Расчет предварительно напряженных структурных плит принципиально не отличается от расчета ненапряженных плит. Влияние предварительного напряжения заменяется соответствующими силами и конструкция рассчитывается как ненапряженная по имеющимся программам расчета на ЭВМ.
Эти силы включают в себя усилия предварительного напряжения, потерь предварительного напряжения и само напряжения в процессе нагружения. Определение усилий самонапряженности осуществляется расчетом конструкции методом сил, при этом за основную систему принимается ненапряженная конструкции, которая рассчитывается на действие внешней нагрузки и единичных сил с помощью существующих программ расчета на ЭВМ.
При расчете предварительно напряженных структурных плит рекомендуется учитывать наиболее неблагоприятные комбинации внешних нагрузок и других воздействий для характерных состояний, возникающих в процессе изготовления, транспортирования и монтажа конструкции с учетом выполнения предварительного напряжения.
Оптимальные решения рекомендуется находить либо вариантным проектированием, либо с использованием метода линейного программирования.
В практике строительства в ряде случаев предварительное напряжение осуществляют с помощью затяжек, что позволяет увеличить перекрываемый пролет, выравнить усилия в элементах и в конечном счете понизить расход металла.
Задача отыскания оптимальной структурной плиты с затяжками сводится к следующим двум этапам:
—	нахождение усилий в затяжках, при которых расход материалов минимален;
—	выбору материала затяжек их сечений и сил предварительного напряжения, при которых будет обеспечиваться условие неразрывности деформации при заданных усилий в затяжках.
В структурных плитах из-за большой гибкости сжатых стержней часто нельзя дать значительное однократное предварительное напряжение, поэтому рекомендуется многоступенчатое предварительное напряжение, оно возможно при следующих условиях.
—	большие постоянные нагрузки, которые могут быть переданы на структуру по частям;
—	стержни структуры приблизительно одинаково сопротивляются сжатию и растяжению.
В ряде случаев преднапряжение осуществляется осадкой опор, при этом разность отметок опирания по контуру структурных плит назначается из условия максимального выравнивания усилий в стержнях структурной плиты.
Система канонических уравнений метода сил для структур, напрягаемых осадкой опор имеет бесчисленное множество решения, из которых находится одно определяющее — минимальный расход металла.
Расчет структурных плит при упругопластической работе материала. В структурных плитах из-за высокой степени их статической неопределимости, а также унификации элементов недоиспользуется несущая способность. В тех случаях, когда прогибы данных систем под действием расчетных нагрузок меньше допустимых, рекомендуется использовать резервы несущей способности конструкций за счет работы отдельных стержней в упру го пластической стадии. Это позволяет снизить расход металла
147
на конструкцию, выровнить усилия в элементах и уменьшить число типоразмеров стержней.
Развитие пластических деформаций в структурных плитах целесообразно допускать в случае, когда имеется запас по прогибам не менее 20% допустимых величин. В этом случае можно уменьшить количество типоразмеров стержней при незначительном (до 7%) снижении общей массы покрытия. В случае когда имеется большой запас по прогибам (30—40%), можно одновременно с уменьшением количества типоразмеров стержней добиться большей экономии металла.
Экономическая эффективность использования пластической области работы стержней тем выше, чем больше степень статистической неопределимости (с учетом внешних связей). Например, при контурном опирании целесообразно предусмотреть большие запасы по прогибам с тем, чтобы в упругопластической стадии уменьшить количество типоразмеров и сократить расход материала.
Развитие пластических деформаций допускается лишь в тех стержнях, исключение которых из работы конструкции не превращает ее в геометрически изменяемую систему. В растянутых стержнях в упругопластической стадии возможно некоторое увеличение усилий в соответствии с действительной диаграммой работы материала. В сжатых стержнях возможен переход в запредельную область работы при некотором уменьшении в них усилий.
Как показывает экспериментально-теоретические исследования, вне-центренно-сжатые стержни после достижения предельных усилий способны выдерживать значительную часть от этих усилий, если сближение их концов ограничены перемещениями узлов конструкции в целом. [16]
Расчет структурных плит при упругопластической работе материала рекомендуется проводить при одновременном учете физической и геометрической нелинейности, используя шаговый метод нагружения. В этом случае мгновенная матрица жесткости конструкции в целом должна определяться с учетом изменения жесткостей элементов в процессе нагружения в упругой и упругопластической стадиях.
Алгоритм расчета внецентренно сжатых стержней с учетом развития пластических деформаций рекомендуется строить на основе аппроксимации стержня дискретной моделью, учитывающий развитие пластических деформаций как по длине стержня, так и по глубине упругого ядра, а также соответствующее деформациям смещение нейтральной оси. Расчет рекомендуется проводить по деформированной схеме шаговым методом на заданные сближения концов стержня. Это позволяет исследовать его поведение до полного разрушения, включая стадию работы после достижения предельного усилия.
Вычислительные комплексы наиболее часто используемые при расчете структур и их технические возможности.
Расчеты на ЭВМ структурных систем традиционно осуществляются с применением таких вычислительных комплексов как Лира, Феникс (НИИ-АСС, г. Киев), Гамма (Киев, ЗНИИЭП), МАРСС(ЦНИИПИАСС, г. Москва), Спринт-3 (МИИТ, г. Москва), М АСИС (г. Ереван).
Вычислительные комплексы — это большей частью универсальные программы, позволяющие рассчитывать широкий класс конструкций, включающих как дискретные так и континуальные системы. Вследствие своей универсальности они обладают достаточной сложностью алгоритмов, которые в ряде случаев не позволяют учитывать всю гамму специфики работы структурной пространственной конструкции. Так например вычислительный комплекс «Лира» позволяет рассчитывать структурные конструкции в
148
предположении только линейного деформирования системы при упругой работе всех элементов.
Следует заметить, что в вычислительном плане расчеты стержневых систем в линейной постановке представляют один из наиболее легких аспектов проблемы расчета, при этом в подавляющем большинстве применяемые в практике перекрестно-стержневые системы удовлетворяют этому условию.
Программа «Гамма», предназначена для расчета пространственных стержневых систем произвольного вида, в том числе с учетом геометрической нелинейности. Программа позволяет производить расчет системы на статические силовые, кинематические и температурные воздействия. При расчете континуальных или комбинированных систем используются их стержневые модели. Основной задачей программы является определение усилий и перемещений в элементах строительных конструкций в процессе возведения и эксплуатации. Комплекс ориентирован на расчет конструкций с большим количеством элементов и высокой степенью статической неопределимости. Задача решается в функциях перемещений узлов, каждый из которых в общем случае имеет 6 степеней свободы. Уравнения, описывающие напряженное состояние системы в перемещениях, линеаризуются методом многоступенчатого нагружения. Расчет в линейной постановке рассматривается как частный случай этого метода и выполняется за одну ступень нагружения.
Вычислительный комплекс «ФЕНИКС» предназначен для расчета произвольных пространственных систем с учетом геометрической и физической нелинейности. Этот комплекс позволяет определять напряженно-деформированное состояние конструкции от действия различных видов силовых и деформационных воздействий. При этом, расчет конструкции может быть выполнен на последовательный ряд нагружений с учетом истории нагружения.
Решение нелинейных уравнений, описывающих напряженно-деформированное состояние конструкции, в том числе с учетом неупругих свойств материала, выполняется с использованием различных модификаций шагового метода.
Вычислительный комплекс МАСИС (Машинная Автоматизированная Система Исследования Сооружений) предназначен для автоматизации широкого круга работ, связанных с расчетом, проектированием и исследованием различных пространственных металлических конструкций и в том числе структурных. Кроме проведения линейного статического расчета этот вычислительный комплекс позволяет производить расчеты с учетом геометрической и физической нелинейности, при этом исследуются предельные состояния стержневых конструкций, выявляются резервы их несущей способности, что позволяет решать задачи выбора рациональных конструктивных систем. Этот комплекс позволяет также смоделировать на ЭВМ процесс испытания конструкций и ее поведение под нагрузкой вплоть до разрушения. [ 16]
В завершении обзора отметим универсальную программу «Вэдика», разработанную в ЦНИИСК к.т.н. Э. В. Третьяковой для исследования как пространственных стержневых систем с количеством элементов до нескольких тысяч, так и отдельных стержней сложного, в том числе переменного по длине поперечного сечения. Расчет может производиться как на заданные нагрузки, так и на заданные перемещения, а организация итерационно-шагового метода позволяет учитывать историю нагружения, т. е. изменение характера приложения сил или перемещений на каждом из этапов расчета.
149
При расчете пространственных стержневых систем возможен учет начальных несовершенств стержней, расцентровок в узлах, изменения жесткостей стержней в связи с развитием в них прогибов и других факторов. При расчете отдельных стержней сложного, в том числе переменного по длине сечения, возможен учет внецентренного приложения к ним нагрузок в любых местах по длине, произвольных граничных условий, изготовления из материалов с различными значениями расчетных сопротивлений, наличия несовершенств в виде искривлений и изменения толщин стенок и других факторов.
С помощью программы «Вэдика» для отдельных стержней расчетом на заданные сближения концов могут быть получены полные диаграммы их работы, включая стадию после достижения предельного усилия. Расчет конструкций в целом осуществляется с использованием конкретных диаграмм в качестве исходных данных.
Программа «Вэдика» обеспечивает возможность исследования сложных стержневых систем с учетом особенностей деформирования элементов в процессе нагружения, позволяет следить за развитием пластических формаций, искривлением стержней и изменением геометрии системы в целом вплоть до разрушения.
§ 4.6 Изготовление структур
Общие положения. Технология изготовления рассматриваемых конструкций по способам обработки проката, сборки и сварки элементов, малярно-погрузочным работам аналогична технологии изготовления металлических конструкций в условиях заводов строительных металлических конструкций. Однако по требованиям точности и допускам на готовую продукцию технология изготовления приближается к технологии машиностроительного производства.
Для этих конструкций различают: технологию изготовления конструкции поставляемых на площадку отдельными стержневыми и узловыми элементами; технологию изготовления структур, поставляемых на площадку длинноразмерными стержнями и укрупненными элементами в виде пирамид, плоских или пространственных ферм или пространственных блоков.
Конструкции, поставленные на монтажную площадку отдельными стержневыми и узловыми элементами, для возможности сборки должны иметь высокую точность размеров. Такую точность, можно достичь лишь при механической обработке как отдельных деталей, так и элементов на токарном, фрезерном и сверлильном оборудовании. Сборочно-сварочные операции на заводе при изготовлении таких систем имеют незначительный объем или отсутствуют совсем.
При организации производства этих конструкций рекомендуется учитывать как повышенную точность изготовления деталей и элементов, так и возможность их изготовления преимущественно на механических или специализированных заводах по производству структур, оснащенных парком токарного, фрезерного и т. п. оборудования.
Перекрестно-стержневые конструкции, поставляемые на площадку укрупненными элементами в виде длинноразмерных стержневых и укрупненных плоских или пространственных элементов, имеют менее жесткие требования к точности изготовления, чем структуры из отдельных стержневых и узловых элементов, а требования к точности изготовления отдельных деталей практически не отличаются от требований, предъявляемым к сварным строительным металлоконструкциям. .
150
Однако при изготовлении конструкций из длинноразмерных и пространственных элементов необходимо сборку и сварку элементов, поставляемых на площадку, осуществлять в специальных кондукторах, обеспечивающих повышенную по сравнению с традиционными сварными конструкциями точность размеров.
При разработке конструкций необходимо стремиться к возможно большему числу однородных деталей, обрабатываемых без переналадки оборудования.
До начала серийного изготовления этих систем рекомендуется производить технологическую проверку конструкции с учетом местных условий изготовления и имеющегося оборудования. В связи с этим, в ряде случаев необходимо внесение некоторых изменений в конструкцию, что возможно осуществить только после согласования с проектной организацией.
Первый образец выпускаемой конструкции проходит контрольную сборку, оформленную актом с участием представителей указанных организаций. При этом проверяются размеры конструкции, качество соединений сборочных деталей друг с другом, монтажных сопряжений отдельных отправочных элементов и т. п. В дальнейшем контроль качества продукции производится по соответствующим техническим условиям.
Перед началом серийного производства и при внесении заводом в конструкцию изменений, связанных с имеющимся технологическим оборудованием, следует проводить натурные испытания головного (опытного) образца структурной конструкции или ее элементов. Схема и программа испытаний согласовываются с организацией — разработчиком конструкций.
Технология изготовления конструкций с элементами на одну ячейку
Изготовление конструкции со стержнями, соединенными в узлах без дополнительных деталей, например, с узлами на ванной сварке (см. рис. 4.8) производится по одному технологическому процессу.
Технология изготовления структур с узловыми деталями делится на два самостоятельных процесса: изготовление стержневых и изготовление узловых элементов, что вызвано значительным отличием "операций и оборудования. По такой технологической схеме изготавливаются, например, конструкции типа «МАРХИ» и «Кисловодск» с элементами из труб, а также с элементами из открытых холодногнутых профилей с узловыми элементами, сваренными из листовых фасонок, и т. д.
Изготовление стержневых элементов во всех этих конструкциях весьма близко по технологии и заключается в резке профиля на элементы определенной длины и в зависимости от конструкции узлового соединения, обработке концов, сборке и при наличии узловых деталей в их приварке.
Изготовление узловых деталей включает в себя операции резки проката, сборки и сварки, или штамповки и обработки деталей на токарно-винторезных, сверлильных и фрезерных станках или ковки, горячей штамповки с последующей сборкой и сваркой.
Резку труб на мерные заготовки рекомендуется производить по упору труборезными станками, зубчатыми, дисковыми, ленточными пилами или термопилами, а также при помощи автоматов и полуавтоматов для кислородной резки или другими способами огневой резки при условии соблюдения чистоты реза, обеспечивающей качественную приварку узловых элементов.
Основным элементом заводского изготовления конструкций из труб с узловыми сопряжениями, выполненными с помощью ванной сварки без применения специальных узловых деталей, является трубчатый стержень со сплющенными концами (см. рис. 4.8). Технологический процесс изготовления
151
Рис. 4.13 Формирование концов трубчатых элементов
таких элементов включает: резку труб на мерные заготовки, нагревание их концов, сплющивание концов и формирование переходной части трубы, резку сплющенных концов, выборочный контроль качества выполнения обработки сплющенных концов и размеров элементов, покрытие стержней защитными составами и подготовку их к отправке на место монтажа (маркировка и упаковка).
Нагревание концов труб перед сплющиванием может быть осуществлено газовыми кольцевыми горелками, в газовых и мазутных печах, с помощью индукционного электронагрева, а также в кузнечном горне. Нагревать рекомендуется участок трубы, равной по длине трем диаметрам трубы (в пределах переходной части стержня), по всей окружности трубы или в местах наибольшего перегиба, доводя температуру нагревания до 900—1100° С.
Холодное сплющивание рекомендуется применять для тонкостенных (3— 4 мм) труб из стали класса С38/23, если не происходит разрыв стенок в местах наибольшего перегиба или технически осуществима заварка продольных трещин на полную их глубину. При появлении трещин в направлении, отличном от продольного, стержни рекомендуется отбраковывать.
Формирование переходной и сплющенной частей трубчатых стержней рекомендуется производить при помощи специальных матриц и пуассона, обеспечивающих уклон переходной части поясных и раскосных стержней 1 : 6. (Рис. 4.13)
Формирование осуществляется с использованием стандартного кузнечнопрессового оборудования мощностью 50 тс для труб размером до 89 X 4 мм и менее, 100 тс для труб до 114Х 12 мм и 200 тс для труб до 219 X 12мм.
Концы заготовок должны быть сплющены до полного соприкосновения стенок.
Сплющивание поясных стержней производится под прямым углом к оси стержня, раскосных - под косым. Ошибку в угле сплющивания его концов рекомендуется исправлять при резке стержня по размеру и оформлении его концов.
152
Резку сплющенных частей трубчатых элементов по размеру рекомендуется выполнять в один прием без дополнительной подгонки. Наиболее производительным механизмом для этих работ являются гильотинные ножницы при условии обеспечения чистоты.
Структурные конструкции, собираемые из отдельных стержней и узловых элементов, аналогичные системам «МАРХИ» и «Кисловодск», рекомендуется изготавливать серийно на специализированных заводах в объеме сортамента унифицированных элементов, оговоренного техническими условиями на конструкцию.
Технология изготовления конструкций с длинноразмерными поясами
Структурные конструкции с длинноразмерными поясными элементами рекомендуется членить на монтажные элементы, проходящие на заводе только операции механической обработки, и элементы, проходящие полный технологический процесс изготовления т. е. обработку, сборку и сварку.
Примером конструкций этой группы являются структуры из прокатных профилей системы «ЦНИИСК» и частично системы «Москва», предназначенная для монтажа в отдельных районах, с монтажными соединениями на болтах нормальной точности. Более 65% массы элементов структуры изготавливаются при выполнении двух операций: резка проката на элементы определенной длины и образование отверстий. Остальные элементы в виде длинноразмерных стержней верхнего пояса с приваренными листовыми фасонками проходят операции сборки в кондукторах и сварки.
Исключение операций по сборке и сварке для ряда элементов позволяет значительно сократить трудозатраты на изготовление конструкций и организовать изготовление деталей на поточных линиях с механизацией и автоматизацией процессов.
Конструкции с длинноразмерными поясами систем «ЦНИИСК» и «Москва» рекомендуется производить на специализированных заводах металлоконструкций с применением прогрессивного крупносерийного производства на поточных линиях, механизированных способов обработки деталей, сборки и сварки конструкций, обеспечивающих высокую производительность и требуемое качество продукции.
При небольших объемах производства конструкции могут изготавливаться на обычных заводах металлоконструкций средней и малой мощности.
При изготовлении конструкций из прокатных профилей с длинноразмерными поясами выделяются две технологические линии: изготовление длинноразмерных верхних поясов с приваренными фасонками и изготовление длинноразмерных нижних поясов, раскосов и распорок, подвергающихся только операциям механической обработки.
На первой линии технология изготовления близка к технологии изготовления сварных металлоконструкций и структурных конструкций размером на ячейку. Отличие от первых заключается в меньших габаритах отправочных элементов, в допусках на геометрические размеры и в требовании изготовления элементов только в кондукторах, от вторых — в больших габаритах, кондукторной оснастке и менее жестких требованиях по допускам.
При изготовлении верхних поясов резку двутавров, оба конца которых встык присоединяются к другим деталям, рекомендуется производить механическими пилами или наиболее производительным способом — штампом по упору. Уголок рекомендуется резать только штампом по упору. При небольших объемах производства допускается кислородная резка профилей по шаблону.
153
Резку деталей из листа рекомендуется выполнять штампами с одновременным проколом отверстий. При небольших объемах производства листовые детали вырезаются на гильотинных ножницах, а отверстия рекомендуется сверлить по накладным кондукторам с впрессованными втулками.
Сборку и сварку поясов следует выполнять в кондукторах, при этом сварку заводских соединений рекомендуется производить полуавтоматами в среде углекислого газа. Допускается при отсутствии оборудования выполнять ручную дуговую сварку.
При серийном изготовлении конструкций операции резки уголка и образование отверстий продавливанием объединяются в одном штампе. При небольших объемах производства допускается раскосы и нижние пояса изготавливать раздельными операциями: резка и образование отверстий.
Размеры стержневых деталей структурных блоков, отправляемых на монтаж без заводской сборки, не должны отличаться от проектных больше, чем на 3 мм.
Учитывая, что разницу между диаметрами болта и отверстия в таких конструкциях рекомендуется принимать 1 мм с допускаемым отклонением 0; +0,6 мм, отклонения расстояний между группами отверстий не должны превышать 1 мм в раскосах и 2 — 2,5 мм — в поясах, а между отверстиями в группах — 0,7 мм.
Технология изготовления конструкций из стержневых пирамид
В настоящем разделе ограничимся кратким описанием технологии изготовления наиболее распространенных конструкций, изготавливаемых из прокатных открытых профилей. Отправочной маркой здесь являются пирамиды и плоские рамки или длинноразмерные плети выполняющие роль нижних поясов, объединение которых осуществляется посредством листовых фасонок на электродуговой сварке. Профильные элементы в виде прокатных уголков обычно режутся уголковыми ножницами, а листовая сталь — гильотинными ножницами. В листовых деталях отверстия осуществляют групповым проколом или просверливанием, предварительно собирая их в пакет.
Для обеспечения нормальной собираемости пирамид в общую стержневую плиту, сборку отдельных стержней в пирамиду необходимо осуществлять в достаточно жестком кондукторе, обеспечивающим соблюдения не только общих габаритных размеров, но и соосность отверстий в сопрягаемых фасонках. Для этой цели рекомендуется на жесткой плите кондуктора иметь четыре упора с отверстиями для фиксации фланцевых элементов, привариваемых к основанию пирамиды, и «Г»-образной консольной стойки с болтами на концах для точного закрепления узлового элемента вершины пирамиды. Для ориентации раскосов рекомендуется предусмотреть направляющие фасонки, приваренные к плите основания.
Сборка пирамиды начинается с прибалчивания фасонок к упорам кондуктора основания пирамиды, укладки и прихватки сваркой стержней основания, далее устанавливается узловой элемент вершины пирамиды, выверяется положение раскосов и прихватываются к узловым элементам. [ 8]
Основная сварка пирамид обычно выполняется вручную с контовкой их для наложения сварных швов в нижнем положении. При осуществлении нижних поясов посредством плоских рамок их сварка осуществляется также в соответствующем кондукторе.
154
§4.7 Рекомендации по монтажу
Общие сведения
Монтаж структурных покрытий может осуществляться следующими способами: навесной сборкой; сборкой на проектной отметке на подмостях; полностью собранными на земле покрытиями или отдельными крупными их частями; укрупненными блоками [ 1—8] [ 17—20].
Навесным способом рекомендуется собирать структурные плиты регулярного строения из стержневых элементов размером на одну ячейку небольшой массы с болтовыми или замковыми узловыми соединениями.
Сборка покрытия и подача элементов к месту установки производится вручную без подмостей, сборочных линий и стендов, а также грузоподъемных механизмов.
Навесной монтаж структурных покрытий рекомендуется применять при строительстве небольших зданий индивидуального назначения в гражданском и сельском строительстве, а также при отсутствии монтажных механизмов достаточной грузоподъемности или стесненных строительных площадках.
При необходимости перекрывать большие пролеты и наличии свободного пространства в перекрываемом пролете применяют полунавесную сборку с опиранием на временные дополнительные опоры внутри здания или на передвижные подмости. При использовании передвижных подмостей рекомендуется собирать также структурные плиты с узловыми соединениями на сварке.
Сборка покрытия производится вручную. Подачу элементов на передвижные подмости рекомендуется осуществлять подъемниками, лебедками или, если позволяет площадка, легкими мобильными или башенными кранами.
Сборка стержневых плит на проектной отметке предполагает дополнительные расходы на сооружение подмостей и исключает выполнение под покрытием других строительных работ до разборки подмостей. Поэтому этот способ может быть рекомендован только в исключительных случаях, когда другие более прогрессивные способы по каким-либо причинам не могут быть использованы.
Сборка плит на подмостях производится вручную и может осуществляться при любых узловых сопряжениях при условии членения системы на короткоразмерные элементы. Подъемные средства применяются такие же, как и при навесных способах монтажа.
Монтаж структурного покрытия, целиком собранного на земле или крупными частями, рекомендуется применять для зданий павильонного типа, а также индивидуального строительства большепролетных зданий при свободной площади под перекрываемым пролетом. Этот способ может быть применен для структурных плит любой конструкции и членения на отправочные марки, в том числе для многопролетных неразрезных покрытий. Сборка структурной плиты в зависимости от массы отправочных марок производится вручную или с использованием кранов малой и средней грузоподъемности.
При размере здания в плане до 36 X 36 м и свободной площадке вокруг него рекомендуется для подъема плиты использовать один или два монтажных крана большой грузоподъемности, (рис. 4.14) Степень строительной готовности собранного покрытия определяется грузоподъемностью крана. При сборе только металлических конструкций и наличии механизмов достаточной грузоподъемности таким способом могут возводиться покрытия зданий размером до 48 X 48 м.
155
Рис. 4.14 Схема монтажа структурного блока размером 30 X 30 м с консольными свесами.
1 — место складирования элементов конструкций; 2 — монтажный блок; 3 — профилированный настил; 4 — монтажный кран; 5 — блок на временных опорах при сборке капителей; 6 - блок в проектном положении; 7 -колонны; 8 -- временные опоры; 9 — траверса для строповки.
Применение кранового оборудования большой грузоподъемности для подъема собранной на земле структурной плиты способствует сокращению сроков монтажных работ, в то же время применение этого способа для монтажа покрытия одного здания не всегда целесообразно в виду значительной стоимости транспортировки, монтажа и демонтажа кранов большой грузоподъемности.
Подъем собранного покрытия большой площади осуществляется специальными приспособлениями и гидравлическими подъемниками большой грузоподъемности (рис. 4.15). Покрытие рекомендуется собирать до полной строительной готовности, а при значительной массе его и отсутствии подъемников требуемой мощности — собирать только металлоконструкции с включением профилированного настила или собирать крупными частями, что предпочтительно при наличии постоянных или временных промежуточных опор.
156
Рис. 4.15 Схема подъема собранного покрытия на проектную отметку электромеханическими подъемниками.
а — подготовка площадки, установка колонн и встроенных опорных капителей; б — сборка конструкций и устройство кровли; в, г -последовательные положения конструкции во время подъема; 1 колонна;
2 — конструкция покрытия; 3 — встроенная капитель;
4 - кран; 5 — кровля; 6 — подъемник.
к
При проектировании монтажа этим методом следует учитывать длительность процесса установки и наладки подъемных приспособлений и невозможность одновременного выполнения в перекрываемом пролете других работ в течение всего периода от подготовки к сборке до закрепления конструкции на проектной отметке, а также в ряде случаев увеличение стоимости монтажа по сравнению со способами, выполняемыми с применением кранов.
При возведении покрытий однопролетных и многопролетных одноэтажных зданий большой площади рекомендуется применять монтаж структурных плит укрупненными блоками, при котором собранный на земле блок поднимается самоходными стреловыми или башенными кранами.
С учетом применения этого метода монтажа рекомендуется проектировать покрытие, в котором несущие структурные плиты расчленяются на отдельные блоки размером на ячейку сетки колонн.
Монтаж структурных плит укрупненными блоками является наиболее быстрым и универсальным способом. Поэтому при проектировании покрытий для одноэтажных зданий с наиболее распространенной сеткой колонн 12 X 18; 12 X 24, 18 X 18, 18 X 24 и др. рекомендуется конструкцию плиты разрабатывать с учетом применения, в основном, этого способа монтажа.
Подготовительные работы
К монтажу структурных конструкций покрытий рекомендуется приступать после выполнения комплекса строительных подготовительных и монтажных работ, предусмотренных проектом производства работ и обеспечивающих начало и бесперебойное производство монтажа конструкций. К этому времени должны быть закончены работы нулевого цикла с устройством бетонной подготовки под полы (при сборе конструкций в зоне подъема), приняты фундаменты для всего сооружения или его части, смонтированы или возведены постоянные и предусмотренные ППР временные опоры, оборудованы места укрупнительной сборки конструкций.
Конструкции, поступающие раньше срока начала монтажа при неподготовленных площадках укрупнительной сборки, рекомендуется принимать на приобъектный склад с последующей подачей в зону сборки.
При большом объеме стальных конструкций и поставке элементов структурных блоков россыпью с максимальной загрузкой вагонов приемку их целесообразно организовывать на центральном складе-базе, где и производить комплектацию блоков и подготовку элементов к сборке. Скоп-лектованные конструкции подаются непосредственно на место укрупнения в соответствии с очередностью сборки и монтажа блоков.
157
Рис. 4.16а
Рис. 4.16 Монтаж структурного покрытия из блоков размером 24 X 12 м со сборкой их у места подъема
а) схема монтажа; 6) подъем с использованием одного крана. 1 — склад металлоконструкций; 2 — смонтированные блоки; 3 —- монтируемый блок; 4 — монтажные краны; 5 — участок блока без профилированного настила; 6 — сборочные приспособления; 7 — профилированный настил; 8 — траверса для подъема блоков.
Разгрузку и хранение конструкций до начала монтажа, а также транспортирование их в пределах монтажной площадки рекомендуется производить способами, исключающими повреждения конструкций, грунтовки и окраски. Расконсервацию элементов рекомендуется производить непосредственно перед монтажом. Положение элементов при подаче должно обеспечивать безопасность и наименьшую трудоемкость работ, исключить необходимость в перегрузке, кантовке и т. п.
Укрупнительная сборка на земле
Основной способ монтажа перекрестно-стержневых плит в отечественном строительстве одноэтажных однопролетных и многопролетных производствен-
158
Рис. 4.16 6
ных и гражданских зданий основан на сборке в уровне земли отдельных элементов в пространственные стержневые плиты или так называемые «блоки» покрытия с последующим их подъемом в проектное положение.
Укрупненными блоками монтируются основные структурные системы, разработанные для массового строительства, в том числе конструкций «Кисловодск», «МАрхИ», «ЦНИИСК», «Москва» и др. (рис. 4.16)
В состав укрупненного блока, кроме металлических конструкций покрытия, рекомендуется включать конструкции кровли, технологические коммуникации, трубопроводы, оборудование и т. д., прокладываемые внутри блочного пространства, а также пути подвесного транспорта, конструкции подвесного потолка и т. п., располагаемые под элементами нижнего пояса структурной плиты.
Укрупнительная сборка структурных блоков производится в зоне монтажного механизма у места подъема или на специально отведенных для этой цели площадках, оборудованных сборочными механизмами, стендами, кон
159
дукторами и другими приспособлениями, предусмотренными проектом производства работ.
При площади зданий до 5 тыс. м2 рекомендуется укрупнять в блоки только металлические конструкции покрытия и производить работы по укрупнению непосредственно у места подъема, используя для этого монтажные механизмы.
При площади зданий до 15—20 тыс, м2 или при больших площадях, но небольшой интенсивности монтажа и размерах блоков до!8Х 18и 12Х36м рационально организовывать сборочную линию с небольшим (3—5) количеством стоянок и укрупнять блоки не до полной строительной готовности. Степень строительной готовности определяется технико-экономическим расчетом. Подъем блоков производится одним краном большой грузоподъемности (63—100 т) или специальными установщиками с подачей блоков на них двумя мобильными кранами или стационарными монтажными механизмами.
При монтаже покрытия площадью более 15—20 тыс. м2 и размерах блоков до 18 X 18 и 12 X 24 м, а также при площади покрытия более 20—25 тыс. м2 и размерах блоков до 18 X 24 и 12 X 36 м, интенсивности монтажа 1—2 блока в сутки рекомендуется организовывать укрупнительную сборку блоков до полной строительной готовности на конвейерной линии.
Состав конвейера
Конвейерную линию на строительной площадке рекомендуется располагать в зависимости от конструктивно-планировочного решения объекта, очередности его возведения, наличия свободных площадей и т. д.
Конвейер в общем случае включает в себя сборочную, раздаточную и транспортную линии. Их расположение должно обеспечивать удобную подачу блока покрытия от места сборки к монтажному крану.
Сборочная линия может располагаться параллельно пролетам строящегося здания, в одном из пролетов, на продолжении или параллельно раздаточной линии. Раздаточная линия размещается в торце здания, транспортная — в пролетах.
При значительном удалении сборочной линии от объекта раздаточную линию целесообразно не устраивать. Транспортировку собранных блоков в этом случае рекомендуется осуществлять тягачом на специальных прицепах.
При подаче блоков в зону монтажа специальным установщиком транспортная линия может не устраиваться. Для подачи блоков рекомендуется использовать подкрановые балки и постоянные подкрановые пути строящегося объекта. Раздаточная же линия в этом случае обязательна.
Эффективность применения конвейерной сборки резко снижается из-за различных перерывов в работе конвейера, в частности из-за несвоевременной или некомплектной поставки конструкций. Во избежание этого рекомендуется создавать на складе производственный запас элементов конструкций, объем которого определяется интенсивностью работы конвейера и составляет от 35 до 50% общего объема конструкций.
Укрупнительную сборку блоков при внутреннем расположении колонн (системы «Мархи» и «Кисловодск») рекомендуется производить у места подъема в двух вариантах последовательности.
При первом — сборку начинают от любой, установленной в проектное положение колонны. Собирают первую пирамиду и устанавливают горизонтально на инвентарных подкладках или винтовых, регулируемых по высоте, опорах с закреплением в вертикальных резьбовых отверстиях узловых элементов основания пирамиды. Присоединяют к собранной пирамиде элемен
160
ты основания и наклонных ребер следующей пирамиды и соединяют вершины пирамид стержневым элементом верхнего пояса. При этом колонну рекомендуется разместить в центре треугольника, образованного стержневыми элементами нижних поясов и наклонных ребер первой пирамиды и проекцией стержневого элемента, объединяющего вершины пирамид на основание.
Последующую сборку конструкции производят в направлении ближайшей колонны, наблюдая за тем, чтобы оси нижних элементов были параллельны оси колонн. При достижении второй колонны производят корректировку собранной пространственной фермы относительно колонн и в дальнейшем ведут сборку в направлении третьей колонны, обеспечивая равномерный зазор между стержневыми элементами и колоннами.
Дальнейшую сборку конструкции покрытия можно производить в любом направлении от двух взаимно перпендикулярных пространственных ферм.
При втором способе собирают центральную часть блока размером 9 X 9 м на восьми опорах, выверенных по высоте и относительно осей колонн. Затем укрупняется описанным выше способом блок до 21 X 21 м с перестановкой внутренних опор. После этого блок доукрупняют до блока размером 30 X 30 м и т. д.
При сборке конструкции покрытия узловые элементы нижнего пояса рекомендуется устанавливать в одной горизонтальной плоскости при помощи домкратов или регулируемых по высоте винтовых опор, которые по мере сборки блока переставляются в зону работы. Кроме основных опор, рекомендуется под каждый узел нижнего пояса устанавливать временные прокладки, исключающие провисание узлов.
Отклонение верха опор в местах опирания узловых элементов нижнего пояса не должно превышать ± 5 мм.
Подъем конструкции на эксплуатационную отметку
Подъем блоков, собираемых у места подъема производится в зависимости от размеров блоков и площади застройки двумя кранами средней грузоподъемности, или одним краном большой грузоподъемности. Для подъема стержневых плит больших размеров индивидуальных зданий нашли применение также подъем с использованием монтажных мачт, оборудованных палиспа-стами, или ленточными подъемниками.
Подъем конструкций покрытия следует производить после проверки правильности выполнения всех соединений и соответствия собранной конструкции монтажной схеме. Подъем блоков рекомендуется производить при законченной кровле и уложенных в структуре плиты необходимых технологических коммуникаций.
При кранах недостаточной грузоподъемности допускается подъем блоков с частичной укладкой настила при проектном закреплении его, или без настила. Частичная укладка настила производится на блоке симметрично его оси.
Блоки структурных конструкций системы «ЦНИИСК», «Москва» рекомендуется поднимать только с уложенным и закрепленным настилом. Допускается в блоках размером 18X12 и 24X12 м с верхними поясами из двутавра № 18 и более настил укладывать на площади не менее 12 X 12 м симметрично оси блока. В этом случае на смонтированный блок рекомендуется настил подавать пачками массой не более 1 т с раскладкой каждой пачки непосредственно после подачи.
К оригинальным способам монтажа перекрестно-стержневых плит следует отнести подъем стержневой плиты покрытия стоянки автобусов в Нижнем
6	5982
161
Рис. 4.17 Подъем структурной плиты размером 57 X 57 м в г. Нижний Тагил
Тагиле. Плита размером 57 X 57 м собиралась в уровне земли из пирамид, соединяемых на фланцах при помощи высокопрочных болтов. Подъем плиты осуществлялся палиспастами при помощи четырех «П»-образных мачт. При этом колонны, идущие по периметру, крепились к плите при помощи шарниров. До подъема колонны так же как и плита были в уровне земли и располагались веером по контуру. По мере подъема плиты поднимались так же и колонны, приобретая наклонное положение (рис. 4.17), а затем и вертикальное, после чего они жестко соединялись с башмаками фундаментов. Время подъема плиты составило 4 часа.
Монтаж перекрестно-стержневых плит способом надвижки
При строительстве индивидуальных зданий нашел так называемый способ «надвижки» перекрестно-стержневых плит, поэтапно собираемых на специальных площадках в уровне проектных отметок. Примером этого способа монтажа может служить монтаж плиты над зрительным залом драматического театра в Астрахани размером 40 X 45 м. Для сборки конструкций в торце здания в уровне покрытия была возведена сборочная площадка размером 48 X 7 м. Длина ее несколько превышала максимальный поперечный размер покрытия в плане, а ширина обеспечивала возможность сборки трех рядов пирамид являющихся отправочной маркой стержневой плиты. Для надвижки смонтированной части покрытия были предусмотрены три направляющих из двутавров с прикрепленными к ним крановым рельсам. Центральная направляющая устанавливалась на временные опоры, боковые — на стены. Надвижка осуществлялась винтовыми домкратами, что обеспечивало плавное и равномерное, без перекосов, перемещение стержневой плиты.
162
Рис. 4,18 Надвижка алюминиевой плиты в г. Сочи
Интерес также представляет надвижка алюминиевых перекрестно-стержневых плит, осуществленная при строительстве летнего концертного зала в Сочи (рис. 4.18) Напомним, перекрестно-стержневая плита в виде шестиугольника, три стороны которого имели размеры по 36 м, а три другие — по 45 м.
Плита собиралась из стержневых пирамид с размером основания 3 м и высотой 2,6 м. Монтаж конструкции в проектное положение осуществлялся методом надвижки.
Для этой цели примерно в одной трети плана покрытия на специальных стойках укладывались рельсовые пути. Вне контура устраивалась площадка, на которой монтировалась стержневая плита шириною 7,8 м и по направляющим путям надвигалась к месту ее установки. Поскольку план кровли был шестигранный эти плиты имели различную длину, концы которых при движении работали по консольной схеме.
В качестве примера надвижки стержневых плит с одновременным их разворачиванием в вертикальной плоскости приведем монтаж шатрового покрытия рынка в г. Тольятти. Как упоминалось выше здание рынка представляет собой четырехгранную пирамиду с размерами основания 60 м и высотой 26,8 м. Грани пирамиды собирались и сваривались на строительной площадке в горизонтальном положении при этом их вершины располагались поблизости от фундаментов. Под вершиной пирамиды устанавливалась временная стойка, служащая при подъеме граней опорой их вершины. Грани надвигались с одновременным подъемом вершины при помощи трех одновременно работающих кранов на гусеничном ходу: двух кранов ДЭК-50 и одного СКГ-100. При подъеме граней горизонтальное перемещение производилось путем одновременного движения всех трех кранов, вертикальное перемещение вершин осуществлялось по одному.
Время подъема одной грани составляло 3—4 часа.
6*
163
Устройство кровли, путей подвесного транспорта, окраска конструкций
При проектировании и разработке технических условий на перекрестностержневые конструкции необходимо предусматривать поставку их на монтажную площадку полностью окрашенными.
Перед окраской наружная поверхность очищается от ржавчины, окалины, грязи, защитной смазки и жировых загрязнений. Сварные швы тщательно зачищаются.
Очистка поверхности от ржавчины и окалины производится на стадии подготовки металлопроката и после механической обработки.
Кровлю перекрестно-стержневых плит покрытий наиболее целесообразно проектировать с применением наиболее легких материалов. В этом отношении широкое применение нашел стальной и реже алюминиевый профилированный настил в сочетании с синтетическим утеплителем.
Установку и крепление профилированного настила рекомендуется производить после полного закрепления элементов и выверки геометрических параметров всей конструкции. Настил устанавливается отдельными листами или предварительно укрупненными картами размером 6 — 6, 6 X 12 или 12 X 12 м.
Сборку карт рекомендуется производить на горизонтальных металлических стендах, имеющих специальные выверенные по размерам карт упоры.
Листы профилированного настила рекомендуется соединять между собой комбинированными заклепками с шагом 300 мм, а к элементам верхнего пояса — прикреплять самонарезающими болтами в каждой волне вдоль каждого пояса.
В структурных блоках с верхними поясами из прокатных двутавров, устойчивость которых обеспечивается настилом, крепление листов к верхним поясам и между собой является ответственным моментом в конструкции: от качества и надежности соединения на протяжении всего периода эксплуатации зависит несущая способность структурного покрытия.
В конструкции кровли из панелей с утеплителем по стальному настилу (монопанели) в утеплителе в местах размещения самонарезающих болтов рекомендуется вставлять пробки, которые устраняются перед установкой болтов и вновь устанавливаются на битумной мастике после крепления настила.
Крепление настила с утеплителем электрозаклепками по требованию пожарной безопасности не допускается.
Крепление подвесных путей рекомендуется делать непосредственно к конструкции без вспомогательных балок при шаге крепления 3 м.
Подобное решение позволяет упростить конструкцию подкрановых путей и отказаться от горизонтальных связей. Ввиду повышенной дефор-мативности структурного блока типа «ЦНИИСК» кран-балки проектируются вдоль пролета здания. Расположение крановых путей поперек здания возможно только после проведения соответствующего деформационного расчета.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 4
1.	Трофимов В. И. Бегун Г. Б. Структурные конструкции, Стройиздат, 1972, М., с. 12—33.
2.	Трофимов В. И., Мпранков Б. А. Справочник «Современные пространственные конструкции» под редакцией Ю. А. Дыховичного, Э. Э. Жуковского М., Высшая школа. 1991. с. 291—327.
3.	Рекомендации по проектированию структурных конструкций, под редакцией В. И. Трофимова. Труды ЦНИИСК, М., Стройиздат, 1984.
164
4.	Файбишенко В. К., Макаров Г. П., Шубин А. А. Основы и возможности формообразования пространственных каркасов системы «МАРхИ»//Реферативный сборник «Передовой опыт в строительстве Москвы».— 1989.— № 3.— С. 3—13.
5.	Чернов Ю. А., Гучков В. Е., Петренко Г. А. Эффективность применения прогрессивных структурных конструкций: Обзорная информация.— М.: ЦНИИТЭИ Госкомсельхозтехники СССР, 1979.
6.	Трофимов В. И., Мкрчанц Ю. С., Третьякова Э. В. и др. Структурные конструкции из прокатных профилей//Промышленное строительство.— 1974.— № 8.
7.	Трофимов В. И., Чернов Ю. А. Структуры из прокатных профилей для одноэтажных производственных зданий//Реф. сб. ЦБНТИ Минстроя СССР. Серия «Организация и технология строительства».— 1976.— Вып. 4.
8.	Клячин А. 3., Фурманов Б. Л. Структурные конструкции из пирамид с фланцевыми узловыми соединениями.— М.: Стройиздат, 1983.— С. 5—23, 44—67.
9.	Лубо Л. Н., Миронков Б. А. Плиты регулярной пространственной структуры.— Л.: Стройиздат, 1976.— С- 24—36.
10.	Каталог легких несущих и ограждающих металлических конструкций и комплектных металлоизделий для промышленных зданий Минмонтажспецстроя СССР/ВППСО Союзлегконст-рукция.— М., 1989.
11.	Усанов А. Н. Модернизация покрытия типа «Кисловодск»//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1982.— № 7.— С. 12.
12.	Гринберг М. Л. Примеры оптимизационных расчетов геометрических параметров структурных плит//Рекомендации по проектированию структурных конструкций.— М.: Стройиздат, 1984.—С. 222—237.
13.	Трофимов В. И., Бунякин, А. А. Гимерверт Ж. М., Паршин Л. Ф., Белов С. А., Покиньборода Г. Д. Монтаж строительных покрытий здания театра//На стройках России.— 1986.— № 6.— С. 30—33.
14.	Третьякова Э. В. О расчете на ЭВМ стержневых плит и оболочек с учетом особенностей деформирования элементов при упругой и упругопластической работе ма-териала//Строительная механика и расчет сооружений.— 1981.— № 3.
15.	Третьякова Э. В., Аванесов С. И. Исследования закритического поведения внецентренно-сжатых стержней трубчатого сечения. Строительная механика и расчет сооружений, 1981. № 1.
16.	Аванесов С. И. Вычислительный комплекс МАСИС. Изд. Эриванский Университет, 1991.
17.	Инструкция по монтажу конструкций одноэтажных производственных зданий с пространственным решетчатым покрытием из труб (типа «Кисловодск») ВСН 356-75/ММСС СССР.
18.	Инструкция по монтажу конструкций одноэтажных промышленных зданий со структурным покрытием из прокатных профилей (типа «ЦНИИСК»), ВСН 360-75/ММСС СССР.
19.	Нищее В. Н. Монтаж структурных металлических конструкций покрытий и облегченных стен. М., Высшая школа, 1979.
20.	Федоренко П. П. Выбор метода возведения покрытий из структурных покрытий.— Промышленное строительство и инженерные сооружения, 1980. № 1.
165
Глава 5
ОБЛЕГЧЕННЫЕ БАЛОЧНЫЕ И РАМНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 5.1 Развитие рамно-балочных конструкций
В связи с наличием облегченных кровель стало целесообразным в каркасах зданий более шире использовать балочные конструкции. Проведенные в ЦНИИСК к. т. н. Ю. Н. Симаковым исследования и конструктивные разработки позволили реализовать ряд конструктивных решений с использованием балочных элементов применительно к облегченным каркасам зданий, которые по расходу стали не уступают решетчатым конструкциям.
Ниже приводятся исследования и конструктивные разработки, заимствованные из [ 1].
Исследования проводились в двух направлениях: первое было связано с выявлением резервов экономии стали при работе на поперечный изгиб двутавровых прокатных и сварных профилей; второе — разработкой конструктивных решений, позволяющих достичь наибольшего соответствия между назначаемыми сечениями и внутренними усилиями по длине отдельного элемента и несущего поперечника здания в целом. Каждое из направлений в итоге позволило получить уменьшение расхода стали на 10—25% по сравнению с традиционными решениями, а при сочетании этих направлений в отдельных конструктивных решениях экономия стали достигала 40%.
Известно, что в прокатных двутавровых профилях условная гибкость стенки Хп находится в пределах 1,35—2,1 в зависимости от номера профиля. В то же время в соответствии со СНиП 11-23-81* [ 2] при работе профиля на поперечный изгиб величина условной гибкости, не подкрепленной ребрами стенки, может достигать 3,0 при работе ее в устойчивой области. Это несоответствие в прокатных двутавровых профилях между фактической толщиной стенки и необходимой минимальной для ее нормальной устойчивой работы вызвано технологическими особенностями прокатки профиля и может быть устранено путем соответствующего передела прокатных профилей, например в перфорированные двутавры, которые образуются продольным роспуском стенки прокатного профиля по ломаной линии и соответствующей сборкой и сваркой образованных половин. Полученный таким образом профиль имеет увеличенную в 1,5 и более раз высоту поперечного сечения без дополнительных затрат металла.
По результатам проводимых в ЦНИИСК совместно с ВНИИмонтажспец-строем технологических, прочностных и конструкторских исследований были разработаны рекомендации [ 3], которые в последующем легли в основу СНиП П-28-81 *, раздел 19.
Применение перфорированных балок в строительных конструкциях, тем не менее, оставалось весьма ограниченным, с одной стороны, из-за значительных технологических затрат на передел прокатного профиля, с другой — из-за влияния поперечной силы на несущую способность и дефор-мативность перфорированных двутавров при работе на поперечный изгиб, тем больший, чем меньше пролет и выше нагрузка. Последним обстоятельством в основном и определялась целесообразная область применения перфорированных балок в виде прогонов и балок покрытий и перекрытий
166
н при —=
1—г
— — —, где Н — высота поперечного сечения балки, L — пролет.
Использование перфорированных двутавров в неразрезных балочных конструкциях, рамах при жестком защемлении ригеля со стойками, а также в комбинированных системах дает возможность снизитиь пролетный момент и тем самым увеличить область применения. Применению перфорированных двутавров в несущих элементах каркасов одноэтажных зданий были посвя
щены конструкторские и экспериментальные исследования, проводимые в ЦНИИСК.
До недавнего времени толщина стенки в сварных двутавровых профилях, применяемых в строительных конструкциях, назначалась, исходя из устойчивости ее работы. В соответствии с требованиями обеспечения местной устойчивости стенки или ее отсеков устанавливались поперечные и продольные ребра жесткости. В то же время известно, что тонкие оконтуренные пластинки, нагруженные в своей плоскости, способны воспринимать нагрузку, и значительную, после потери устойчивости. Результаты многочисленных теоретических и экспериментальных исследований, проведенных за рубежом и в нашей стране, позволили разработать методику расчета двутавровых балок, стенка которых подкреплена поперечными ребрами жесткости, а гибкость стенки в отсеках превосходит в 2—4 раза допустимую по требованиям устойчивой ее работы. Экономия стали в балках с гибкими подкрепленными стенками по сравнению с традиционными балками достигает 30%.
Особое место среди тонкостенных балочных конструкций занимают двутавровые балки с гибкой стенкой, не подкрепленной поперечными ребрами жесткости. Незначительно уступая реберным балкам в расходе стали, эти балки отличаются технологической простотой и в наибольшей степени отвечают требованиям индустриальности производства, позволяя максимально механизировать процесс их изготовления. Однако работа таких балок под нагрузкой была изучена слабо, и разработке конструкций из них предшествовали экспериментально-теоретические исследования, проводимые в ЦНИИСК на натурных образцах пролетом 18 м. В последующем результаты этих исследований были положены в основу раздела 18 СНиП П-23-81*.
Работы второго направления были связаны с разработкой конструктивных решений, в которых может быть реализован принцип достижения наибольшего соответствия между усилиями от внешней нагрузки и геометрическими характеристиками поперечного сечения по периметру основной несущей конструкции здания.
Почти десятилетний опыт применения в стране рам типа «Канск» подт
вердил технологические, транспортные и эксплуатационные преимущества балочных элементов в составе бесшарнирных рамных конструкций. Однако универсальность созданной серии потребовала высокой степени унификации, что не могло не отразиться на повышенном расходе стали. Кроме того, принятая постоянная высота поперечного сечения по длине элементов ригеля и стоек не соответствует характеру распределения силовых факторов, действующих в раме, и содержит в себе значительные резервы экономии материала.
При разработке облегченных рамных конструкций в качестве расчетной схемы принималась рама с жестким сопряжением ригеля и стоек в карнизе и шарнирным опиранием стоек на фундаменты при однопролетном варианте и в крайних рядах стоек — при многопролетном. Жесткое опирание ригеля на стойки для однопролетных рам и принятая неразрезная схема ригеля при многопролетном варианте позволяют перераспределить изгибающий момент от вертикальной нагрузки между пролетной и опорными зонами ригеля. Степень перераспределения в однопролетных рамах и крайних пролетах
167
многопролетных рам зависит от соотношении погонных жесткостей ригеля и наружных стоек. Влияние на перераспределение изгибающего момента жесткого или шарнирного соединения ригеля со средними стойками в многопролетных рамах незначительно, поэтому из конструктивных соображений в многопролетных рамах неразрезной ригель принимался шарнирно опертым на средние стойки. Принятая расчетная схема дает возможность наряду со снижением затрат на работы нулевого цикла за счет шарнирного опирания стоек на фундаменты наиболее эффективно использовать переменную высоту сечения в стойках рамы, соответствующую эпюре изгибающих моментов.
Проведенный технико-экономический анализ показал, что рамные конструкции из сварных двутавровых элементов с переменной высотой поперечного сечения позволяют снизить расход стали по сравнению с применяемыми рамами до 30—40%. Однако изготовление элементов переменной жесткости из листовых деталей при существующих возможностях заводов металлоконструкций требует высоких технологических затрат и может быть экономически выгодным лишь при наличии специализированного оборудования по обработке листа и сборке полученных деталей в профиль переменной жесткости. Подобное оборудование на существующих заводах металлоконструкций отсутствует и появление его следует ожидать не ранее 1999 г.
В ЦНИИСК был предложен вариант изготовления элементов переменной жесткости из прокатных двутавров путем продольного роспуска стенки профиля по наклонной линии и соответствующей сборки и сварки образованных половин. Полученные таким образом рамные конструкции дают возможность, не ожидая создания специализированных линий, снизить расход стали по сравнению с применяемыми рамными конструкциями типа «Канск» на 25— 30%. Некоторый перерасход стали по сравнению со сварным вариантом из листовых деталей компенсируется снижением технологических затрат за счет сокращения более чем в 2 раза объема резки и сварки.
В ЦНИИСК была проведена серия испытаний натурных рамных конструкций с элементами переменной жесткости, получаемыми из прокатных двутавров, а также сварных из листовых деталей, отработана методика их расчета и совместно с ЦНИИЛМК разработаны альбомы рабочей документации на рамные конструкции применительно к каркасам одноэтажных зданий для строительства в различных климатических районах страны.
§ 5.2 Тонкостенные реберные балки.
Применение в двутавровых сварных балках гибких стенок для строительных конструкций началось сравнительно недавно, не смотря на широкое использование гибких оконтуренных пластин в корабле — и самолетостроении. Объясняется это особенностями работы гибкой стенки в составе двутавровых балок и характером ее загружения. Проведенный за рубежом и в нашей стране большой объем экспериментальных и теоретических исследований тонкостенных балок с подкрепленными поперечными ребрами стенками позволил разработать основные расчетные положения.
У нас в стране особо интенсивными исследованиями, разработками и внедрением в практику строительства подобных балок занимаются начиная с пятидесятых годов. Интерес к этим конструкциям объясняется их экономичностью как по расходу стали, так и трудозатратам на изготовление. Высокие показатели по расходу материалов достигаются за счет использования закритической упругой и в ряде случаев упруго-пластической стадии работы тонкой стенки. Наличие ребер жесткости позволило рассматривать балку как совокупность автономных отсеков, подверженных различным силовым воздействиям: чистому сдвигу, изгибу или их совместному
168
действию. Стенка балки представляется в виде гибкой прямоугольной пластинки, опертой на пояса и ребра жесткости, несущей в своей плоскости по контуру нагрузку, статически эквивалентную изгибающему моменту, поперечной, продольной силе или их комбинации. Ряд исследователей использовали для определения напряжений нелинейную теорию гибких пластин Т. Кармана. Предельная нагрузка находилась по различным условным критериям предельного состояния, ограничивающих работу материала балки образованием пластических деформаций.
Для учета развивающихся в стенке в за критическом состоянии пластических де4юрмаций, в частности А. А. Евстратов использовал нелинейные дифференциальные уравнения Ю. Р. Лепика, которые преобразованы с учетом сжимаемости материала за пределом упругости и применены для решения задачи чистого изгиба, сжатия и их совместного действия. Полученная при этом предельная нагрузка соответствовала стадии предельного равновесия, т. е. исчерпания несущей способности вследствие выпучивания стенки. В основе большинства метода расчета на сдвиг, начало которому положили исследования К. Баслера, лежит концепция диагональной пластической полосы. Наиболее полное обоснование эта концепция нашла в исследованиях К. Рокки и М. Шкалоуда. Разработанные ими теория предельного равновесия и механизм исчерпания несущей способности с развитием диагональной зоны текучести и пластических шарниров в поясах получили подтверждение в многочисленных экспериментах. Однако ряд практически важных задач по расчету тонкостенных реберных балок потребовал дальнейших исследований. К таким задачам относятся:
—	разработки предложений, позволяющие прямыми методами с помощью расчетных формул определять напряжения, усилия и деформации при упругой закритической работе стенок;
—	освещение вопросов устойчивости сжатых поясов в плоскости стенки при наличии закритического сдвига, а также работе опорных и поперечных ребер;
—	- определение перемещений тонкостенных элементов с учетом закритической работы стенки.
Освещению изложенных вопросов посвящены исследования И. К. Погадаева [ 4]. Ниже приводятся его рекомендации по проектированию ребристых тонкостенных балок;
—	гибкости стенок оптимально запроектированных балок могут изменяться в значительных пределах — 250—570, при этом гибкости целесообразно увеличивать с уменьшением нагрузки и увеличением пролета;
—	относительные высоты балок (h/I) оптимально запроектированных балок растут с увеличением нагрузки и пролета в пределах от 1/10 до 1/18;
—	при уменьшении нормированного значения предельной жесткости (l/f) от 400 до 250 оптимальные высоты балок уменьшаются в среднем на 20%, а гибкости стенок растут в среднем на 10%;
—	шаг ребер жесткости, соответствующий минимальному расходу стали, находиться в пределах b = (1, 2 ... 1, 8) h. и тяготеет к верхнему пределу;
—	оптимальную высоту балки ЛО[]Т. в см и гибкость балки Хоит определяют по выражениям:
= °’16 ( 1 + (ООО )	;
^=4(>-3-^)Vf •'4/’>250
(Z — пролет балки, см; g - расчетная нагрузка, кН/м)
169
Получено, что в балке с гибкой стенкой доля площади стенки составляет 0,4...0,6 площади всего сечения, а оптимальная высота несколько выше (в среднем на 10... 15%), чем балок с устойчивыми стенками;
— активными ограничителями являются условия прочности или (при hj t > 400) устойчивости сжатого пояса среднего отсека и прочности концевого. Условия прочности промежуточных отсеков активными не являются. Ограничения по жесткости при [///] = 400 становились активными при I 24 м, а при [ l/f\ = 250 — только при I 30 м и g = 50 кН/ м
§ 5.3 Тонкостенные безреберные балки
Весовые показатели безреберных балок немногим меньше показателей аналогичных балок с ребрами, однако они имеют технологические преимущества. Как известно приварка поясов к стенке осуществляется при помощи автоматизированной сварки, приварка же ребер — при помощи ручной дуговой сварки, что вносит определенный дисонанс в производственный процесс.
Желание ограничится только одним процессом сварки, поддающимся автоматизации, в основном и определило развитие безреберных балок.
Применение безреберных балок за рубежом основывается на сортаменте тонкостенных балок, разработанным шведской фирмой «Heggund» по временным техническим условиям, в которых отсутствует обоснование предлагаемых зависимостей. Исследованиям тонкостенных безреберных балок посвящен ряд работ и в нашей стране. При этом часть их основывается на шведских расчетных зависимостях, другая — на решении бифуркационной задачи с принятием целого ряда условных допущений. Ввиду ограниченного объема опубликованных материалов по экспериментальным исследованиям, оценка достоверности существующих способов расчета весьма затруднительна.
В этой связи в ЦНИИСК были осуществлены испытания тонкостенных безреберных балок с гибкостью стенки 200 и 300. Образцы балок испытывались на статическую нагрузку, имитирующую равномерно-распределенную и приложенную с шагом 1,06 м к верхнему поясу, устойчивость которого из плоскости изгиба обеспечивалась специальными траверсами, расположенными с шагом 2,12 м. [ 1]
Для оценки возможного влияния начальных несовершенств в стенке на предельную нагрузку 1-й и 4-й образцы балок дублировались.
По результатам испытаний были установлены два характерных вида исчерпания несущей способности: первый был связан с местной потерей устойчивости (МПУ) сжатым поясом в середине пролета; второй — с достижением предельного состояния приопорной зоной и образованием диагональной складки (ОДС), берущей начало у верхнего пояса вблизи опоры и оканчивающейся у нижнего пояса на расстоянии 4—5,5 h в зависимости от пролета балки. Образованию диагональной складки у балок с гибкостью стенки 300 сопутствовала потеря верхним поясом устойчивости в плоскости стенки вблизи опоры.
Достижению предельной нагрузки у испытанных балок предшествовало напряженно-деформированное состояние стенки и поясов, определявшее вид исчерпания несущей способности. Так, у балок, предельное состояние которых соответствовало МПУ, напряжения в середине пролета в верхнем поясе при нагрузках 92% от предельных составляли 85—90% от фактического предела текучести. Анализ роста нормальных напряжений в поясах от нагрузки показал близкую к линейной зависимость. Таким образом, местной потере устойчивости верхнего пояса в середине пролета соответствовало
170
Таблица 5.1
Соотношение параметров балок и результаты испытаний
Номер балки	t	I hw	Af	$	Вид исчерпания несущей способности	Суммарная предельная нагрузка, кН		Приведенный коэффициент к
						экспериментальная	условная расчетная	
I	200	15	3	32,6	МПУ	568	674	0,16
1а	200	15	3	32,6	МПУ	548	643	0,15
2	300	15	1,67	18	ОДС	466	655	0,29
3	200	15	2	30	МПУ	551	626	0,12
4	300	15	1,17	17,5	ОДС	450	674	0,33
4а	300	15	1,17	17,5	ОДС	450	660	0,32
5	200	7,9	3	17,1	ОДС	705	1193	0,41
6	300	7,9	1,67	9,4	ОДС	534	1209	0,56
7	200	7,9	2	15.8	ОДС	716	1132	0,37
8	300	7,9	1,17	9,24	ОДС	471	1216	0,61
достижение нормальными напряжениями в поясе и прилегающих участках стенки значений, равных пределу текучести. Применение в поясах стали повышенной прочности увеличивало несущую способность балок по сравнению с моностальными. При этом относительно раннее появление текучести в смежных с поясами участках стенок, при сохранении упругой работы поясов, практически не отражалось на величине предельной нагрузки.
В балках, у которых предельная нагрузка соответствовала второму виду исчерпания несущей способности, нормальные напряжения в верхнем поясе не превышали 70% от предела текучести при нагрузках 90% от предельных. В то же время величина максимальных мембранных касательных напряжений ттах в локальных участках стенки приопорной зоны составляла около 85% расчетного сопротивления стали на срез. При анализе тп1.1х отмечался их нелинейный рост, особенно в локальных участках, вызванный наряду с геометрически нелинейной работой стенки появлением в ней на указанном уровне нагрузки фибровой текучести. Таким образом, предельное состояние, соответствующее образованию протяженной диагональной складки, наступало в приопорной зоне стенки в результате достижения ттак значений, равных пределу текучести стали на срез.
Анализ результатов проведенных испытаний позволил установить зависимость вида исчерпания несущей способности балок от совокупности геометрических характеристик и физических свойств материала, в виде ₽	д
обобщенного параметра ф =	, где <р =-----отношение площа-
Л,
деи поперечного сечения стенки и пояса; а = — — отношение пролета балки h
в высоте; Ryn. Ryf — расчетные сопротивления стали в стенке и поясах. Значения соотношений параметров испытанных балок и вид исчерпания несущей способности приведены в табл. 5.1. При ф 30 происходит МПУ пояса в середине пролета; при ф 18 в предельном состоянии образуется диагональная складка (ОДС) вблизи опоры.
Анализ напряженного состояния верхнего пояса в балках 2 и 5 при нагрузках, близких к предельным, позволил уточнить границы значений
171
Таблица 5.2 Сравнение различных методов расчета тонкостенных балок с результатами испытаний									
Номер бал- ки	Суммарная предельная экспериментальная нагрузка кН	Броуде и Моессеев		ЦНИИ проект-стал ьконстру к ция		HSI		Предлагаемый метод	
		2« кН	2^	2« кН		кН	урЭКП! 2«	2Г^ кН	м I м "° ч
			Испытание, проведенные в			ЦНИИСК			
1	568	517	1,09	624	0,91	625	0,91	569	1,0
1а	548	517*	1,06	593	0,92	593	0,92	541	1,01
2	466	343	1,36	465	1,0	284	1,64	443	1,05
3	511	616*	0,89	583	0,94	584	0,94	505	1,09
4	450	396	1,14	480	0,94	283	1,59	445	1,01
4а	450	396	1,14	480	0,94	283	1,59	437	1,03
5	705	978*	0,72	909	0,77	834	0,84	789	0,89
6	534	466	1,14	465	1,15	284	1,88	436	1,22
7	716	1051*	0,68	898	0,80	821	0,87	716	1,0
5	471	479	0,98	480	0,98	283	1,66	426	1,10
			Испытания, проведенные Ф. Heglund						
9	292	275	1,06	264	1,11	207	1,41	257	1,13
10	142	99	1,43	125	1,14	71	2.0	123	1,15
11	317	306	1,03	264	1,2	207	1,53	288	1,10
	Испытания		, проведенные в ЦНИИпроектстальконструкции						
12	540	637*	0,85	509	1,06	415	1,3	579	0,93
13	965	929	1,04	897	1,07	608	1,58	948	1,01
* Значения расчетных нагрузок относятся к балкам, у которых отношение толщины пояса к толщине стенки меньше 2,5.
обобщенного параметра ф, представленных в табл. 5.2: при значениях ф 26 достижение предельного состояния происходит в середине пролета; при значениях 4	22 предельное состояние определяется приопорной зо-
ной; при значениях 22 < ф < 26 достижение предельного состояния происходит одновременно в приопорной зоне и в середине пролета, т. е. выполняется условие равнопрочности сечения в пролетной и опорной частях балки. В табл. 5.2 приводится также сравнение экспериментальной предельной нагрузки с предельной расчетной, определенной в предположении устойчивой работы стенки аналогично расчету на прочность традиционных балок. Результат сравнения в виде приведенного коэффициента К показывает, что с уменьшением значение обобщенного параметра ф степень снижения предельной экспериментальной нагрузки по сравнению с условной расчетной нагрузкой возрастает и может достигать 60% и более. Из этого можно заключить, что при подборе поперечного сечения тонкостенных балок следует избегать значений обобщенного параметра ф, при которых предельное состояние определяется приопорной зоной.
172
Рис. 5.1 Зависимость приведенного коэффициента К от обобщенного параметра ф (точками обозначены экспериментальные данные соответствующих номеров испытаний)
Используя метод подбора функциональной зависимости по численным значениям параметров, была найдена аналитическая зависимость приведенного коэффициента к от обобщенного параметра ф, которая приближенно записывается в следующем виде:
На рис. 5.1 показаны значения приведенного коэффициента к в зависимости от обобщенного параметра ф для испытанных балок, отмеченных цифрами, а также представлена аппроксимирующая кривая зависимости к от ф. Полученная зависимость позволяет определение величины предельной нагрузки Л/пред для тонкостенных безреберных балок свести к традиционному расчету на прочность изгибаемых элементов с учетом приведенного коэффициента к:
= «^(1-А),
где —предел текучести стали в поясах; W—момент сопротивления поперечного сечения.
Полученная формула справедлива для тонкостенных безреберных балок с гибкостью стенки 200 «С hw/t 300, изгибаемых в плоскости стенки равномерно распределенной или эквивалентной ей статической нагрузкой, приложенной к верхнему поясу.
В табл. 5.2 дается сравнение предельных нагрузок, полученных по результатам испытаний, проведенных в ЦНИИСК, а также опубликованных в работах [ 5], [ 6], [ 7], с предельными нагрузками, полученными расчетным путем по предлагаемой методике и методикам, изложенным в работах [ 8], [ 9], [ 10]. Величины расчетных предельных нагрузок получены с учетом фактического предела текучести стали в стенке и поясах и в соответствии со схемами за гружения, принятыми при испытаниях. Следует отметить, что метод расчета, приведенный в работе [ 6], распространяется только на балки, у которых отношение толщины пояса к толщине стенки больше 2,5.
Сравнительный анализ предельных экспериментальных и расчетных нагрузок показывает более удовлетворительные результаты по предлагаемой методике по сравнению с существующими. Исключение составляют балки 5 и 12, у которых произошло преждевременное исчерпание несущей способности в процессе испытаний: у балки 5 из-за общей потери устойчивости верхнего пояса вследствие неудовлетворительного его закрепления из плоскости; у балки 12 из-за плохой центровки приложения грузов.
173
На общий прогиб тонкостенных балок заметное влияние оказывает поперечная сила в связи с пониженной способностью гибкой стенки воспринимать сдвиговые напряжения. Это влияние становится тем больше, чем выше гибкость стенки и меньше отношение пролета к высоте балки. Для применяемых в покрытиях соотношений размеров балок учет указанных факторов может быть сведен к дифференцированному коэффициенту, на который следует умножать момент инэрции поперечного сечения при определении прогиба балок:
— 0= 1,2-0,033 лЛ1.-у,
где — условная гибкость стенки
I — высота стенки и пролета балки.
Участки стенки над опорами у испытанных балок укреплялись основными и дополнительными двухсторонними опорными ребрами, расположенными на расстоянии 16 — 25 f, в зависимости от гибкости стенки. Принимая во внимание положительные результаты проведенных испытаний расстояние между ребрами следует назначать в пределах 3t — 6t aw ;сечения ребер принимать в соответствии с требованиями п. 18.3 СНиП П-23-81*.
§5.4 Перфорированные балки
По своим конструктивным и расчетным особенностям перфорированные
двутавры занимают промежуточное положение между сплошностенчатыми балками и безраскосными фермами. Точный метод их расчета связан с известными трудностями, ввиду сложной конфигурации отверстий. В ЦНИИСК совместно с ВНИИМонтажспецстроем в 70-е годы были проведены экспериментальные исследования серии натурных балочных конструкций из перфорированных двутавров, позволивших разработать метод расчета, основанный на приближенном расчете безраскосных ферм.
Целью исследований являлась оценка фактической несущей способности, деформативности и характера разрушения натурных балочных конструкций из перфорированных двутавров, работающих на поперечный изгиб
под действием двух сосредоточенных грузов, приложенных на расстоянии 11
~ — — пролета от опор. Выбор статической схемы испытаний определялся *т О
более жесткими условиями загружения по сравнению с равномерно распределенной нагрузкой, а также возможностью получить по длине испытываемой конструкции зон чистого изгиба и изгиба с поперечной силой. Исходным профилем служили [ № 36, 40 и 50 по ГОСТ 8239-56* из стали Вст. Зпс.
Отношение высоты поперечного сечения перфорированного двутавра к высоте исходного изменялось от 1,39 до 1,5. Отношение высоты поперечного
сечения испытываемых балок к пролету составляло
1 1
— — — и охватыва-12	18
ло характерный диапазон изгибаемых балочных конструкций. Нагрузка передавалась с помощью гидравлических домкратов, поперечный изгиб обеспечивался системой связей, исключающих выход верхнего пояса из
плоскости.
174
Испытания показали, что появление текучести при нагрузках, близких к расчетным, и наличие подрезов в углах отверстий не приводило к видимым искажениям формы отверстий вплоть до исчерпания несущей способности опытных образцов. Сплошные участки стенки у испытанных конструкций не теряли устойчивости, в том числе и в местах приложения сосредоточенных грузов, несмотря на отсутствие там вертикальных ребер жесткости. Исчерпание несущей способности всех испытанных конструкций происходило в результате появления текучести в крайних фибрах тавровых поясов. Возникновение относительно ранней текучести на участках стенки, где отверстия начинают менять свою высоту, носило локальный характер и практически не влияло на несущую способность конструкций.
С учетом результатов испытаний проверку на прочность перфорированных двутавров, работающих на поперечный изгиб, следует осуществлять в ослабленном отверстием сечении по максимальным нормальным напряжениям, возникающим в тавровых поясах и состоящим из нормальных напряжений ом от изгибающего момента М и нормальных напряжений от действия момента М условно приложенных поперечных сил, т. е. а = -р /?, где /? — расчетное сопротивление стали растяжению и сжатию.
Нормальные напряжения от изгибающего момента в поперечных сечениях в районе отверстий распределяются линейно, пропорционально расстоянию от продольной оси балки (рис. 5.2):
• Н
в точках 1,4 огм = ±-------,
м Jx- 2
в точках 2,3 ом
- h)
где Н — высота перфорированной балки, см; h — высота исходного профиля, см; Jx — собственный момент инерции перфорированной балки в сечении I—I (сечение нетто) относительно оси х-х, см4; — изгибающий момент в сечении I—I.
В зоне одновременного действия изгибающего момента и поперечной силы полная поперечная сила в сечениях по отверстию предполагается распределенной пропорционально моментам инерции тавровых поясов и сосредоточенной в сечении, проходящем через середину отверстия. При симметричном сечении развитого профиля величина поперечной силы распределяется поровну между тавровыми поясами. На некотором расстоянии от условной точки приложения поперечной силы к нормальным напряжениям от изгибающего момента в сечениях по отверстиям добавляются напряжения, вызванные действием условно приложенной поперечной силы. При этих условиях максимальные напряжения от поперечной силы возникают в сечениях I—I, III—III (рис. 5.3) и для точек 1—8 могут быть определены по формулам:
в точках 1,5,4,8	= ± ~-----------
шах
в точках 2,6,3,7 о
2 Ж. min пип
Q
где Ь — длина тавровой части сечения, см; Q — поперечная сила в сечении, Н; W । may, VH±mjn — наибольший и наименьший моменты сопротивления таврового сечения постоянной высоты, см3.
175
Рис. 5.2. Распределение нормальных напряжений в поперечных сечениях сквозной развитой балки
Рис. 5.3. Распределение нормальных напряжений в сечении 1-—I от условно приложенной поперечной силы
Рис. 5.4. Схема приложения внутренних усилий Q{, Q2, и N2 при определении сдвигающей силы
Нетрудно убедиться, что максимальные суммарные нормальные напряжения о —	-|- crG возникают в точках 2, 3, 5, 8, а их значения можно
определить по следующим формулам:
,	(и - А)
(	Л
в точках 2 и 3 о — ±
<2п-п	\
2Vr±mJ’
в точках 5 и 8 о = ±
причем величины нормальных напряжений в точках 2 и 3 не должны превышать о mR, а в точках 5 и 8 ст R, где т = 1, 2 — коэффициент условий работы, учитывающий местный характер экстремальных напряжений в углах отверстий в точках 2 и 3-
176
Величину касательных напряжений в районе сварного шва можно определить с учетом допущений, принятых для нормальных напряжений. С этой целью вырезается часть балки, изображенная на рис. 5.4, и прикладываются действующие на нее силы. Силы 7V\ и N2 — составляющие от изгибающего
момента приложены по центру тяжести тавровых поясов; — и — — зна-2	2
чения условно приложенной поперечной силы при симметричных поясах; Т — сдвигающая сила в сварном шве. Составив сумму моментов сил относительно точки С, из условия равновесия вырезанной части балки определяют сдвигающую силу Т и величину касательных напряжений, действующих в сварном шве:
QB
G, — Qi
где Q =---------— поперечная сила, if; В — шаг отверстий в
перфорированной балке, см; HQ — расстояние между центрами тяжести тавровых сечений, см; tw — толщина стенки, см; Ьш = b — 2 — длина сварного шва с учетом непровара на концах, см.
Общую устойчивость перфорированных балок, а также устойчивость стенки рекомендуется проверять в соответствии с требованиями СНиП для изгибаемых балок со сплошной стенкой. Особое внимание при этом следует обращать на проверку устойчивости стенки в районе опорных узлов и больших сосредоточенных грузов.
Деформативность изгибаемых перфорированных двутавров следует также определять с учетом влияния поперечной силы. Суммарный прогиб f принимается состоящим из прогиба fM от действия изгибающего момента, определяемого как для балки со сплошной стенкой, и прогиба вызываемого действием поперечных сил, который состоит из прогиба перемычек сплошной части балок и прогиба тавровых поясов длиной
А:/=/м + 4-
величину прогиба от действия поперечной силы fQ можно принимать
Значения fM и fQ определяют по общим формулам сопротивления материалов. Для изгибаемых балочных конструкций при соотношении Н 1 L 15
приближенно, равной 6% от прогиба, вызванного действием изгибающего момента: fQ = 0,06 fM.
Наряду с разработкой основных расчетных положений, которые были приняты за основу при составлении раздела 19 СНиП П-23-81 *, проведен
ные экспериментальные исследования позволили предложить ряд рекомендаций, необходимых при проектировании конструкций из перфорированных двутавров, а именно:
Н
степень развития прокатного профиля — рекомендуется принимать в h
пределах 1,5. Большая степень развития требует дополнительных мероприятий по усилению сечений в районе отверстий и обеспечению устойчивости сплошных участков стенки, которые должны отвечать требо-
-I ГЁ
ваниям—2,8 \/— :
t V Я ’
Z
177
сосредоточенные грузы в пролете следует располагать в сечениях балки, не ослабленных отверстием;
угол наклонной линии реза к продольной оси балки рекомендуется принимать равным « 60°;
, , Н 1
в изгибаемых балочных конструкциях при ~	~ длину тавровой части
И - h сечения постоянной высоты о рекомендуется принимать равной----, при этом
2
следует осуществлять проверку величины касательных напряжений в районе сварного шва.
Технология изготовления перфорированных двутавров
Принцип изготовления перфорированных двутавров известен давно. Однако конструкции из них не получили широкого распространения главным образом из-за отсутствия технологической линии по производству перфорированного профиля. В настоящее время за рубежом, где перфорированные двутавры нашли применение в различных конструкциях зданий и сооружений, действуют несколько типов технологических линий с высокой степенью механизации.
Одним из основных вопросов, возникающих при изготовлении перфорированных двутавров, является процесс сборки продольных половин, поскольку после газовой резки прокатного профиля обе его половины претерпевают значительные деформации в плоскости стенки. Эти деформации являются следствием суммарных внутренних напряжений от прокатки и местного нагрева стенки в процессе резки профиля.
Существующие зарубежные способы изготовления перфорированных двутавров основываются на выправлении деформированных после резки половин с помощью специальных сборочных стендов, оборудованных гидравлическими прижимами, либо специальных вальцов, которые выправляют и одновременно фиксируют изделие в положении для сварки.
На опытных образцах балок была опробована возможность избежать деформаций путем разрезки стенки двутавров на отдельные участки протяженностью до 2 м, разделенные перемычками длиной до 300 мм, которые надрезались после окончания резки основных участков. Полученные таким образом продольные половины оказывались искривленными, хотя величина деформаций была меньше на 25—30%. Попытка чередовать последовательность резки основных участков давала аналогичные результаты.
Проведенные исследования позволили разработать способ изготовления перфорированных двутавров, исключающий возникновение деформаций в процессе резки и, соответственно, аннулирующий операцию по правке продольных половин балки при их сборке. Суть этого способа заключается в закреплении полок прокатного профиля до разрезки к продольным достаточно жестким кондукторам на весь период выполнения операций по резке, сборке и сварке. Полученные таким образом перфорированные двутавры не имели отклонений, превышающих допустимые до СНиП Ш-18-75.
Предложенный принципиально новый способ был положен в основу разработанной в ЦНИИСК совместно с ВНИИМонтажспецстроем механизированной установки по безотходному производству перфорированных двутавров *
* А.с. 489614. Установка для изготовления балок с отверстиями встенке/В. Г. Чернашкин, Ю. Н. Симаков и др.//Открытия. Изобретения.— 1976.— № 40.
178
Рис. 5.5. Схема установки для изготовления развитых профилей:
1 — наружный кондуктор; 2 — центральный поворотный кондуктор; 3 — исходный двутавр
Механизированная установка имеет центральный поворотный и два наружных кондуктора, перемещающихся в горизонтальной плоскости (рис. 5.5). Кондукторы снабжены пневматическими прижимами для удержания разрезанных половин двутавров от деформаций. Между наружными и центральными кондукторами укладывают два исходных двутавра и прижимают их полками к соответствующим кондукторам. Разрезка стенок одновременно двух балок осуществляется по копиру газорезательной автоматической машиной, например, марки СГУ-Р-60. По окончании резки наружные кондукторы вместе с разрезанными продольными половинами балок перемещаются с помощью гидравлического привода горизонтально в поперечном направлении на расстояние, равное высоте «зубьев» перфорации и зазора для сварки, а центральный кондуктор с двумя другими продольными половинами двутавра поворачивается на 180° вокруг продольной оси до совмещения с «зубьями» перемещенных горизонтально половин профиля. Последующую операцию по сварке можно осуществлять любым из существующих способов, в том числе и одностороннюю на формирующих шов медных подкладках.
Производительность механизированной установки определяется скоростью резки и сварки и составляет около 50 тыс. м перфорированных балок в год при односменной работе. Производительность установки может быть увеличена в 1,4—1,6 раза при использовании ее для разрезки, сборки и прихватки «зубьев» и вынесении операции по сварке «зубьев» на отдельный участок. Помимо довольно высокой производительности установка позволяет за счет одновременной синхронной резки и сборки двух балок избегать характерных отходов металла, получаемых за счет продольного смещения при изготовлении одиночных балок.
В ЦНИИСК был изготовлен и опробован опытный образец механизированной установки и передан на Канский ЗЛМК для промышленного изготовления перфорированных прогонов.
Упрощенный вариант технологии изготовления перфорированных двутавров в виде стенда с двумя подвижными кондукторами, оснащенными винтовыми прижимами, для производства небольших партий перфорированных двутавров был разработан для мастерских Саратовоблсельстроя.
179
ОС
Рис. 5.6. Двухпролетная рама из развитых по высоте прокатных профилей, расчетные схемы одно-, двух- и трсхиролетпых рам
00
Рис. 5,6. Двухпролетная рама из развитых по высоте прокатных профилей, расчетные схемы одно-, двух- и трехпролетных рам
Рис. 5.7
Рис. 5.8
Рис. 5.7. Рамы с элементами переменной жесткости
Рис. 5-8. Геометрические характеристики элементов переменной жесткости и график изменения высоты стенки элемента
элементов рамы постоянна и отношение момента инерции ригеля к моменту инерции стойки находится в пределах 1,14—1,21. По полученным значениям строятся эпюры моментов и определяются нулевые точки.
По изгибающим моментам Мкарн и Мконм1 определяются моменты сопротивления элементов рамы, которые уменьшаются в 1,3—1,5 раза и затем по сортаменту прокатных профилей подбираются исходные номера двутавров. Дальнейший расчет рам осуществляется аналитическим путем или с помощью стандартных программ на ЭВМ.
При выполнении аналитического расчета необходимо определить функциональную зависимость изменения моментов инерции по длине элементов.
Как видно из рис. 5.8, изменяющимся параметром у развитого двутавра переменной жесткости по сравнению с исходным является высота стенки элемента. Изменение высоты стенки по длине элемента происходит по линейному закону. Таким образом, определив зависимость изменения момента инерции сечения от высоты стенки, можно составить функцию изменения момента инерции по длине элемента конструкции.
В общем виде функция моментов инерции будет выглядеть следующим образом:
Л = в (х + А) (х2 4" Рх + £?),
где
+ Р
т
Bf~ t.
/ =	(2 + Л)(1 -t);
182
bref
2 i	i
n + pn q
-k).
Представленная функция справедлива для составного (т. е. полки и стенка образованы из листовой стали) двутаврового сечения. Для прокатных двутавров значение момента инерции будет на 3—5% занижено, так как не
учитываются закругления перехода от стенки к полкам.
Для ускорения расчетов предпочтительно использовать стандартные программы на ЭВМ, основанные на методе конечных стержневых и пластинчатых элементов. При использовании этих программ достаточна разбивка элементов переменной жесткости через 0,8—1 м по длине. Высота поперечного сечения двутавров на каждом участке принимается постоянной и равной среднему значению высот по концам участка.
Для оценки несущей способности рам и подтверждения правильности принятых расчетных положений ЦНИИСК совместно с рядом организаций были проведены испытания натурных одиночных и в составе связевого блока рамных конструкций. Наиболее полно отвечали условиям работы рамы в составе здания испытания связевых блоков из двух рам, проводимые, как правило, на заводах металлоконструкций или строительных площадках.
При постановке на производство рам для каркасов физкультурно-оздоровительных комплексов (ФОК) были проведены натурные испытания блока из двух рам пролетом 24 м. Рамы располагались с шагом 6 м и раскреплялись вертикальными связями по колоннам и прогонами с шагом 3 м, к которым крепили профилированный лист. Испытания проводились на вертикальную нагрузку, которая создавалась листовым прокатом, укладываемым на проф-настил покрытия. Для оценки напряженно-деформированного состояния рам были использованы 450 электрических датчиков сопротивления и 25 механических прогибомеров с ценой деления 0,1 мм.
Загружение блока осуществлялось в три этапа. На последнем этапе блок был доведен до разрушения. Исчерпание несущей способности блока произошло при нагрузке, превышающей расчетную на 15%.
Анализ напряженно-деформированного состояния рам показал хорошую сходимость с результатами расчетов: погрешность не превышала 7%. Испытания также показали, что одной из наиболее характерных особенностей поведения конструкции в предпредельном состоянии являлось перераспределение внутренних усилий при достижении в одном из сечений рамы пластических деформаций, при этом в сечении, где наблюдалась пластика, нарастание напряжений прекращалось с одновременным увеличением напряжений в других сечениях конструкции. Одновременно с этим происходило перераспределение изгибающих моментов, что обусловливало повышенную «живучесть» рамной конструкции.
На основании проведенных исследований ЦНИИСК и ЦНИИпроектлег-конструкцией был разработан альбом типовых конструкций рам, предназначенных для применения в одноэтажных однопролетных зданиях общественного и производственного назначения пролетом 24 м, возводимых в I—IV снеговых районах, I—V районах по скоростному напору ветра и в сейсмических районах до 9 баллов включительно, при расчетной температуре наружного воздуха минус 40° С и выше (шифр 828 КМ).
Высота рамных конструкций до низа ригеля 7,2 м, шаг рам 6 м. Уклон двухскатного ригеля рамы 1 : 10, рассчитан под кровлю полистовой сборки из профилированных листов и полужестких минераловатных плит (рис. 5.9).
Монтажные узлы рамы располагаются в карнизных и коньковых узлах и выполнены на фланцах толщиной 25 мм с применением высокопрочных болтов. Карнизные узлы рамы решены с наклонным фланцевым соединением или с соединением, расположенным под прямым углом к наруж-
183
Рис. 5.9. Рама пролетом 24 м с элементами переменной жесткости из прокатных двутавров
а) конструктивная схема; б) процесс монтажа
б)
ной полке стойки. На вутовой части ригеля в карнизном узле предусмотрены опорные ребра жесткости, являющиеся продолжением наружной и внутренней полок стойки. Заводской стык вутовой и пролетной частей ригеля осуществляется через одиночный фланец угловыми швами.
Каркас здания состоит из поперечных рам, прогонов, вертикальных связей и распорок по стойкам рам, стоек и балок торцевых фахверков.
Жесткость каркаса в поперечном направлении обеспечивается работой рам, в продольном направлении — вертикальными крестовыми связями и распорками по каждому ряду стоек рам. Функции горизонтальных связей по покрытию для районов с сейсмичностью до 7 баллов выполняют диафрагмы жесткости, образуемые прогонами и профилированным настилом, которые располагаются по торцам здания и в осях вертикальных связей каркаса. Для районов с сейсмичностью 8 и 9 баллов устанавливаются крестовые горизонтальные связи по покрытию в торцах здания и осях расположения вертикальных связей каркаса.
Конструкции каркаса рассчитаны на постоянные нагрузки (от собственной массы покрытия и стен), кратковременные (от снеговых и ветровых нагрузок), технологические (приложенные к покрытию) и сейсмические. Суммарная расчетная вертикальная нагрузка на покрытие без учета собственной массы ригелей рам и прогонов составляет 2400 и 3200 Па. При применении в 1 ветровом районе расчетная вертикальная нагрузка соответственно увеличивается до 2500 и 3300 Па.
Расход стали на рядовую секцию каркаса здания размерами 6 X 24 м с рамными конструкциями переменной жесткости их прокатных двутавров по чертежам КМД приведен в табл. 5.3.
Производство рам на основании альбома типовых конструкций освоено на Киреевском, Кулебакском и Краматорском заводах металлических конструкций.
Наряду с рабочей документацией разработан альбом технических решений каркасов одноэтажных зданий с рамами из двутавров переменной жесткости пролетами 18 и 24 м м высотами 6 и 8,4 м с подвесным крановым оборудованием грузоподъемностью 3,2 т или мостовыми кранами грузоподъемностью 10 т на встроенных эстакадах.
185
Таблица 5.3
Расход стали на рядовую секцию 6 X 24 м каркаса
Пролет здания, м	Высота до низа конструкции, м	Расчетная вертикаль-ная нагрузка, Па	2 Масса стали на 1 м площади здания, кг			
			рамы	распорки по стойкам	прогоны	всего
24	7,4	2400	22,92	1,07	6,73	30,73
24	7,3	3200	27,45	1,07	7,71	36,24
Конструкции рам разработаны $ трех вариантах:
для бескрановых зданий и зданий пролетом 18 м, оборудованных подвесными двухопорными кранами грузоподъемностью 3,2 т, все элементы рам имеют переменную высоту сечения и образованы роспуском прокатных двутавров;
для зданий с мостовыми кранами грузоподъемностью Ют все элементы рам имеют переменную высоту сечения из прокатных двутавров, стойки встроенных эстакад соединены решеткой со стойками рам для придания рамам повышенной жесткости в своей плоскости;
для зданий пролетом 24 м, оборудованных подвесными трехопорными кранами грузоподъемностью 3, 2 т, стойки рам имеют переменную высоту сечения из прокатных двутавров, ригели рам — сварные с повышенной гибкостью стенки постоянного сечения.
Высокий уровень напряжений по периметру рамы с элементами переменной жесткости по сравнению с рамами, элементы которых имеют постоянное по длине сечение, вызывает повышенную деформативность ригеля и стоек. Это ограничивает применение в рамах, элементы которых образованы роспуском прокатных двутавров, мостовых кранов на консолях с существующими конструкциями ребор при жестких требованиях по перемещению головок рельс в процессе эксплуатации здания. Аналогичным образом затруднено использование в рамах пролетом 24 м трехопорных подвесных кранов, что потребовало применения в ригеле сварного двутавра с постоянным по длине сечением и гибкой стенкой. Отмеченные ограничения по применению кранового оборудования для подобного типа рам могут быть сняты при освоении производством сварных элементов переменной жесткости из листовых деталей. Расход стали в этом случае снижается на 5—12%.
Накопленный опыт по расчетам и конструированию рам с элементами переменной жесткости из прокатных двутавров позволил перейти к расчетам и конструированию рам из сварных элементов переменной жесткости с повышенной гибкостью стенки.
§ 5.7.	Рамные конструкции из сварных листовых элементов переменной жесткости с повышенной гибкостью стенки
К элементам переменной жесткости с повышенной гибкостью стенки относятся элементы с условной гибкостью стенки от 3,5 до 6,0.
В отличие от балок постоянного сечения с гибкой стенкой, имеющих условную гибкость 6	13, гибкость стенки по длине элемента пере-
менной жесткости может изменяться от 6,0 до 2,0.
Учитывая традиционную специализацию Кулебакского завода металло
186
конструкций по листовым конструкциям, ЦНИИСК разработал применительно к физкультурно-оздоровительным комплексам вариант рамных конструкций со сварными двутавровыми элементами переменной жесткости с повышенной гибкостью стенки, собираемыми из листа. Условная гибкость стенки находилась в пределах: у стойки — от 4,46 до 1,4, в вутовой части ригеля — от 4,4 до 1,4 и в пролетной части ригеля — от 2,1 до 6,27. Стенка не подкреплялась поперечными ребрами жесткости ни в одном из элементов рамы. С целью выявления действительной работы, а также для оценки предельной несущей способности разработанных рамных конструкций в условиях, максимально приближенных к работе в составе каркаса здания, на Кулебакском ЗМК были проведены испытания на блоке из двух рам пролетом 24 м под нагрузку 3600 Па, объединенных между собой системой связей, обеспечивающих проектное положение рам в свободном состоянии и при загружении.
Пространственная жесткость испытываемого блока обеспечивалась вертикальными связями по колоннам, а также профилированным настилом, закрепленным в каждой волне дюбелями к прогонам, установленным с шагом 3 м по верхнему поясу ригелей рам (рис. 5.10).
Для оценки и контроля напряженного состояния рамы устанавливались электрические датчики сопротивления с базой 20 мм. Датчики в количестве 400 штук были установлены в 12 сечениях. Перемещения элементов рамы под нагрузкой замерялись прогибомерами с ценой деления 0,1 мм.
За гружение рамы проводилось стальными листами, укладываемыми на профилированный настил двумя этапами с доведением нагрузки до нормативной и расчетной с последующим догружением до разрушающей. Нагружение на каждом этапе осуществлялось ступенями, приращение которых при нагрузках, близких к расчетным, составляло 10% от расчетной нагрузки. На втором этапе после нагружения до нормативной нагрузки испытываемая рама выдерживалась в течение суток. После расчетной нагрузки — в течение 3 ч.
При нагрузках, предшествующих предельным, рама на I и II этапах загружения работала практически упруго. Экспериментальный прогиб рамы в середине пролета от нормативной нагрузки составил 104 мм или 1/235 пролета, и превышал расчетный прогиб, полученный расчетным путем, на 3%. При дальнейшем нагружении рамы на II этапе до расчетной нагрузки видимых искажений геометрических форм и сечений не наблюдалось, за исключением общего практически линейного нарастания прогиба ригеля и стоек. При нагрузке, превышающей расчетную на 4%, сжатый пояс одной из строек рамы начал закручиваться. Закручивание пояса сопровождалось нарушением линейности в приращении прогиба ригеля в середине пролета. Следует отметить, что, несмотря на значительное искажение геометрической формы стойки, прогиб ригеля рамы по истечении получаса стабилизировался, и конструкция в течение последующих 3 ч продолжала нести нагрузку, превышающую расчетную на 4%.
На ступени нагрузки, предшествующей предельной, величина напряжений в сжатых поясах в наиболее напряженных сечениях рамы достигала 255—265 МПа при пределе текучести стали 255—275 МПа. Таким образом, отмечаемая потеря устойчивости из плоскости рамы сжатой полки стойки явилась следствием достижения напряжениями в полках величины, близкой к пределу текучести.
Результаты натурных испытаний подтвердили правильность предпосылок, принятых при расчете и проектировании рам со сварными элементами переменной жесткости. Распределение силовых факторов по периметру рамы при принятых фланцевых соединениях и конструкции карнизных узлов соответст-
187
,51
Рис. 5.10, Рама пролетом 24 м из сварных листов с повышенной гибкостью стенки под расчетную нагрузку 3600 Па
вует полученным расчетным путем. Для обеспечения устойчивости стенки карнизной зоны ригеля над стойками необходима постановка двухстороннего наклонного ребра жесткости (ориентация ребра по нисходящей — от верхнего наружного угла к внутреннему нижнему углу отсека).
§ 5.8.	Использование балок с гибкими стенками для рамных конструкций
Наличие больших сосредоточенных грузов в пролете от технологических или крановых нагрузок нарушает в ригеле рамы с переменной высотой сечения соответствие между распределением момента от постоянной и временных нагрузок и задаваемыми сечениями, а также требует увеличения жесткости ригеля, что приводит к возрастанию расхода стали. Опыт разработки и исследований тонкостенных балок позволил предложить для зданий, в которых имеются большие сосредоточенные нагрузки или трехопорные подвесные краны, использовать в качестве ригеля сварные двутавровые балки постоянного сечения со стенкой, имеющей гибкость свыше 200, которые в совокупности со стойками переменного сечения дают возможность получить эффективную по расходу стали конструкцию.
В нашей стране и за рубежом отсутствуют материалы по исследованиям и методам расчета балок с гибкой стенкой, работающих в неразрезных системах или в качестве ригелей рам, жестко сопряженных со стойками. Это потребовало постановки испытаний ригелей рам из сварных двутавровых профилей с гибкостью стенки от 225 до 300.
В качестве опытных образцов были приняты ригели натурных конструкций рам пролетом 18 м, которые в отличие от их моделей меньшего размера позволили оценить влияние фактических начальных погибей стенки на работу конструкций и их предельную несущую способность.
Для традиционных балок оптимальное соотношение площадей полок и стенки при высоте балки 2 м близко к единице. Для балок с гибкими стенками это соотношение увеличивается. Поэтому в опытных образцах оно принято равным 1,14 — 2,44. Высота поперечного сечения образцов с учетом обеспечения необходимой жесткости составляла 800 и 900 мм, что определяло величину отношения пролета ригеля к его высоте, равную 20 и 22.
В опорных зонах ригелей были предусмотрены вертикальные ребра жесткости, которые помимо придания ригелю большей жесткости являлись подкрепляющими ребрами над подвесками крановых путей. Расстояние от карниза до ребер в опытных образцах варьировалось в диапазоне от 0,5 до 2 высот стенки. Сварные швы, соединяющие стенку и полку, были выполнены односторонними. Балки изготовлялись из стали ВстЗпсб за исключением фланцев, выполненных из стали 14Г2АФ.
Испытания проводились на специальном стенде, имитирующем работу ригелей в составе одно пролетной рамы и позволяющем проводить испытания ригелей с различной изгибной жесткостью и практически одинаковым для всех образцов распределением изгибающих моментов. При установке ригеля рамы в стенд устойчивость опытного образца из плоскости изгиба обеспечивалась системой поперечных распорок, имитирующей работу прогонов.
Нагружение осуществлялось этапами и имитировало нагрузку на покрытие от прогонов и подвесных трехопорных кранов. Высокая гибкость и наличие начальных несовершенств в стенках опытных образцов обуславливали выпучивание стенки практически сразу после приложения нагрузки. По мере возрастания нагрузки деформации стенки из плоскости приобретали характерный вид наклонных складок, которые образовывались
189
Таблица 5.4
Геометрические характеристики и результаты испытаний опытных образцов ригелей рам
Номер ригеля	Пролет, м	Размер			
		приопорного отсека, м	пролетного отсека, м	ПОЛКИ, мм	стенки, мм
1	18	0,8 X 1,6	0,8 X 7,4	210 X Ю	800 X 3
2	18	0,8 X 0,8	0,8 X 8,2	210 X Ю	800 X 3
3	18	0,9 X 0,9	0,9 X 8,1	160 х ю	900 X 4
4	18	0,45 X 0,9	0,9 X 8,55	180 X Ю	900 X 3
	Гибкость стенки	Предел текучести, МПа		Предельная нагрузка, т/м	Вид исчерпания несущей способности
Номер ригеля		ПОЛКИ	стенки		
1	267	245	297,5	1,80	ОДС
2	267	245	279,3	1,768	ОДС
3	225	250	283	1,60	ПТ
4	300	245	283,5	1,43	оде
Примечание: ОДС — образование диагональной складки; ПТ — появление текучести в сжатом поясе в середине пролета.
как в малом (от карнизного фланца до ребра) отсеке, так и в большом (от ребра до конькового фланца) отсеке. В малых отсеках возникала одна наклонная складка, берущая начало от угла, образованного фланцем и растянутым поясом, и заканчивающаяся у ребра жесткости. Угол наклона складки практически совпадал с углом наклона диагонали отсека. В больших отсеках в процессе нагружения образовывались три следующие друг за другом складки, угол наклона которых к полкам составлял 18—23°.
Несмотря на повышенную деформативность стенки, вертикальные прогибы испытанных образцов при распределенной и крановой нагрузках носили практически упругий характер. Величина остаточных прогибов в середине пролета при этапах загружения до нормативной нагрузки не превышала 6%.
В предельном состоянии наблюдались два вида исчерпания несущей способности опытных образцов ригелей: достижение напряжениями предела текучести в сжатом поясе в середине пролета; образование в стенке во втором отсеке от опоры протяженной наклонной складки, берущей начало от вертикального ребра, которая приводила к искажению геометрической формы отсека, а в отдельных случаях к потере устойчивости сжатым поясом в вертикальной плоскости.
Приопорные отсеки, образованные опорным фланцевым соединением и вертикальным ребром жесткости при варьируемом в образцах соотношении высоты отсека к его длине, не определяли предельного состояния опытных образцов ригелей и обладали достаточным запасом несущей способности.
Испытания показали надежность односторонних поясных сварных швов. В процессе нагружения и в предельном состоянии ригелей разрушений, вызванных односторонней приваркой поясных листов, не наблюдалось.
В табл. 5.4 приведены геометрические и прочностные характеристики, величина предельной нагрузки и вид исчерпания несущей способности испытанных образцов.
190
Рис. 5.11. Рама с ригелем, имеющим гибкую стену:
П — прогибомеры; ------- сечения с тензодатчиками;
Р, Рк — соответственно вертикальные и крановые нагрузки
Результаты стендовых испытаний опытных образцов ригелей рам пролетом 18 м позволили оценить напряженно-деформированное состояние стенки и поясов под нагрузкой и разработать первую редакцию рекомендаций по расчету и проектированию рамных конструкций из сварных двутавровых профилей с гибкой стенкой. Вместе с тем, стендовые испытания и характер прикладываемых нагрузок с использованием гидравлических домкратов в определенной степени моделировали работу ригеля рамы. Кроме того, конструкция стенда затрудняла проверку работы более технологичного горизонтального фланцевого соединения. В связи с этим была испытана реальная рамная конструкция с ригелем, имеющим гибкость стенки 225, пролетом 24 м, высотой до низа ригеля 7,2 м для одноэтажного производственного здания, эксплуатируемого в III снеговом районе и оборудованного двумя трехопорными кранами грузоподъемностью 3,2 т. Изготовление и испытание опытного образца рамной конструкции в составе связевого блока из двух рам осуществлялось на Кулебакском ЗМК. Пространственная жесткость конструкций рам обеспечивалась вертикальными связями по колоннам, прогонами, уложенными на верхний пояс ригеля с шагом 3 м, и стальным профилированным листом, закрепленным к прогонам в каждой волне.
Постоянная и снеговая нагрузка имитировались стальными листами, укладываемыми по профнастилу. В узлах приложения нагрузки от двух кранов подвешивались грузы, масса которых соответствовала воздействию кранов на ригель: в карнизах — по 1,7 т, в коньке — 8,6 т. Испытания проводились на раздельное и совместное действие равномерной и крановой нагрузок.
Напряженное состояние ригеля и стоек контролировалось электрическими датчиками сопротивления. Прогибы ригеля и стоек замерялись прогибомерами Максимова с ценой деления 0,1 мм, выпучивание стенки ригеля из плоскости — специальной измерительной рейкой с штангенциркулями, имеющими нутромеры.
На рис. 5.11 показана схема испытанной рамы, основные размеры и прикладываемая нагрузка.
Исчерпание несущей способности ригеля рамы произошло в большом отсеке у ребра, установленного над подвеской крановых путей в результате образования протяженной диагональной складки, направленной под углом к
191
середине пролета, которая привела к искажению геометрической формы одного из центральных отсеков.
Результаты натурных испытаний рамы со сварным ригелем с гибкой стенкой подтвердили надежность работы ригеля в составе рамы, ее узлов и соединений и позволили удостовериться в правильности разработанных по результатам стендовых испытаний рекомендаций по расчету и проектированию.
Проверка прочности ригеля рамы заключается в проверке прочности приопорных и пролетных отсеков, образуемых поясами, вертикальным ребром жесткости над подвеской крана и фланцами.
Для приопорного отсека при отношении сторон менее 3 прочность отсека следует проверять по формуле:
/ Af ч 4	/ <2 \ 4
(mJ + (cj <1
где М, Q соответственно значения момента и поперечной силы в рассматриваемом сечении отсека; Ми, Qu — значения предельных соответственно момента и поперечной силы для отсека, вычисляемые по формулам:
Ми = Rut#
(Af 0,85 ч
& R‘th [ + 3’6 L
Рн
1 W
Обозначения в формулах соответствуют обозначениям СНиП П-23-81*, раздел 18.
Для пролетных отсеков при отношении сторон более 8 прочность отсека следует проверять по формуле:
/О.
4
Q при условии — <Z 0,5, М	М,
Qu
м
ИТГ<0’5’
где Ми = Ryth2
Af 25
°’95г+т
г 27 • 104	, Af
а=9.МЛ[--2-+3' ('+-^4
Проверку прочности стенки ригеля в местах приложения сосредоточенных грузов при числе грузов в пролете больше 4 допускается производить согласно п.18.7* СНиП П-23-81* без понижающего коэффициента для Ry> равного 0,75.
192
§ 5.9.	Разработка и исследование облегченных рам малых пролетов
На протяжении ряда лет в лаборатории новых форм металлических конструкций ЦНИИСК занимаются вопросами применения легких металлических каркасов для зданий комплектной поставки многоцелевого назначения малых пролетов — от 9 до 18 м. Потребность в таких зданиях в настоящее время велика, но спрос полностью не удовлетворяется.
Применение стали в малопролетных каркасах до недавнего времени было практически запрещено в соответствии с нормативным документом Госстроя СССР ТП 101-81* «Технические правила по экономному расходованию основных строительных материалов». Исключение было сделано для мобильных сборно-разборных зданий и теплиц.
Мобильные сборно-разборные здания занимают особое место в металло-строительстве ввиду целого ряда особенностей их изготовления, транспортировки и монтажа, заключающихся в практически полной заводской готовности отправочных блоков и возможности дальнейшего переноса зданий на другие объекты (до 5—6 раз). Сборно-разборные мобильные здания широко применяются для оснащения производственных баз мобильных строительно-монтажных организаций и обустройства объектов строительства, в том числе в отдаленных малоосвоенных районах. Особые требования к скорости возведения зданий и их многократной оборачиваемости вызывают зачастую необходимость в применении монтажных узлов с машиностроительной обработкой.
Кроме того, к подобного типа зданиям предъявляются повышенные требования по пространственной жесткости блока-секции как в процессе транспортировки, так и при эксплуатации. Вследствие отмеченных особенностей сборно-разборные здания более металлоемки, чем стационарные здания комплектной поставки, и проблема снижения расхода стали является для них особенно актуальной.
Несмотря на отмеченную выше специфику конструкций сборно-разборных зданий, несущие элементы их подвержены общим тенденциям развития и совершенствования. Поэтому вопросы совершенствования каркасов мобильных зданий с учетом технологических возможностей заводов-изготовителей, их назначения и регионов поставки нашли свое место в работах ЦНИИСК.
Сборно-разборные мобильные здания
Среди зданий такого типа в настоящее время широкое распространение получили сборно-разборные здания, состоящие из унифицированных складывающихся секций полной заводской готовности. Секции сборно-разборных зданий состоят из стеновых и кровельных панелей, включающих в себя несущий каркас и ограждающие конструкции. Несущие стойки каркаса стеновых панелей шарнирно или жестко опираются на основание. В первом случае возможно использование фундаментов неглубокого заложения, в том числе типа дорожных плит. Несущие ригели панели покрытия соединены с несущими стойками стеновых блоков посредством узлов, как правило, замкового типа, обеспечивающих шарнирность их при монтаже и жесткое защемление — в проектном положении.
С1983 г. на Серпуховском КСК ВПО Союзнефтегазстройконструкция освоено производство быстровозводимых сборно-разборных зданий производственноскладского назначения типа СКЗ. Здания собираются из складывающихся секций размерами в плане 3 X 12 м, высотой стен 5,2 и 6,4 м с уклоном кровли 10%. Допускается один подвесной кран грузоподъемностью до 3,2 т. Все несущие элементы кровельных и стеновых панелей изготовляются из гнутых z — образ-
7 — 5982
193
Рис. 5.12. Варианты конструктивного решения ригеля:
а — предложенный вариант:
б — применяемый вариант;
1 — дополнительные опорные части ригеля
ных перфорированных профилей, которые получают из выпускаемых промышленностью гнутых швеллеров путем разрезания стенки по зигзагообразной линии и соответствующей сборки и сварки полученных половин; z — образный профиль с постоянной высотой сечения, равной 400 мм, позволяет снизить высоту транспортируемого пакета в сложенном виде (за счет вкладывания друг в друга несущих конструкций кровельной и стеновых панелей) и обладает по сравнению с исходным швеллером определенными преимуществами с точки зрения обеспечения устойчивости из плоскости и более высокой изгибной жесткости. Стойки изготовляются из одного элемента, ригель — из трех элементов: средней перфорированной части длиной 8,4 м и двух сплошностенча-тых опорных вставок по 1,8 м (рис. 5.12, б).
Статический расчет несущего каркаса блока-секции имеет свои особенности из-за конструкции применяемого карнизного узла замкового типа (рис. 5.13). Ввиду того, что в узле имеются конструктивные и технологические зазоры, связанные с необходимостью сборки-разборки здания и точностью изготовления деталей узла, работа ригеля рамы имеет две стадии. В начальной стадии загружения ригель работает по схеме свободно опертой балки, а затем, после приложения определенной доли нагрузки, происходит выбирание зазоров и «замыкание» карнизных узлов, и ригель начинает работать по рамной схеме.
194
Не меняя расчетной схемы несущего поперечника здания, представляющего собой двухшарнирную раму, ЦНИИСК было предложено запроектировать сплошностенчатые стойки с переменной по длине высотой сечения, получаемые из меньшего номера гнутого швеллера путем роспуска стенки профиля по наклонной линии. В этом случае размеры поперечных сечений лучше соответствуют распределению внутренних усилий по длине стойки, в частности изгибающего момента. По сравнению с применяемым каркасом расход стали на стойках сокращается до 15%, а также уменьшаются трудозатраты на их изготовление за счет снижения протяженности реза.
Специфика получения профиля с переменной жесткостью, ввиду небольшого номера исходного профиля и необходимости конструктивного оформления опорной части стойки, создает определенные трудности, которые оправдываются равномерным распределением материала по сечениям гнутых профилей. Отмеченная особенность вызывает несоответствие между ростом изгибающего момента по длине стойки и нарастанием жесткостных характеристик стоек с увеличением высоты поперечного сечения. Это приводит к тому, что возрастание изгибающего момента по длине стойки рамы сначала опережает возрастание геометрических характеристик сечения, в затем отстает. Таким образом, наибольшие напряжения возникают не в месте максимального изгибающего момента и наибольшего сечения, а раньше. Поэтому при разработке стоек было рассмотрено три варианта развития по высоте одного и того же профиля — гнутого швеллера Г 250 X 125 X 6.
Если при раскрое исходного профиля принять наименьшую высоту сечения равной 100 мм, то отношение высот наибольшего и наименьшего „ ^тах 400	, „
сечении —— —	= 4. В этом случае максимально напряженным оказы-
J min
вается сечение в середине стойки, а верхняя часть — сильно недогруженной. Такой раскрой несколько неэффективен, так как нельзя полностью использовать прочностные свойства материала стойки выше самого напряженного сечения.
Ятак 300
При раскрое с отношением — • =	— 1,5 максимально напряженным
оказывается наибольшее сечение, но несущая способность этого сечения оказывается невысокой, а с учетом дополнительных трудозатрат, которые требует передел профиля, такой раскрой является неэффективным.
Наиболее рациональным для данного профиля с учетом изложенного
#гаах 350
выше является раскрой с отношением —— — ~~ = 2,33, при котором jjjntn 150
максимальные напряжения возникают на расстоянии 0,5 м от наибольшего сечения, и материал стойки используется наиболее эффективно. Для повышения технологичности изготовления сварка стенки z — образного профиля при его изготовлении из гнутого швеллера принималась односторонней.
Для сокращения номенклатуры заказываемых заводом-изготовителем профилей при проектировании ригеля встала задача использования того же типоразмера профиля, что и на стойках. Однако исходный профиль без передела не имеет достаточной прочности для восприятия внешней нагрузки. Учитывая наличие подвесного кранового оборудования, ригель был запроектирован из z — образного перфорированного профиля, получаемого также из гнутого швеллера |—250 X 125 X б путем разрезки стенки по зигзагообразной линии и соответствующей сборки и сварки получаемых половин. Высота развития была принята 375 мм как более эффективная для данного профиля. Для упрощения технологии изготовления ригель изготавливался
195
7*
из одного элемента специальной разрезкой исходного профиля с протяженными сплошными участками стенки на опорах.
На основании подготовленной ЦНИИСК совместно с ЭКБ по железобетону Миннефтегазстроя СССР рабочей документации Серпуховским КСК была изготовлена опытно-экспериментальная блок-секция с предложенным каркасом (см. рис. 5.13) и проведены ее испытания. Испытания ставили своей целью оценку несущей способности каркаса блока-секции. Испытания проводились при нагрузках, имитирующих действие собственной массы ограждения (без учета массы каркаса),— 500 Па, снеговой нагрузки — 2000 Па (У район по массе снегового покрова), ветровой нагрузки —- 450 Па (III район по ветровому давлению) при действии ветра со стороны низкой стойки и крановой нагрузки от подвесного крана грузоподъемностью 3,2 т. При всех видах загружения нагрузка прикладывалась на обе рамы каркаса, крановая — к одной из рам. Нагружение производилось стандартными грузами по 20 кг с помощью контейнеров, подвешенных к прогонам панели покрытия. В процессе загружения оценивалась величина нагрузки, при которой выбирались зазоры в замковом соединении ригеля со стойками, и ригель начинал работать по рамной схеме.
Испытания показали, что каркас сохранял свою несущую способность при совместном действии контрольных нагрузок от снега, ветра и крана с максимально действующим усилием со стороны высокой стойки. Контрольные нагрузки были определены умножением соответствующих расчетных нагрузок на коэффициент 1,1.
После проверки несущей способности каркаса от суммарного действия силовых, ветровых и крановых нагрузок программа испытаний была выполнена и принято решение довести каркас до разрушения при действии только вертикальных нагрузок (постоянной и снеговой). Исчерпание несущей способности блока-секции произошло в результате потери устойчивости в верхней полке и стенке ригеля при нагрузке, на 35% превышающей расчетную снеговую нагрузку.
Расхождение теоретических и экспериментальных значений напряжений и деформаций не превышало 5—10%. Результаты проведенных испытаний были использованы при разработке технической документации на конструкции типа СКЗ-М (проект № 956, альбом IX).
Здания малых пролетов комплектной поставки
В связи с развитием хозяйственной самостоятельности производителей металлоконструкций зданий и заказчиков в лице колхозов, совхозов и небольших предприятий в последние годы появилась потребность в зданиях с небольшими пролетами, поставляемых с заводов-изготовителей в комплекте, включающем в себя каркас и ограждающие конструкции.
ЦНИИСК был проработан ряд несущих каркасов для холодных и отапливаемых зданий с пролетами 12-—18 м применительно к технологии заводов-изготовителей и небольших мастерских. При проработке каркасов проводилось вариантное проектирование, в процессе которого в каждом конкретном случае, учитывая особенности производства и имеющийся в наличии сортамент металлопроката, выбирался оптимальный вариант.
Значительный объем потребности в зданиях и сооружениях приходится на неотапливаемые здания типа складов, перевалочных площадок, укрытий для техники и т. п. В качестве ограждающих конструкций для неотапливаемых зданий применялись асбестоцементные листы, пластмассовые покрытия из поливинилхлоридных лент, тенты. Нагрузка от такой кровли с учетом собственной массы несущих конструкций не превышает 400—500 Па. Технологические нагрузки от мостовых или подвесных кранов, тельферов отсутствуют. Таким образом, суммарная нагрузка на неотапливаемые
196
здания невелика и слагается лишь из собственной массы здания, ветровой и снеговой нагрузок. Малые нагрузки позволяли запроектировать достаточно легкие каркасы неотапливаемых зданий, в которых в качестве несущих конструкций целесообразно применять стальные рамы. Были разработаны различные варианты конструкций рамных каркасов зданий пролетом 12; 15 и 18 м из прокатных двутавров.
В частности, для объединения Сельхозхимия разработаны несущие конструкции здания из двутавров 18Б1 и 20Б1 для строительства холодных складов в III снеговом и I ветровом районах. Высота здания (по внутренней грани карнизного узла) — 5 м, пролеты — 12 и 15 м. Уклон покрытия 1 : 10, 1 : 5 под неутепленную кровлю из поливинилхлоридных лент. Шаг рам назначался равным 3 м, исходя из конструкции прогонов, которые по условиям крепления поливинилхлоридных лент принимались из деревянных брусков. В качестве расчетной схемы была принята двухшарнирная рама, которая экономичнее трехшарнирной по расходу стали и не требует таких массивных фундаментов, как бесшарнирная. Был использован принцип распределения массы по периметру рамы в соответствии с внутренними усилиями. Это дало возможность использовать двутавры 18Б1 и 20Б1 с их переделом либо в перфорированный профиль, либо в профиль переменный с изменяющейся по длине высотой поперечного сечения вместо двутавра Г 30Б1, который требовался без его развития (степень развития — та же, что и в предыдущих вариантах). Ввиду того, что геометрия этих рам наиболее близко повторяет очертания основной эпюры изгибающих моментов (от вертикальных нагрузок), напряжения в элементах рам по периметру близки между собой по величине. Расход стали на эти варианты составил соответственно 11,5; 13,7; 12,2 кг/м2.
На рис. 5.14 представлены варианты конструктивных решений рам. В первых двух вариантах рам применены перфорированные двутавры: на рис. 5.14, а приведены двутавры в ригеле и стойках, на рис. 5.14, б — только в ригеле, а стойки из двутавров переменного по длине сечения. Расход стали на раму — соответственно 9,4 и 11,4 кг/м2
На рис. 5.14, в, г показаны двухэлементные рамы из элементов переменного по длине поперечного сечения, полученных из двутавров 18Б2 и 20Б1. Минимальная высота развития профиля, зависящая от конструктивных соображений, принята 150 мм (в коньке и на опорах стоек). Поэтому максимальная высота развития профиля (стойки и ригель в карнизе) — 210—250 мм. Расход стали на эти варианты — 12,7 и 13,7 кг/м2 соответственно, т. е. при меньшей трудоемкости изготовления получился несколько больший расход стали, чем в первых двух вариантах.
На рис. 5.14, д, е, ж представлены трехэлементные рамы переменной жесткости с различной комбинацией прокатных двутавров 18Б1 и 20Б2.
Последний вариант рамы из двутавровых балок 18Б1, усиленных в карнизе вутами из распущенных по диагонали двутавров 18Б1, показан на рис. 5.14, з. Длина вута на ригеле 1,5 м, на стойке — 2,7 м. Расход стали на раму — 11,2 кг/м2.
Расход стали на все варианты дается без конструктивного оформления узлов рамы: массы фланцев, опорных баз стоек и т. д., которые составляют 10—15% от массы основных элементов. Технико-экономический анализ вариантов рам показывает, что наиболее рационален последний, преимуществами которого являются сравнительно небольшой расход стали, невысокая трудоемкость и простота изготовления. Этот вариант и был принят для рабочего проектирования.
Для оценки соответствия теоретических расчетов реальному напряженно-деформированному состоянию в декабре 1988 г. в г. Казани были прове-
197
a)
д)
e)
Рис. 5.14. Конструктивные решения рам пролетом 12 м из прокатных двутавров
Рис. 5.15. Конструктивные решения рам пролетом 12 м для отапливаемых зданий
дены натурные приемочные испытания рамы в составе связевого блока из двух рам пролетом 12 м, расположенных с шагом 3 м.
Пространственная жесткость испытанного блока из двух рам обеспечивалась вертикальными крестовыми связями по стойкам и горизонтальными — по ригелю.
Испытания рам проводились на действие вертикальной нагрузки, которая создавалась стальными листами, укладываемыми по прогонам. При нагрузках, вплоть до расчетной, рама в блоке работала практически упруго, после первого этапа остаточный прогиб в середине пролета составил 5 мм. На всех этапах загружения зависимость между нагрузкой и прогибами оставалась линейной, что также говорит об упругой работе рам.
Проведенный проверочный расчет блока рам показал, что разница между экспериментальными деформациями и теоретическими, полученными при расчете рамы на ЭВМ, составила ±2%.
Таким образом, натурные испытания блока из двух рам подтвердили правильность результатов расчетов этих рам на ЭВМ и показали надежность принятых фланцевых соединений в «нулевых» точках ригеля).
На основании результатов расчетов на ЭВМ и проведенных испытаний ЦНИИСК совместно с ЦКТЛ Сельхозполимер была выпущена рабочая документация на холодные склады пролетом 12 и 15 м и организован выпуск таких зданий в Поволжском филиале ЦКТЛ.
Отапливаемые здания малых пролетов используются в качестве гаражей, складов, небольших мастерских, производственных помещений. Кровля в
198
таких зданиях устраивается либо мягкой, либо из профилированного настила с утеплителем. Как правило, здания оборудуются подвесными кранами или тельферами. В ЦНИИСК разработаны различные варианты конструкций рамных каркасов отапливаемых зданий пролетом 12 м из прокатных и сварных двутавров.
Так, для Кулебакского ЗМК были разработаны несущие конструкции каркаса теплого здания пролетом 12 м, высотой 6 м, с подвесным краном грузоподъемностью 3,2 т, ригель односкатный с уклоном 2,5% под мягкую кровлю, шаг прогонов — 3 м (для профлиста).
При разработке несущего каркаса рассматривались следующие расчетные схемы: двухшарнирная рама с жестким соединением ригеля со стойками из сварных и прокатных элементов и рама с ригелем, шарнирно опирающимся на стойки, жестко заделанные в фундаментах. Исходя из требований заказчика, для сварных элементов принималась листовая сталь толщиной 4 или 8 мм. Конструктивные решения рам представлены на рис. 5.15.
Первые три варианта рам решены с использованием сварного ригеля постоянного сечения, а стойки приняты: в первом варианте — из прокатных двутавров [ 40БГ(см. рис. 5.15, а); во втором — из развитых прокатных двутавров Г30Б2 (см. рис. 5.15, б); в третьем — из сварного двутавра переменной жесткости (см. рис. 5.15, в). Расход стали на раму соответственно 12,8; 10,9; 9,4 кг/м2. На рис. 5.15, г представлена двухскатная двухэлементная рама, составленная из сварных двутавровых элементов с переменной высотой поперечного сечения. Расход стали на этот вариант — 11,3 кг/м2.
Последние два варианта (см. рис. 5.15, б, е) разработаны по второй расчетной схеме, т. е. ригель шарнирно опирается на стойки, жестко заделанные в фундаменты. Стойки в обоих вариантах из прокатного двутавра, а ригель запроектирован либо сплошносгенчатым из двухскатной сварной балки (см. рис. 5.15, б), либо решетчатым из односкатной фермы с использованием замкнутых гнутосварных квадратных профилей 80 X 4 и 120 X 4 (см. рис. 5.15, е). Расходы стали составил соответственно 10,7 и 10,1 кг/м2.
Расход стали по всем вариантам дается на несущий поперечник здания.
Таким образом, из вышеизложенного видно, что по первому типу расчетной схемы минимальный расход стали в третьем варианте (см. рис. 5.15, в), близки к нему второй и четвертый варианты (см. рис. 5.15, б, г). Однако изготовление элементов переменного сечения технологически затруднительно при отсутствии необходимого оборудования. Поэтому было решено для рабочего проектирования принять первый вариант, для которого на заводе уже отработана технология изготовления, хотя он и более метал-лоемкий (свыше 13%), чем остальные варианты.
Для рабочего проектирования также был принят вариант (см. рис. 5.15, е) с фермой из замкнутых гнуто-сварных профилей. На выбор его повлияла не только меньшая металлоемкость по сравнению с пятым вариантом (см. рис. 5.15, б), но и наличие на заводе отходов гнуто-сварных профилей после изготовления распорок и связей для зданий ФОК.
На основе этих двух вариантов были выпущены два альбома чертежей КМ «Здание комплектной поставки пролетом 12 м» (рамно-балочный и ферменный варианты).
Таким образом, проведенные в ЦНИИСК численные и конструктивные исследования по несущим конструкциям каркасов зданий малых пролетов из доступных прокатных и сварных профилей, а также анализ и оценка их технико-экономических показателей позволили выявить возможность получения достаточно экономичных решений по расходу стали при сравнительно небольших технологических затратах, в том числе в условиях неспециализированных производств.
199
§ 5.10.	Разработка решетчатых рамных конструкций
Изготовление сплошностенчатых рам на заводах металлоконструкций, не смотря на внешнюю конструктивную простоту, вызывает определенные трудности. Для рам, элементы которых изготовляются из прокатных двутавров, это связано с затруднениями по комплектации заказов определенным номером широкополочного прокатного профиля. В случае компоновки элементов рам из листовых заготовок, затруднения при изготовлении вызваны отсутствием на большинстве заводов специального технологического оборудования. В этой связи могут представлять интерес решетчатые рамные конструкции (как альтернатива сплошностенчатым), позволяющие использовать существующее на заводах оборудование и отработанную технологию по производству ферм и решетчатых колонн.
Использование решетчатых рам в качестве несущих конструкций не является новым техническим решением, однако до последнего времени в практике отечественного строительства они применялись лишь в большепролетных объектах или в зданиях малых пролетов (до 15 м). В наиболее применяемом диапазоне пролетом 18—30 м для зданий общественного и производственного назначения данные конструкции представлены не были.
Вместе с тем нельзя не отметить, что в отличие от традиционной конструкции несущего поперечника здания — ферм с шарнирным опиранием на колонны — рамные решетчатые конструкции имеют ряд преимуществ: меньшую металлоемкость, пониженную строительную высоту ригеля, упрощение конструкции фундаментов для рам с шарнирным опиранием стоек. Как и в сплошностенчатых рамах жесткое сопряжение ригеля и стоек позволяет перераспределить часть пролетного момента на стойки рамы и тем самым более рационально использовать материал по периметру конструкции. Снижение момента в ригеле дает возможность уменьшить его высоту по сравнению с высотой фермы, при этом величины продольных усилий в поясах остаются сопоставимыми, а длины стержней решетки уменьшаются. Сокращение длины элементов ведет к снижению металлоемкости и, кроме того, в сжатых элементах позволяет перейти на меньшие профили. Одно из преимуществ понижения строительной высоты ригеля — это снижение эксплуатационных расходов на отопление и вентиляцию, а также сокращение площади стенового ограждения.
Если сравнить решетчатые рамы со сплошностенчатыми, то для первых характерна несколько большая трудоемкость их изготовления, но это компенсируется экономией до 20% металлопроката.
Наиболее перспективными, с точки зрения доступности профиля и уменьшения технологических затрат на изготовление, являются конструкции с использованием в поясах и стержнях решетки одиночных уголков и гнутых профилей. В рамах из одиночных уголков удается упростить решение рядовых узлов и сократить количество фасонок, а применение в конструкциях гнутых профилей позволяет компоновать сечение стержней наиболее выгодно с учетом характера внутренних силовых факторов, а следовательно получать более экономичные конструктивные решения.
При выборе рамной схемы для однопролетных зданий с учетом сказанного выше предпочтение было отдано двухшарнирной схеме с жестким сопряжением ригеля и стоек и шарнирами в основаниях стоек. Для этой схемы наиболее нагруженными являются карнизные и коньковые узлы конструкции. Распределение внутренних усилий по элементам осуществляется пропорционально отношению погонных жесткостей ригеля и стоек рамы, кроме того, в районе карнизного узла действует максимальная поперечная сила, а в пролете ее значение минимально. Как следствие этого, карнизные
200
Рис. 5.16. Конструктивные схемы одно- и двухпролетных решетчатых рам из одиночных прокатных уголков
узлы рамы обычно более нагружены. Эти факторы определяют конструктивные особенности решетчатых рам, а именно: выбор типа решетки и направления раскосов в ней с учетом внутренних усилий, действующих по периметру рамы, и простоты узлов примыкания решетки к поясам; выбор мест сопряжения отправочных марок конструкции (эти узлы располагаются в менее нагруженных точках конструкции). При разделении конструкции на отправочные марки должны учитываться допустимые транспортные габариты, а также длина исходных профилей поясов. Узлы сопряжения отправочных марок целесообразно проектировать фланцевыми на высокопрочных болтах, так как они более индустриальны на монтаже.
Большое число заводов металлоконструкций имеет отработанные технологические линии по выпуску конструкций из прокатных уголков. Это позволяет без особых затрат в течение короткого времени освоить производство решетчатых рам из одиночных уголков.
В ЦНИИСК разработаны решетчатые рамные конструкции под теплую и холодную кровли для применения в зданиях комплектной поставки. Конст
201
рукции рам одно- и двухпролетные, пролетами 18 и 24 м, высотой до низа ригеля 7,2 м (рис. 5.16). Шаг рам 6 м, кровля двухскатная с уклоном 10%. Конструкция покрытия — легкая с использованием для неотапливаемых зданий профилированных оцинкованных листов, уложенных по прогонам; для отапливаемых зданий предусматривается трехслойное покрытие полистовой сборки из профилированных оцинкованных листов и эффективного утеплителя.
Решетчатые рамные конструкции запроектированы из одиночных уголков, в однопролетном варианте имеют шарнирные опирание на фундаменты и жесткое сопряжение стоек и ригеля в карнизах; в двухпролетном варианте крайние стойки рамы шарнирно опираются на фундаменты, средняя жестко защемлена, сопряжение двухпролетного неразрезного ригеля с крайними стойками жесткое, со средней стойкой шарнирное. Решетчатый ригель в рамах имеет постоянную высоту, стойки — решетчатые с изменяющейся по длине высотой поперечного сечения, за исключением средних стоек в двухпролетных рамах. В ригеле рам в пределах отправочных марок применены раскосная и треугольная решетки, позволяющие наиболее рационально использовать металл в зависимости от силовых факторов, действующих в различных зонах по длине ригеля. Использование разных типов решетки, соответствующих распределению внутренних условий по длине ригеля, позволяет снизить металлоемкость конструкции. При этом не возникает затруднений при производстве рам, так как в пределах каждой отправочной марки тип решетки постоянен.
Необходимо особо остановиться на анализе работы двухпролетной рамы. Двухпролетная рамная схема, как и двухпролетная балка, невыгодна с точки зрения распределения внутренних усилий. Центральная ее часть более нагружена, чем. карнизные и пролетные, что влечет за собой использование больших номеров исходных прокатных уголков, а при увеличении нагрузки или пролета требуется увеличение высоты центральной части ригеля для восприятия возникающих усилий в поясах. Все это негативно отражается на расходе металла. Дополнительным недостатком двухпролетной рамной схемы является большая чувственность к частичному загружению (полная снеговая нагрузка на одном пролете), что вызывает существенное перераспределение внутренних усилий и требует весомых корректив в подборе сечений элементов. С учетом сказанного более рациональной является трехпролетная схема, где эти нежелательные факторы менее существенны.
Выпуск разработанных рамных конструкций после проведения экспериментальных исследований предполагается на Кулебакском заводе металлоконструкций.
Расход стали может быть существенно снижен при использовании в конструкциях холодногнутых профилей. Поэтому в ЦНИИСК были сделаны перспективные разработки рациональных решений рамных конструкций каркасов, в том числе малых пролетов — 9; 12; 15 и 18 м с использованием эффективных холодногнутых открытых профилей применительно к возможностям изготовления их на профилегибочных станах на заводе в г. Видное Московской области при ширине развертки до 700 мм из стали ВстЗпс.
Технические решения рамных конструкций разрабатывались для каркасов одноэтажных отапливаемых зданий, эксплуатируемых в III снеговом и I ветровом климатических районах. Вертикальная расчетная нагрузка с учетом устройства легкой кровли из трехслойных панелей типа «сэндвич» или варианта полистовой сборки на основе профилированного листа и эффективного утеплителя принята 2500 Па. Уклон кровли в соответствии с принятой конструкцией покрытия составляет 10%. Допускается устройство мягкой кровли, при этом изменение уклона до 2,5% практически не отразится на сечениях элементов рам.
202
Таблица 5.5
Таблица сравнения вариантов рам каркасов
Эскиз рамы			Пролет рамы, м	Высота рамы, м	Шаг рам, м	Тип применяемых профилей	Количество типоразмеров профилей	Масса рамы, кг	Расход стали на 1 м2 покрытия, кг		Кол имеет-во элементов в раме, шт.
									бес-прогонного	с прогонами	
				4,2	4	1—	2	398	11,1	16,1	3
						1—	2	379	10,5	15,5	3
			9			—					
				6,0	4	1—	2	481	13,4	18,4	3
				А 7	л	1 LI	2	448	12,4 17 0	17,4 f *7 О	3 А
			12	6,0		LI U	2	Dio 733	I ДУ 15,3	I 20,3	4
				4,2	4	,—	5	574	12,0	17,0	16
	Г 1		12	6,0		1		5	693	14,4	19,4	16
				4,2	4	1	3	380	7,9	12,9	30
			12	6,0		i-’—’	3	464	9,7	14,7	30
			15	6,0	6	1—	7	754	—	15,5	30
			18	6,0	6		7	950	—-	15,7	30
											
Технические решения разрабатывались для пролетов 9 и 12 м с шагом рам 4 м и для пролетов 15 и 18 м с шагом рам 6 м. Соответственно для пролетов 9 и 12 м предусматривалось беспрогонное решение с креплением профлиста или панелей непосредственно к верхнему поясу ригеля рамы. Для пролетов 15 и 18 м конструкция покрытия решена с прогонами, расположенными на ригеле рамы с шагом 2,5 и 3 м. Высота рам до верха карнизного узла принята для пролетов 9 и 12 м в двух вариантах -4,2 и 6,0 м, для пролетов 15 и 18 м — 6,0 м. Схемы и технико-экономические показатели вариантов рам каркасов представлены в табл. 5.5.
При разработке технических решений рассматривалась возможность использования одиночного холодногнутого профиля в элементах рамы: для пролета 9 м представлен вариант рамы из одиночного профиля; для пролета 12 м наряду с вариантом рамы из одиночного профиля разрабатывался вариант с вутовыми подкосами на стойках и ригеле рамы, а также вариант рамы, имеющий сквозную решетку в ригеле и стойках. Вариант решетчатой рамы позволяет снизить расход стали по сравнению с вариантом из одиночного профиля на 30—35%. Однако в решетчатой раме несколько сокращается полезный объем здания, а изготовление ее требует больших затрат за счет увеличения более чем в 7 раз количества элементов. Вутовый вариант рамы обладает меньшей трудоемкостью, но и экономия стали по сравнению с вариантом из одиночного профиля не превышает 15%. Очевидно, приоритет в представленных вариантах будет определяться степенью оснащенности производства ЗМК и функциональным назначением здания.
203
Рамные конструкции пролетом 15 и 18 м разрабатывались с решетчатым ригелем и стойками, при этом в качестве расчетной схемы принимались также двухшарнирная рама с жесткими карнизными узлами. Решетчатые стойки в представленных вариантах имели изменяющуюся высоту поперечного сечения, соответствующую распределению изгибающих моментов от вертикальной нагрузки, и ригель также рассматривался с изменяющейся высотой сечения. Ригель с непараллельными поясами представляется более рациональным, особенно при подвесном крановом оборудовании, поскольку имеет более развитые карнизные зоны.
Каркасы зданий, разработанные с использованием рамных конструкций, состоят из поперечных рам, системы торцевого фахверка и прогонов по ригелям рам (v) при прогонном решении покрытия (v). Жесткость каркасов зданий в поперечном направлении обеспечивается работой рам и системой торцевого фахверка с ограждающими конструкциями; в продольном направлении жесткость обеспечивается вертикальными связями, распорками по стойкам рам и стеновыми ригелями. Функции горизонтальных связей по покрытию выполняет профилированный настил, укладываемый по прогонам или непосредственно закрепляемый к верхнему поясу ригеля рамы, образующий диафрагмы жесткости, которые располагаются по торцевым панелям здания. В зонах диафрагм жесткости профилированный настил крепится к прогонам или верхнему поясу ригеля в каждой волне самонарезающими винтами.
Все элементы несущего каркаса здания, а также прогоны запроектированы из одиночных и спаренных гнутых швеллеров и С-образных профилей, которые представляются наиболее оптимальными для данных конструкций. Элементы подбирались из условия минимально возможной из массы, а также исходя из принятой конструктивной схемы здания. Сортамент использованных профилей ограничивался максимально возможной разверткой профиля — 700 мм, и толщиной листа 3—6 мм.
§ 5.11	Рамные каркасы ангарных теплиц
Разработками и исследованиями рамных теплиц в ЦНИИСК длительное время занимается к. т. н. А. А. Бунякин. Ниже приводятся его материалы, опубликованные в [ 11].
Конструкции и их исследования.
Строительство ангарных (отдельно стоящих) теплиц пролетами 14 и 18 м, соединяемых в блок с помощью коридоров в объеме до 3000 га, осуществлено по проектам ведущего в отрасли Всесоюзного Центрального научно-исследовательского и проектного института Гипронисельпром.
В период 1984—1985 гг. проведены в Ворошиловградском институте Гипропромтеплица разработки ангарных теплиц, в том числе блока пролетом 21 ми площадью 3 га, с применением алюминиевых ограждающих конструкций.
Теплицы пролетом 18 м, разработанные Воронежским филиалом (ВФ) ЦЭКТБ Промтеплица по типовому проекту ТП 810-95, выпускаются с 1978 г. серийно Воронежским опытным заводом металлоконструкций (ВОЗМК), при относительно низком расходе металла, равном 13,5 кг/м2. Впоследствии эта теплица усовершенствовалась. Однако внесенные изменения не были подкреплены соответствующими экспериментально-теоретическими исследованиями. Этот пробел был в значительной мере устранен, когда с 1985 г. ЦНИИСК им. Кучеренко начал проводить исследования, разработки и осуществлять научное руководство при экспериментальном строительстве ангарных теплиц. В частности, были проведены комплексные натурные испытания рам теплиц пролетом 18 и 24 м. Испытания теплиц пролетом 18 м проведены по трем схемам загружения ригеля:
204
Рис. 5.17 Каркасы унифицированных ангарных тепл итц а — пролетом 18 м;
б пролетом 24 м
первая соответствует приложению равномерно распределенной нагрузки, включая перегрузку с коэффициентом 1,3;
вторая — неравномерному загружению (снег на одной половине ригеля при наличии части технологической нагрузки по затяжке);
третья — приложению равномерно распределенной нагрузки с доведением конструкции до разрушения.
Методическое руководство испытаниями осуществлялось ЦНИИСК им. Кучеренко, а их проведение — совместными усилиями ВФ ЦЭКТБ Пром-теплица и ВОЗМК.
Испытания по двум первым схемам подтвердили расчетные предпосылки по несущей способности и жесткости элементов конструкций.
При последующих этапах загружения, включая нагрузку, превышающую расчетную с коэффициентом перегрузки 1,4, конструкция работала в упругой стадии. Сопоставление теоретических значений прогибов верхнего пояса с экспериментальными показали, что в центральной части они имеют хорошую сходимость и меньшую в четвертях пролета, при этом имеются отличия в характере эпюр прогибов.
Экспериментальные значения прогибов в четвертях пролета в среднем на 8% больше, чем в центре пролета, и отличались от теоретических незначительно. Испытания также показали, что при двухкратной перегрузке конструкций покрытия и прогибах, превышающих нормативные, боя стекла и трещин не наблюдалось.
На этих этапах нагружений наблюдалось отсутствие стабильности в нарастании напряжений в отдельных сечениях конструкций, что указывает на наличие прекдритического состояния конструкций, в этом случае величина напряжений составила 250—300 МПа. На основе этих испытаний ЦНИИСК и ГПИ Укрпроектстальконструкция разработали чертежи КМ «Несущий каркас ангарной теплицы пролетом 18 м (рис. 5.17а) и 24 м (рис. 5.176)
В испытаниях теплиц пролетом 24 м опытный образец представлял собой отдельно стоящую раму, раскрепленную из плоскости, предназначенную под вертикальную расчетную нагрузку 0,8 кН/м2.
Нагружение осуществлялось ступенями с выделением этапов нормативной и расчетной нагрузок.
Испытания показали, что при превышении расчетной нагрузки в 1,27 раза материал работал упруго. При нормативной нагрузке значения прогибов составили: экспериментальное — 32,9 мм (1/730 пролета), теоретическое — 31,7 мм (1 /757 пролета). Максимальные сжимающие напряжения при этом в элементах верхнего пояса ригеля составили 120—130 МПа. Данные испытаний свидетельствуют, что конструкция рамы с ригелем, подкрепленным шпренгелем, хорошо воспринимает в том числе односторонние нагрузки.
Характер напряженно-деформированного состояния рамы для всех видов нагрузок, выявленный в испытаниях, согласуется с теоретическими данными.
Прогибы и напряжения в ригеле рамы для первого нагружения приведены
205
мм.
Рис. 5.18 Эпюры прогибов и напряжений ригеля рамы пролетом 24 м:
I — экспериментальные значения прогибов (мм) при нормативной нагрузке 0,65 кН/м2;
II — экспериментальные значения прогибов (мм) при расчетной нагрузке 0,8 кН/м2
III — экспериментальные значения прогибов (мм) при нагрузке, превышающей расчетную на 30% (К = 1,3);
IV — теоретические значения прогибов (мм) при нормативной нагрузке; 1—1,2—2 — экспериментальные значения напряжений (МПа) соответственно в серединах левой и правой частей верхнего пояса ригеля при нормативной нагрузке
на рис. 5.18. Как видно, значения прогибов и характер деформирования ригеля, полученные теоретически и экспериментально достаточно близки. Аналогичной является и картина распределения напряжений по сечениям элементов по их длине.
В целом результаты испытаний рамы пролетом 24 м при всех схемах нагружений подтвердили ее надежную работу и достаточную несущую способность. Полученные данные явились основанием для изготовления и монтажа опытного образца теплицы площадью 2000 м2 в Мытищинском совхозе декоративного садоводства.
Дальнейшие разработки теплиц производились с учетом максимальной унификации конструкций, для чего каркасы пролетом 18 и 24 м решены в единой модульной системе, (на базе модуля 100 мм.) Каркас пролетом 18 м имеет шаг колонн 6,0 м, а пролетом 24 м — шаг 4,5 м. Скаты покрытия имеют одинаковый угол наклона — 25°, одинаковое расположение горизонтальных и вертикальных связей по каркасу.
В качестве несущей конструкции покрытия для этих теплиц применена одна конструктивная форма рамы с шарнирным соединением стойки с ригелем, который выполняется в виде балок, подкрепленных шпренгелем.
Унификация профилей несущей конструкции дала возможность использовать всего три типа тонкостенных профилей: 160 X 50 X 30 X 3, 80 X X 40 X 15 X 2,5 и 60 X 40 X 2 мм, изготовляемых Антрацитовским заводом сборных теплиц. Для ограждающих конструкций, выполняемых из стали, применяются два типа профилей, в случае использования алюминиевых сплавов — 7 типов профилей.
Разработанные конструкции имеют до 65% элементов одних и тех же типоразмеров, что способствует эффективной загрузке оборудования завода-изготовителя. Исключение операций по штамповке, сплющиванию
206
профилей, косых резов и других позволили в значительной степени упростить технологию изготовления элементов каркаса.
Каркасы теплиц позволяют размещать в них современное технологическое оборудование, включая систему зашторивания, систему приспускания растений, а также устройство для обслуживания кровли.
Металлоконструкции каркаса зимней теплицы предназначены для применения в районах с расчетной температурой до минус 50° С, снеговых районах (I—III) и ветровых (до III).
Техническая характеристика теплиц
Размеры каркасов, м:
перекрываемый пролет .............................................18	24
высота до затяжки.................................................3,1	3,1
высота до конька..................................................7,3	8,5
высота фермы......................................................1,2	1,6
длина теплицы, м.................................................. 84	85,5
Масса, т............................................................. 16,13	24,21
2 Полезная площадь, м ................................................. 1500	2000
Зимние теплицы пролетом 12 м для топливно-энергетического комплекса
Для предприятий топливно-энергетического комплекса ЦНИИСК им. Кучеренко с участием Орелархпроект и ЦЭКТБ Промтеплица разработали теплицы пролетом 12 м применительно к газокомплексным станциям (ГКС), а также подсобным хозяйствам энергетических объектов.
Блок теплиц для ГКС формируется на основе двух моделей теплиц по 0,05 га каждый. Длина теплиц с соединительным коридором составляет 90 м. Из таких модулей комплектуются блоки любой площади, кратной 0,1 га, при ширине межтепличного пространства 6 м.
Блок теплиц для подсобных хозяйств состоит из шести ангарных теплиц, каждая по 0,05 га, и представляет собой однопролетные здания размерами 12 X 42 м. Две теплицы объединяются соединительным коридором шириной 6 м в тепличной модуль площадью 0,1 га, из которого компонуются блоки любой площади.
Помимо одинаковых пролетов в этих двух типах теплиц приняты одинаковые отметки карниза и конька (соответственно 3,1 и 5,9 м) и шаг рам, равный 3 м.
Несущий каркас теплицы состоит из плоских рам с двухскатным ригелем (с углом наклона к горизонту, равным 25°), шарнирно опертым на колонны, которые жестко сопряжены с фундаментами. Жесткость и устойчивость каркаса в продольном направлении обеспечивается системой вертикальных связей по колоннам и горизонтальными связями в уровне верхних поясов ригеля.
Ригель рамы принят в виде малоэлементной фермы.
Для несущих конструкций использованы тонкостенные гнутые профили в виде швеллеров с толщиной стенки 2—3 мм (120 X 50 X 3 и 60 X 40 X 2 мм) из стали С255. Расход стали составил 14,5 кг/м2.
Исследования узлов на хладостойкость показали, что при определенном конструктивном их оформлении и соединениях на болтах возможно достигнуть хладостойкости до температуры минус 65° С.
Разработка каркаса завершилась натурными испытаниями фрагмента теплицы. Результаты испытаний подтвердили правильность расчетных предпосылок и соответствие металлоконструкций требованиям СНиП П-23-81* и СНиП 2.10-04-85, а также наличие достаточной жесткости и несущей способности конструкции, что позволило начать со II квартала 1990 г. выпуск на
207
Ермако веком ЗМК опытно-промышленной партии металлоконструкций теплиц и довести проект до уровня типового. Расход металла составляет 14,5 км/м2.
После освоения технологии изготовления ограждающих конструкций (шпросов в комплексе с герметизирующими элементами) на Среднеуральском ЗМК представляется возможным сократить расход металла на 15— 25%. В перспективе намечено освоение производства теплиц пролетом 18 м. Проекты теплиц пролетом 12 и 18 будут в максимально возможной степени унифицированы как в части металлоконструкций, технологического оборудования, так и инженерных систем.
К вопросу повышения надежности эксплуатируемых блочных теплиц
Практика эксплуатации блочных теплиц, общее количество площади которых составляет около 8—9 тыс. га, показывает, что ежегодно после 5—10 лет службы до 10—15 га теплиц выходят из строя. В частности имеются случаи обрушения в различных совхозах блоков по 1—2 га. Причин преждевременного выхода из строя блочных теплиц несколько, выделим прежде всего следующие: недостатки проектов; нарушения требований ППР и соответствующих СНиП в процессе монтажа; несоблюдение технических требований при ремонтных работах и некачественное их выполнение.
Существует также различие в сроках службы теплиц по отечественным и зарубежным нормам. Например, согласно «Положению о планово-предупредительных ремонтах зданий и сооружений, входящих в состав тепличных комбинатов и комплексов по хранению картофеля, плодов и овощей в местах их производства», срок службы конструкций до капитального ремонта составляет 40 лет.
В то же время согласно нидерландскому стандарту NEN № 3859 «Теплицы. Требования по конструкциям», технически и экономически целесообразным считается 15-летний срок службы несущих и ограждающих конструкций теплицы, включая фундаменты. При этом в Нидерландах уровень качества изготовления, монтажа и эксплуатации теплиц значительно выше, чем у нас.
В сочетании с рассмотренными причинами начальным импульсом обрушений теплиц является неэффективная работа вертикальных прутковых связей, поскольку в хозяйствах эксплуатационники регулировкой натяжения связей не занимаются, что приводит к их неэффективной работе. Кроме того, из-за нарушения размеров в планировочных сетках фундаментов и стоек рам происходит их смещение от проектного положения на значительную величину (100 мм и более), что в ряде случаев приводит к обрушениям. Таким образом, ставится вопрос регулирования перемещений рам каркасов блочных теплиц с целью продления срока их службы.
ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с Московским участком треста Теплицтехмонтаж накоплен опыт по восстановлению деформированных каркасов блочных теплиц в подмосковных совхозах, а также гг. Иваново и Владимир. Перемещения отдельных рам из плоскости составляли 100— 150 мм и были направлены в сторону торцевых стен, что привело к отклонению стен из плоскости на 60—90 мм.
Для определения значений усилий внешних воздействий для «выравнивания» рам блока теплиц площадью 1—1,5 га рассмотрим отдельно стоящую раму. Расчет ведем для случая шарнирного опирания.
Д
Усилие, приведшее к отклонению из плоскости рамы N = Р~, где А — h
величина отклонения стоек из плоскости.
208
Рис. 5.19 Схема размещения нагрузочных устройств при выравнивании деформированных теплиц:
а — фасад;
б — план;
1 — деформированный торец теплицы;
2 — опорные рамы нагрузочных устройств;
3 — упоры нагрузочных устройств с фаркопфами
Значение усилия, необходимого для выравнивания рам, будет равным А
N' = кР • — где к — коэффициент запаса, равный 2, учитывающий дефекты п
монтажа и неравномерности отклонений.
При массе металла 6—7 км/м2, массе стекла 10 кг/м2, расчетной нагрузке (7+ 10)* 1,1 = 18,7 кг/м2 и длине теплицы 85 м ее масса составит 1,088 • 18,7 = 20,3 т. При высоте стойки h. = 2,3 м, отклонении рамы А = 15 см усилие, необходимое для выравнивания рам, составит
N = 2 - 20,3 - 4— = 2,6тс(260кН).
2,3
Усилие, прикладываемое через фаркопф, будет равно:
к • Р • Л 2,6
F - -= 3,54 тс (35,4 кН .
п • cos а 0,735
Найденное усилие одновременно должно передаваться не менее чем на 12—16 рядов, что обеспечивает плавность передачи нагрузки и исключает возможный бой стекла кровли.
Для передачи этих усилий на ряд стоек разработано специальное устройство, состоящее из четырех опорных рам, нагрузочных упоров (с фаркопфами) и соединительных деталей. Опорные рамы и другие элементы изготовлены с учетом возможности их перемещений вдоль теплицы вручную (или с помощью автокрана). Всего было изготовлено четыре компонента нагружающих устройств, что давало возможность одновременно работать с 16-ю рядами рам (рис. 5.19). Для передачи нагрузки на ряд рам использовались выступающие за торец ряда теплиц части желобов, к которым прикреплялись на болтах нагружающие устройства. До приложения нагрузки каждый ряд рам, к которому прикреплены нагружающие устройства, освобождался от вертикальных связей. Приложение нагрузки производилось поэтапно усилием 500 кгс (5000 Н) на один ряд. Измерение усилий производилось с помощью тарированных мессур и индикаторами с ценой деления 0,01 мм. Нагрузка для приведения рам в проектное положение прикладывалась в шесть этапов, при этом на каждом этапе передача нагрузки происходила
209
волнообразно от 500 кгс (5000 Н) на первом ряду до 100 кгс (1000 Н) на 16-м упоре, затем на 16-м - 500 кгс (5000 Н), а на 1-м без изменений и т. д. Это позволило избежать боя стекла. Кроме того, в местах соединения двух блоков теплиц устанавливались дополнительные стяжные устройства из проволоки диаметром 6 мм. Нагружение рам с внешней стороны (торцов) и с внутренней осуществлялось одновременно. Завершался процесс выравнивания после достижения рамами положения, близкого к проектному. После этого устанавливались крестовые вертикальные связи и балки-распорки в опорной части стоек рам. С помощью винтовых домкратов и специальных приспособлений производилось также перемещение отдельных стоек внутри теплицы как в вертикальной, так и горизонтальной плоскости с целью приведения их в проектное положение.
В практике проектирования металлических конструкций в последнее время используется метод искусственного регулирования усилий в элементах статически неопределимых систем. Решение задач искусственного регулирования в основном осуществляется на стадии проектирования и монтажа металлических каркасов зданий и сооружений. В нашем случае теплицы построены, эксплуатируются (при этом все необходимые данные о монтаже конструкций, эксплуатации сооружения, как правило, отсутствуют, так как в совхозах нет службы эксплуатации теплиц), поэтому применять известные решения искусственного регулирования не представляется возможным вследствие возникновения в процессе эксплуатации неконтролируемых усилий в конструкциях теплиц.
Если описанную проблему регулирования рассматривать в более простой постановке, позволяющей учесть только усилия преднапряжения, и абстрагироваться от усилий, приобретенных в процессе эксплуатации, можно для ее решения воспользоваться методическим и программным обеспечением, разработанным в Укрниипроектстальконструкции. Указанная методика содержит подходы к решению задачи регулирования вантово-стержневых конструкций в процессе создания в них предварительных напряжений с учетом схемы монтажа. При этом регулирование может быть выполнено двумя различными подходами: вычислением значений параметров на пряже нно-деформ и рован кого состояния (НДС), изменяющихся на этапах под действием известных величин воздействий; вычислением неизвестных значений регулирующих воздействий, приводящих к заданным значениям контролируемых перемещений усилий на различных этапах монтажа, и отслеживанием значений параметров напряженно-деформированного состояния.
§ 5.12	Решетчатые каркасы тентовых сооружений
Исследования конструктивных схем рамных и арочных каркасов
В последние годы все большее распространение получают легкие сооружения складского типа многоцелевого назначения с ограждением из полимерных материалов. К ним относятся тентово-каркасные сооружения, состоящие из несущего каркаса и мягкой оболочки покрытия, совмещающие в себе несущие и ограждающие функции.
С целью установления наиболее рациональных схем и форм каркасов тентовых сооружений в ЦНИИСК аспирантом Г. В. Косивцевым была произведена серия расчетов на ЭВМ рамных и арочных каркасов различного очертания с последующим определением расхода материалов и стоимости сооружений.
В начале изучались влияние характера сопряжения каркасов с фундаментами и способ сопряжения полурам и полуарок в ключе. Рассматривались
210
Рис. 5.20 Геометрическая схема стрельчатых арок:
а — безшарнирных арок из гнутых профилей пролетом 12 м;
б ~~ трехшарнирных арок из гнутых профилей пролетом 15 м;
в — двухшарнирных арок из прокатных уголков пролетом 12 м
бесшарнирные, двух- и трехшарнирные схемы каркасов двух пролетов — 12 и 18 м, с углом наклона ригеля в 15 и 30°, арки — кругового, полигонального и стрельчатого очертаний (рис. 5.20). Исследовались также влияние наклона стоек рам и введение криволинейных участков в зоны карнизных и коньковых узлов рам.
Интенсивность снеговой и ветровой нагрузок, а также характер их распределения принимались по СНиП 2.01-85 применительно к условиям эксплуатации в III снеговом и II ветровом районах. При расчете рассматривались все возможные варианты загружения постоянной, снеговой, ветровой нагрузкой и их комбинацией. На основе проведенных в ЦНИИСК исследований принимались уточненные коэффициенты, а именно: коэффициент надежности по снеговой нагрузке yf — 1,4, суммарные расчетные вели
чины кратковременных нагрузок с коэффициентом сочетании ф2 = 0,8 (при сочетании двух нагрузок) и -ф2 = 0,7 (при сочетании трех и более нагрузок). Коэффициент надежности по назначению = 0,85 в исследованиях не применялся, так как предполагалось использование сооружений в объектах с возможным длительным нахождением в них людей.
Сечения несущих каркасов принимались постоянными по всему периметру поперечника. Шаг рам и арок принимали равным 3 м, что соответствует для указанных нагрузок, близких к предельным, по условию несущей способности тентовой оболочки с беспрогонным решением каркаса. Расчеты выполнялись на ЭВМ ЕС-1060 по программе Гамма
С целью упрощения исследования анализ проводился для фрагмента здания шириной 3 м, при этом не учитывался расход материала на устройство фахверка, связей и торцового ограждения. Массу поясов сквозных арочных и рамных конструкций определяли с учетом конструктивного коэффициента по формуле [ 12]
N • к = 22 —1 у • ц, К
где NJ R — требуемая теоретическая площадь сечения пояса; Nn = \z/2 ± Mjh — расчетное усилие в поясе; h = L/30 — высота сечения
211
сквозных конструкций, назначалась от пролета здания Л; у = 7,85т/л<3— плотность стали; ц = ф • фи• фр— конструктивный коэффициент; ф = 1,18 — строительный коэффициент, учитывающий массу конструктивных деталей; фи = 1,2 — коэффициент, учитывающий перерасход металла при подборе сечений; фр — коэффициент, учитывающий условия работы элементов конструкций; для рам фр = 1,4, для арок ф>р = 1,8. Массу конструкции определяли по формуле
Gk : G„ • <рс,
где фс = 1,7 — строительный коэффициент для решетчатых арок и рам при условии, что элементы решетки и продольные распорки отнесены к вспомогательным деталям.
Анализ вариантов расчетных схем в зависимости от способа закрепления конструкции в основании и сопряжений в коньке показал, что для рамных конструкций в бесшарнирном варианте расход металла по сравнению с двухшарнирным вариантом снижается на 7—12%, а в трехшарнирном возрастает до 30%. Для арочного каркаса бесшарнирное решение приводит к снижению расхода металла до 15%, а трехшарнирное — к увеличению до 25%.
Бесшарнирные арки имеют наиболее благоприятное распределение изгибающих моментов по пролету, что приводит к снижению расхода стали, однако требует дополнительных затрат на устройство фундаментов и, кроме того, они более чувствительны к осадке опор и воздействию температуры. Учитывая, что в реальных условиях эксплуатации бесшарнирный вариант из-за податливости основания приближается к двухшарнирному, представляется целесообразным рекомендовать применение несущих каркасов в двухшарнирном варианте. В рамных каркасах при угле наклона ригеля 30° имеет место экономия металла на 12—18% по сравнению с каркасами, в которых этот угол составляет 15°. Наклон стоек на 15° приводит к снижению металла каркаса до 30% по сравнению с рамами, имеющими вертикальные стойки. Включение в карнизный и коньковый узлы закругленных элементов ведет к снижению концентрации напряжений в этих зонах и уменьшению расхода металла до 20%.
Рассмотренные конструктивные решения дают основание заключить, что приближение рамных вариантов несущего каркаса к арочным положительно влияет на снижение расхода металла.
Проведенные исследования арочных каркасов при пролетах от 12 до 30 м показывают, что наиболее рациональными по расходу материала и себестоимости являются каркасы со стрельчатыми арками, в них расход металла в 1,5 раза ниже, чем в рамных, а себестоимость здания при их использования ниже на 15—20% (в ценах 1990 г.).
Столь существенная экономия металла достигается помимо влияния собственной формы поперечника также и тем, что на системах с большим уклоном пролетных участков происходит более благоприятное распределение снеговой нагрузки.
Проведенный анализ геометрических параметров стрельчатых арок показал, что наиболее рациональными являются арки с соотношением стрелы подъема полуарки (/,), и ее хорды (Zj) —fjlx = 1/10—1/16. При этом радиус кривизны оси полуарки R можно определить из основных параметров сооружения (пролет L и высота в коньке — Н) по формуле
Р, + 4/1	I, л / L 2 Г
R =	при f = I, = 74 R = >>54 у (	4- Н2
।	Lx-	* I Z I
Характерным для всех сквозных арок является то, что при изготовлении
212
Рис* 5-21 Графики предельных напряжений для сжатого криволинейного стержня из одиночного уголка:
а — шарнирно закрепленного стержня;
б — стержня с защемленными концами;
в — неразрезного стержня
арочных каркасов пояса получают искривления с начальной стрелкой на длине панели до 1 /30/. Учитывая это, изгибающие моменты в поясах приближенно могут быть вычислены по формуле
М = kNJ0 ± Mf,
где 7V, и Л/. — соответственно продольное усилие и изгибающий момент в поясе арки; к — коэффициент, учитывающий перераспределение моментов в пределах панели; /0 — начальная стрелка.
Для выявления несущей способности искривленных поясов проводились численные и экспериментальны исследования несущей способности криволинейных стержней из прокатных уголков, изогнутых параллельно одной стороне уголка, отчего под действием продольных усилий изгиб развивался в двух плоскостях и приводил к исчерпанию несущей способности стержня за пределом упругости. Однако было сочтено целесообразным исчерпание несущей способности условно считать в момент дости
жения краевыми напряжениями расчетных сопротивлений.
Исходя из упругой работы материала и рассматривая деформацию уголкового стержня как сжатие с косым изгибом без учета кручения, исследовали работу криволинейного уголкового стержня.
На рис. 5.21, а приводятся графики предельных напряжений для шарнирно опертого искривленного стержня с начальной стрелкой искривления от 1/900 до 1/30 / при радиусах кривизны соответственно от 100 до 3 м и гибкостью Z. до 210. На рис. 5.21,6 приводятся аналогичные графики при защемленных концах стержня. Как известно, здесь эпюра изгибающих моментов двузначная, повторяющая в определенном масштабе очертание упругой линии оси стержня. С увеличением нагрузки ординаты эпюры увеличиваются, но положение нулевых точек до достижения краевой текучести не
изменяется; учитывая это, расчетную длину стержня определяли как часть изогнутой оси между этими точками, ее величина с уменьшением начальной стрелки стремится к 0,5, как для прямолинейного стержня,
Анализ эпюр изгибающих моментов в искривленном уголковом стержне с
защемленными концами показал, что в опорных зонах величина момента
213
составляет 0,65 М, а в среднем сечении — 0,35 М, где М-полный изгибающий момент в криволинейном стержне, равный N-f0. На работу криволинейного пояса сквозных арок существенное влияние оказывает жесткость и кривизна исследуемой панели, а также жесткость элементов смежных панелей. Для исследования влияния начальной стрелки и гибкости поясов арки рассматривались три фрагмента арки, состоящих из трех, четырех и пяти панелей.
Численные исследования неразрезного пояса проводились по деформированной схеме в соответствии с ранее используемой методикой.
На рис. 5.21 в приведены графики предельных напряжений для криволинейного пояса трехпанельного арочного фрагмента. Аналих сравнения вариантов трех расчетных схем показал:
пояса с малой гибкостью, работающие в составе арки, близки по работе с шарнирно опертым стержнем (X <50);
пояса со средней гибкостью (50 < Л < 120) близки по работе к стержням с жесткими закреплениями, расхождение в предельных напряжениях не превышает 8%;
пояса с большой гибкостью (Л > 120) занимают промежуточное положение между работой шарнирно опертого и защемленного стержня, расхождение в предельных напряжениях составляет ±30%. Влияние количества рассматриваемых панелей на величину предельных напряжений существенного значения не имеет, так, сопоставление работы пяти панельного и трехпанельного арочного фрагмента показали, что расхождение не превышает 6%.
Как уже отмечалось, наиболее рациональными каркасами для тентовых сооружений являются стрельчатые арки. Учитывая это, на протяжении ряда лет в ЦНИИСК проводились разработки и исследования стрельчатых арок, наиболее распространенных в практике пролетов,— 12 и 15 м, которые послужили основой для организации их серийного изготовления и комплектной поставки на строительную площадку.
Наиболее ранние исследования касались бесшарнирных стрельчатых арок пролетом 12 м и стрелой подъема 5,5 м, располагаемых с шагом 2 м. Пояса арок изготовлялись из гнутых швеллеров 32 X 32 X 2 мм, а раскосов — из швеллеров 28 X 20 X 1>5 мм. Верхние пояса арок раскреплялись прогонами, примыкающими к каждому узлу решетки. Для раскрепления нижних поясов между арками устанавливались распорки через 2 или 3 узла. Конструкция разработана ЦЭЛХИМ Минсельхоза СССР при участии ЦНИИСК. Эти сооружения предназначались для применения в I—III снеговых и I—II ветровых районах (см. рис. 5.20,а).
Последующие разработки и исследования каркасов из гнутых профилей проводились в ЦНИИСК совместно с ПО Узбекрезинотехника и касались стрельчатых трехшарнирных арок пролетом 15 м и высотой 6,5 м, располагаемых также с шагом 2 м (см. рис. 5.20,6).
Арки предназначались для эксплуатации в III снеговом и II ветровом районах, при этом тент укладывался непосредственно на поясе арок, устойчивость которых обеспечивалась специальными распорками, располагаемыми примерно через 3 м. Пояса имели швеллерное сечение 120 X 50 X 3 мм и раскосы из двойных уголков 32 X 3 мм. Расстояние между поясами составляло 550 мм.
Учитывая, что в настоящее время находят применение арочные каркасы из одиночных прокатных уголков, параллельно с исследованиями арок из гнутых профилей производились исследования двухшарнирных стрельчатых арок пролетом 12 м и высотой 7,5 м из одиночных уголков. Пояса были приняты из уголка 40 X 4 мм, решетки — из уголка 32 X 4 мм, расстояние между поясами — 400 мм. Конструкция разработана техническим центром по
214
строительству Госагропрома РСФСР. Эти арки предназначались для строительства также в III снеговом и II ветровом районах (см. рис. 5.20,в).
С целью определения фактической несущей способности металлических каркасов тентовых сооружений, а также напряженно-деформированного состояния конструкции проводились экспериментальные исследования фрагментов натурных конструкций отдельных арок, а также их составных стержней. Экспериментальное исследование конструкции, схема которой приведена на рис. 5.20,а, проводилось инженером К. Н. Гольтяковым (ЦНИИСК) на фрагменте павильона, состоящим из четырех натурных арок, соединенных прогонами и соответствующими связями, при этом испытывалась одна из двух средних арок [13].
Испытательный фрагмент арок, изображенных на рис. 5.20,6, состоял из трех арок, связанных друг с другом, при этом нагрузка прикладывалась к средней арке. Арка, изготовляемая из прокатных уголков (см. рис. 5.20, в), испытывалась одна на специальном стенде, состоящем из стапельной арки, жестко прикрепленной к неподвижным стойкам. Испытательная арка устанавливалась рядом со стапельной и соединялась с ней с помощью гибких связей, которые располагались по верхнему и нижнему поясам в месте примыкания распорок реального сооружения.
Снеговая нагрузка имитировалась подвесками грузов. Для имитации ветровой нагрузки над испытательной аркой по обе стороны от нее устанавливали две вспомогательные арки (большего пролета и высоты), перекидывая через которые троссы, представилось возможным грузами имитировать боковое воздействие.
Помимо электротензометрии при испытании арок из прокатных уголков был применен стереофотограмметрический метод, позволяющий с высокой точностью бесконтактным способом в один момент времени измерять пространственные перемещения большого числа точек конструкции. Специально разработанная программа по обработке результатов стереофотограм-метрической съемки дала возможность исследовать пространственный характер деформирования криволинейных поясов арки из прокатных уголков. Расхождения по прогибам с контрольными прогибомерами не превышали 5%. Результаты испытаний натурных конструкций арки пролетом 12 м из гнутых профилей (см. рис. 5.20) на равномерно распределенную нагрузку, величина которой превысила на 20% расчетную, показали, что наиболее напряженными оказались 3-й и 4-й от опорного узла элементы нижнего пояса, средние напряжения которых от расчетных нагрузок превысили теоретические на 12%. Максимальный прогиб в середине полупролета оказался равным 4,8 мм (1/2500 пролета), что на 1,7 больше расчетного.
Испытания на снеговую нагрузку, расположенную на половине пролета, показали, что наибольшие напряжения были в элементах верхнего пояса в середине полупролета, а при превышении нагрузки на 40% от расчетной они были больше теоретических на 12%.
Максимальный прогиб от расчетной нагрузки в середине пролета составил 12 мм (1/1000 пролета), что на 1,5 мм больше прогиба по расчету [ 14].
Испытание арки на ветровую нагрузку, максимальная величина которой превышала расчетную на 50%, показали, что максимальные напряжения были в середине того пол у пролета, откуда действует ветер, при этом наибольший прогиб составил 4,4 мм.
Испытания арки на сочетание равномерно распределенной снеговой и ветровой нагрузок показали наибольшие напряжения в шестом от ключевого узла элементе верхнего пояса. При превышении на 20% расчетных величин снеговой и ветровой нагрузок максимальный прогиб в середине полупролета составил 10 мм.
215
Испытание арки на сочетание снеговой нагрузки на левой половине арки с добавлением ветровой, направленной слева направо, проводилось до величины расчетных нагрузок. Максимальные напряжения имели место в середине левого полупролета верхнего пояса, наибольший прогиб составил 16 мм (1 / 752 пролета).
На основании проведенных испытаний было установлено, что наихудшим видом загружения является сочетание снеговой нагрузки на половине пролета с ветровой нагрузкой, что подтверждено аналитическим исследованием.
Результаты испытаний арок пролетом 15 м из гнутых профилей (см. рис. 5.20,6) показали хорошую сходимость экспериментальных и численных исследований, расхождения по прогибам не превышали 12%, по усилиям — 7%. Испытания арок пролетом 12 м из прокатных уголков (см. рис. 5,20в) показали, что расхождения по усилиям в большинстве элементов не превышали 10%, а по прогибам — 18%.
В целом эксперименты подтвердили справедливость рекомендуемых расчетов и достаточную несущую способность исследуемых сооружений. [ 15]
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРЫ К ГЛАВЕ 5
1.	Симаков Ю. Н., Николаенко В, Н., Тудаков И. В., Левчин Е. В. Облегченные рамно-блочные конструкции каркасов для зданий комплектной поставки. Новые формы легких металлических конструкций, с. 199—226. М., Изд. ЦБНТИ, 1993.
2.	СНиП П-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования.
3.	Рекомендации по изготовлению сквозных развитых по высоте балочных профилей для строительных конструкций,—М. ЦБНТИ ММСС СССР, 1976.
4.	Погадаев И. К. Напряженно-деформированное состояние стальных балок с гибкими подкрепленными стенками и разработка методов их расчета и проектирования. Автореферат на соискание ученой степени доктора технических наук. Тверской государственный технический университет, 1994.
5.	Haglund Т. Simply supported long thin plate 1-girders without web stiffeners subjected to distributed transverse load. IABSE, Colloguium: Design of plate and Box girders for ultimate strength, — London, 1971.
6.	Мельников H. П. и др. Тонкостенные стальные балки — эффективный вид строительных конструкций. Промышленное строительство.— 1974.— № 10.
7.	Каленов В. В. и др. Конструкции покрытия заводов искусственного волокна из тонкостенных балок. Промышленное строительство. 1981. №4.
8.	Брауде Б. М., Моисеев В. И. К расчету балок с гибкими неподкрепленными стенками. Строительная механика и расчет сооружений.— 1978.№ 1,
9.	Руководство по проектированию стальных тонкостенных балок М.: ЦНИИпроектстальконструкция, 1977,
10.	Grande Hedlund. GH 118, sept. 1972. HSI-Balken, Norm. Provisoriska normer for svetsade stalbalkar, typ, HS1.
11.	Бунякин А. А. Рамныек каркасы теплиц. Новые формы легких металлических конструкций, м. 1993. с. 131—136.
12.	Лихтарников Я. М. Вариантное проектирование и оптимизация стальных конструкций.— М. Госстройиздат, 1954. с. 308.
13.	Гольтяков К. Н. Экспериментальные исследования металлической решетчатой арки. Новые конструктивные решения строительных металлических конструкций: сборных трудов ЦНИИСК; М. Стройиздат. 1983.
14.	Семенов В, Е., Косивцев Г. В. Легкие стальные несущие конструкции зданий складского производственного и сельскохозяйственного назначения, г. Фрунзе, КиргизНИИНТИ, 1988, с. 42.
15.	Трофимов В. И., Косивцев Г. В. Металлические каркасы тентовых сооружений. Новые формы легких металлических конструкций, М., 1993, с. 136—140.
216
ГЛАВА 6
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КУПОЛА
§ 6.1.	Ребристые и ребристо-кольцевые купола
Мировой опыт строительства показывает, что одной из наиболее рациональных ферм большепролетных пространственных конструкций являются металлические купола. Плоскостные конструкции пролетом до 40 м по металлоемкости еще могут конкурировать с купольными, то с увеличением пролета преимущество купольных очевидно. Металлические купола в большинстве случаев изготавляются из стали. Однако за последние десятилетия особенно в США нашли широкое применение и алюминиевые купола. В связи с этим отметим алюминиевую конструкцию уникального воздухоопорного купола диаметром 270 м над стадионом в Балтиморе (США) сооруженного еще в 1945 г. Купол поддерживаемый снизу давлением сжатого воздуха, подаваемого в зал мощными вентиляторами (расчетная стрелка купола равна 20 м, высота зала в центре поля — 52 м, расчетная нагрузка 45 кг/м2, в том числе собственный вес листа толщиной 3,2 мм (9 кг/м2), снег и оборудование [ 1]. До начала двадцатого столетия применялись ребристые купола (рис. 6.1а). Затем они уступили место ребристо-кольцевым (рис. 6.1 б). В послевоенные годы в зарубежном строительстве лидирующее место заняли сетчатые купола (рис. 6.1 в, г, д). Помимо стержневых куполов в зарубежном строительстве нашли применение так называемые пластинчатые купола и особенно геодезические купола системы Фуллера, в которых сочетаются несущие функции покрытия с ограждениями. Рассмотрению подобных конструкций посвящена глава 10.
Ребристые купола. Очертание ребристых куполов из конструктивных соображений принимают круговое, при этом в ряде случаев центр окружности смещают с центральной оси. В этом случае форма купола становится не сферой, а тороидально-стрельчатой. Для большепролетных куполов используют так же эллиптическое очертание ребер. В ребристых куполах для обеспечения их пространственной жесткости по меньшей мере в двух секторах устраиваются связи по наружным поясам ребер. Система связей и прогонов должна обеспечивать устойчивость ребер из плоскости. Приведем некоторые примеры осуществленных ребристых куполов. Покрытие спортивного зала диаметром 82,3 м со стрелой подъема 15,24 м в Атланте (США, 1957 г.). Основой несущей конструкции служат 32стальные полуарки эллиптического очертания в виде сварных двутавров переменной высоты от 910 до 1370 мм шарнирно опертых на фундаменты. Верхние концы полуарок соеденены с внутренним кольцом диаметром 11,6 м двутаврого сечения. Оригинальный ребристый купол диаметром 91,5 м, построенный в Калифорнии близ г. Сан-Хосе для склада цемента (США, 1979 г.) имеет промежуточное кольцо, расположенное посередине меридианы. Верхняя часть купола имеет 16 ребер, а нижняя 32. Ребра нижней и верхней части купола попарно объединены в монтажные блоки на земле. Затем, будучи шарнирно соединены между собой, противоположные пары монтажных блоков поднимались в проектное положение.
Крытый стадион в Сан-Паулу (Бразилия, 1958 г.) диаметром 80 м имеет 40 сквозных полуарок эллиптического очертания, опирающихся на железобетонное кольцо.
217
Рис. 6.1 Схемы металлических куполов:
а) ребристый; б) ребристо-кольцевой; в, г, д) — сетчатые.
Раздвижной купол общественного центра в г. Питтебурге (США, 1961 г.) диаметром 125 м и высотой 35,8 м состоит из восьми секторов, шесть из которых подвижные. Сектора перемещаются по наружному и внутреннему опорным кольцам.
В г. Атланте (США) построен спортивный зал, круглый в плане, перекрытый ребристым куполом эллипсоидного очертания диаметром 82,3 м со стрелой подъема 15,24 м. Купол состоит из 32 ребер радиально расходящихся от центра здания и объединенных вверху жестким кольцом диаметром 3.05 м. Опоры ребер купола установлены на кольцевую железобетонную плиту, которая перекрывает канал шириной 2,44 м, проходящий вокруг здания. Каждая пара ребер, расположенных друг против друга, образует 16 двухшарнирных арок. Сварные ребра арки имеют высоту 0,914 м. Такую же высоту имеет центральное кольцо. На куполе расположен световой фонарь диаметром 11,6 м, покрытие которого повторяет форму большого купола.
Ребра монтировались с помощью временной колонны в центре купола. В первую очередь на этой колонне монтировалось верхнее сжатое кольцо. Затем монтировались восемь спаренных ребер таким образом, чтобы каждая пара приходилась на каждый квадрант круга. После монтажа остальных ребер монтировались прогоны и связи для обеспечения надежной работы купола от ветровых нагрузок. На устройство купола в целом было израсходовано 543 т стали [ 2]
Примером стрельчатого ребристого купола может служить павильон машиностроения ВДНХ СССР диаметром 42 м и высотой 32 м. Купол состоит из 24 сквозных ребер-полуарок с высотой сечения 890 мм. Пояса полуарок выполнены из прокатных швеллеров, а решетка из спаренных уголков. Вся поверхность купола светопрозрачна.
Ребристо-кольцевые купола. Если прогоны ребристых куполов соединить друг с другом и обеспечить их работу не только на изгиб, но и сжатие, то получим ребристо-кольцевой купол. Эти системы более рациональны нежели ребристые. Кольца существенно уменьшают изгибающие моменты в ме-редиальных ребрах, особенно от осесимметричных нагрузок, обеспечивают большую пространственную жесткость.
218
При проектировании ребристо-кольцевых куполов необходимо учитывать изменение расчетных схем в процессе возведения.
При монтаже купола пространственными блоками полной строительной готовности, ребра проектируются спаренными. С использованием ребристокольцевых куполов возведены следующие сооружения:
Колизей в г. Шарлотта (США, 1956 г.) диаметром 100 м и высотой 16,5 м с 48 ребрами и восемью кольцами. Все стержневые элементы каркаса выполнены из широкополочных двутавров, а связевые фермы из круглой стали диаметром от 38 до 50 мм. По каркасу уложены цементно-фибралитовые плиты и слой утеплителя на цементной стяжке. Кровельное покрытие состоит из алюминиевых листов с фальцевыми соединениями.
Дворец спорта в г. Болонья (Италия, 1957 г.) имеющий в плане форму овала размерами 68,8 X 62 м. Пологие полуарки выполнены из стальных труб.
Стадион в г. Индианаполис (США, 1973 г.) диаметром 118,2 и высотой 14 м. Стальной каркас купола образован системой 48 главных и столько же второстепенных меридиональных ребер, опорного, центрального и 5 промежуточных колец. Меридиальные ребра выполнены из широкополочных двутавров высотою 416 мм, а второстепенные и кольцевые ребра — из двутавров высотой 355 мм. Для крестовых связевых ферм использованы круглые стержни диаметром 50 мм.
Крытый стадион в Новом Орлеане (США) имеет в плане форму круга диаметром 207 м и высоту 32,2 м. Конструкция купола запроектирована по системе Lamella Dome. Она состоит из 12 главных меридиальных арочных ребер, объединенных поверху центральным кольцом и упертых нижними концами в опорное кольцо, пяти промежуточных кольцевых ребер и перекрестных второстепенных ребер, параллельных главным и образующих треугольные ячейки. Все ребра изготовлены в виде сварных двухпоясных ферм высотой 2,24 м с поясами из широкополочных двутавров высотой 356 мм.
Центральное кольцо диаметром 1,52 м, высотой 2,49 м выполнено в виде решетчатой ступицы с трубчатой осью диаметром 203 мм. Опорное кольцо высотой 3,7 м собрано из 72 решетчатых ферм с поясами из широкополочных двутавров высотой 356 мм.
Наиболее опасным в расчетном отношении оказалось сочетание нагрузки от собственного веса и ветрового отсоса при длительном ветровом воздействии со скоростью 70 м/с и кратковременном действии ураганного ветра со скоростью 90 м/с. Для противодействия отсосу в верхней части купола сделана дополнительная пригрузка путем подвешивания технической площадки диаметром 38 м (с телевизионно-осветительным и другим оборудованием) общей массой 68 т.
В уровне нижних поясов главных и второстепенных ребер купола установлены поперечные связи. На уровне верхних поясов уложены прогоны с шагом 2,5 м. Настил покрытия собран из стальных профилированных листов толщиной 0,91 мм с трапецеидальными волнами высотой 38 мм. Вблизи опорного кольца на ширине 4,5 м применены листы толщиной 1,21 мм.
В завершении краткого обзора стальных радиально-кольцевых куполов остановимся на недавно осуществленном в Москве куполе музея Великой Отечественной войны. Купол диаметром 54,8 м, высотой 17,5 м включает ребра из сварных двутавров, поставленные в радиальном направлении, по верхним поясам которых образовывается поверхность купола. В вершине купола радиальные ребра примыкают к верхнему кольцу коробчатого сечения. В основании ребра опираются на нижнее кольцо, имеющее 8 наземных опор. Радиальные ребра в количестве 24 штук соединены между собой десятью кольцевыми затяжками. Для обеспечения устойчивости ребер предусмотрены горизонтальные связи. Радиальные ребра выполнены из сварного
219
Таблица 6.1
Технические показатели некоторых сферических стальных куполов
Наименования здания или сооружения	Материал покрытия	Диаметр купола м	Стрела подъема, м	Расход стали, кг, на 1 м3	Примечание
Корпус сгущения Ковдорского горно-обогатительного комбината СССР	Стальная мембрана толщиной 3 мм	54,0	8,2	65	Ребристо-кольцевой со связями через сектор
Здание склада глинозема в Красноярске СССР	Стальная мембрана 6 = 2 мм по прогонам	42,0	7,0	57	То же
Высоковольтный испытательный центр СССР (проект)	Профилированный стальной настил	227	32,5	88	Ребристо-кольцевой со связями
Склад сушеного концентрата Лисаковского горно-обогатительного комбината (СССР)	Дерево	24	4,3	49	Ребристо-кольцевой
Корпус для испытания электроаппаратуры СССР	Стальной профилированный лист	90	12,5	90	Ребристо-кольцевой со связями через пролет
Корпус сгущения Ка-рагайлинского горно-обогатительного комбината СССР	Железобетонные плиты	56,6	9,0	75	То же
Стадион в Хьюстоне (США)	Прозрачный пластик	196	28,35	80	Сетчатый
двутавра, высотой 100 см, полки двутавра имеют сечение 40 X 2 см, а стенка толщину 1,2 см. Кольца купола выполнены из прокатных двутавров £35 III I и г 30 III 2. Верхнее кольцо коробчатого сечения размерами 66 X 102 см выполнено из листов сечением 70 X 2,5 см (полки) и 102 X 1,2 см (стенки). Нижнее кольцо, на которое опираются радиальные ребра выполнено в виде балки коробчатого сечения, вертикальные стенки имеют сечение 177 X 2 см; горизонтальные полки сечением 124 X 5 см и 124 X 3,2 см. Купол проектировался Моспроектом II, поверочные расчеты в нелинейной постановке производились в ЦНИИСК при использовании программ ВЕДИК (см. главу 4).
Первым несущим алюминиевым радиально-кольцевым куполом был купол над павильоном изобретений на лондонской выставке 1951 г. Ребра, кольца, прогоны, обрешетка и листовое покрытие выполнены из сплава АВ. Купол установлен на стальных мачтах. Расход алюминия составил 232 т.
Наиболее сложным и ответственным узлом ребристых и ребристо-кольцевых куполов является узел присоединения ребер к нижнему кольцу и опирания кольца на нижележащие конструкции. Для увеличения изгибной жесткости в горизонтальной плоскости кольца выполненного из двутавра последний располагается лежа.
Кольцо обычно шарнирно опирается на фундамент или вертикальные колонны.
В завершении обзора в табл. 6.1. приведены технические данные некоторых отечественных сферических радиально-кольцевых куполов и для сопоставления одного сетчатого купола осуществленного в США. Приводимые данные заимствованы у М. Е. Липницкого [ 2]
220
§ 6.2.	Сетчатые купола
Купольные системы, каркас которых образует пространственную стержневую решетку с треугольными ячейками, называются сетчатыми куполами. Купол Шведлера является одной из разновидностей сетчатых куполов.
Несколько куполов Шведлера построены еще в XIX веке в нашей стране. К ним относятся: здания цирка в Санкт-Петербурге (1876 г.) диаметром 48,08 м (расход стали — 27,1 кг/м2). Купол для покрытий панорамы«Оборона Севастополя» (1854—1855 г.г.) пролетом 38,9 м и для цирка в г. Макеевке диаметром 36,5 м.
К настоящему времени сетчатыми куполами перекрыты самые большие однопролетные здания мира. Так построено тысячи сооружений с сетчатыми покрытиями пролетом до 60 метров, сотни — пролетом от 60 до 100 метров и десятки — 100 и более метров.
Покрытия пролетом до 100 м проектируются односетчатыми (однопоясные), свыше 100 м—двухсетчатыми (двупоясными). Максимальный пролет — 265,5 имеет купол крытого стадиона в г. Детройте (США). Приведем примеры сооруженных сетчатых куполов, одним из которых является двухслойный купол Шведлера перекрывающий здание для проведения коррид в г. Мехико (Мексика, 1970 г.) диаметром 134 м и высотой 61 м. Несущий каркас состоит из пересекающихся ферм меридионального и кольцевого направлений с расстоянием между поясами 2,7 м образующий двухслойную стержневую систему с трапецеидальными ячейками. В каждой такой ячейке установлены диагональные крестовые связи с двух уровнях. По наружным поясам каркаса уложена кровля из хромоникелевой стали, к внутренним поясам подшит потолок из листов стеклопластика.
Купол на высоте 10,7 м опирается на монолитное железобетонное кольцо сечением 1,35 X 1,35 м. Купол монтировался навесным способом башенным краном высотою 80 м установленным в центре здания. Выставочный павильон на ярмарке в Брно (ЧССР, 1959 г.) перекрыт сферическим сетчатым куполом диаметром 93,5 м высотой 19,7 м. Несущий каркас купола образован тремя системами трубчатых стержней две из которых спирально восходят от опорного кольца к вершине, а третья образует концентрические горизонтальные кольца. Для изготовления стержней использовались трубы четырех диаметров — 60, 71, 81 и 102 мм. Опорное кольцо выполнено из трубы диаметром 830 мм. Расход стали на несущий каркас составил 257 т (32 кг на м2). В процессе монтажа выявилась недостаточная жесткость конструкции, поэтому были установлены временные связи и заварены некоторые узлы. Аналогичный по конструкции купол был построен в 1961 г. в Бухаресте. (Зимой 1973 г. он разрушился под действием неравномерной снеговой нагрузки) .
Близкое конструктивное решение имеет так же купол выставочного павильона компании «Дженерал Электрик» в Нью-Йорке, диаметром 70 м построенный в 1965 г.
При проектировании сетчатых куполов часто используются узловые соединения широко применяемые в структурных плитах таких как «Меро»; «Триодетик», «Октоплат», «SDC» и др.
С использованием узлового сопряжения «Триодетик» построено ряд односетчатых куполов из труб. Купол оранжереи тропических растений в г. Ванкувер (Канада, 1971 г., пролет 43 м высотой 10,5 м), павильон «Киносфера» (Канада, 1970 г., пролет 46 м высотою 23 м), павильон на «Экспо-70» в г. Осако (Япония), павильон в г. Монтерри (Мексика, пролет 41,5 м, высотой 20,8 м) и др. Дворец спорта Олимпийских игр 1968 г. в городе Мехико (Мексика) представляет собой купол диаметр 144,17 м состоит из 484-х
221
сетчатых гипаров размером 5,49 X 5,49 м с узлами типа «Триодетик». С узлами типа «Меро» построен павильон ФРГ на выставке «Экспо-70» в виде сферического купола диаметром 40 м и высотой 23 м (г. Осака, Япония), а также в г. Дюссельдорф в виде односетчатого полусферического купола. Самым большим сферическим покрытием, выполненным фирмой «Меро», является универсальный спортивный зал в г. Стокгольме (Швеция, 1989 г.).
Хорошо оправдавшие себя узловые сопряжения в структурных плитах, когда все узлы однотипны, в оболочках нельзя обойтись одним типом. Здесь узлы должны выполняться с соблюдением точной ориентации в направлении гребней (Треодетик) или болтов (Меро) в пространстве. Что же касается сварного соединения типа Октаплат, то оно требует высокой точности изготовления стержней по длине.
В завершении обзора сопоставим рассмотренные выше конструкции с точки зрения их статической работы и возможностей изготовления на отечественных заводах. Ребристые и ребристо-кольцевые купола близки друг ДРУГУ по основным конструкциям и могут выполняться на неспециализированных заводах металлических конструкций. Однако ребристо-кольцевые схемы как по металлоемкости, так и по показателям технологичности изготовления и монтажа предпочтительней ребристых.
Преимущество сетчатых куполов перед ребристо-кольцевыми заключается в большей их жесткости и хорошим восприятии несимметричных нагрузок. Согласно исследованиям В. А. Савельева [3] при всех возможных комбинациях интенсивности снеговой и ветровой нагрузок для диаметров купола от 80 до 200 м металлоемкость сетчатых куполов практически не зависит от величины нормативной ветровой нагрузки, тогда как расход стали ребристо-кольцевых куполов растет на 15—40%. Во всем диапазоне нагрузок и пролетов сетчатые купола имеют меньший расход стали, чем ребристокольцевые, причем при малых величинах скоростного напора ветра (230— 380 Па) разница показателей незначительна, но быстро растет с его увеличением. Не следует так же упускать высокую эстетичность сетчатых куполов.
Вместе с тем сетчатые купола более многодельны, чем ребристокольцевые поскольку имеют большее число стержневых элементов и более сложные узловые соединения.
Очевидно для широкого использования сетчатых куполов в отечественном строительстве необходимо с одной стороны изыскать такие поверхности оболочек при которых большинство стержней имеют равные длины, а остальные отличаются по длине незначительно, а так же довести до минимума отклонения углов между стержнями от среднего. С другой стороны целесообразно разработать «податливые» узлы, позволяющие небольшие изменения угла наклона составных элементов конструкции.
Разработкой затронутых вопросов успешно занимается в ЦНИИПСК им. Н. П. Мельникова д. т. н. В. А. Савельев [ 3—6]. Ниже в кратком изложении приводятся результаты его исследований.
§ 6.3.	Построения поверхностей сетчатых оболочек и их конструктивные решения
Для односетчатых оболочек на основе теории симметрии плоских орнаментов разработан новый метод построения сетей с ромбическими и равносторонними шестиугольными ячейками, главная особенность которого состоит в том, что он может быть использован не только для поверхностей вращения, но и для поверхностей произвольной формы, как гладких, так и
222
Рис. 6.2 Три типа сетей с равносторонними ячейками.
составных. Доказано существование трех типов таких сетей (рис. 6.2). Отмечается, что этот метод дает возможность создавать геометрические схемы, в которых две трети стержней имеют равные длины, а остальные стержни незначительно отличаются по длине друг от друга. Максимальные отклонения углов между стержнями от среднего положения не превышают: 7° — в касательной плоскости и 1° — в радиальной. Использование этого метода в сочетании с конструктивным решением каркаса из алюминиевых прессованных профилей дает решение задачи проектирования односетчатых оболочек любой формы и очертания в плане из ограниченного набора унифицированных стержневых элементов и узловых деталей. Сделан вывод о том, что для пологих покрытий наиболее рациональны сетчатые поверхности с ромбическими ячейками, являющиеся дискретным аналогом правильных сетей Чебышева. Предложены три комбинированные схемы сетчатых оболочек, в основе которых лежат сети с равносторонними четырехугольными ячейками (а. с. №№ 19 6272, 594271, 706510).
Показано, что любая незамкнутая сетчатая поверхность также может быть трансформирована без изменения длин стержней и углов между соседними стержнями. На основе использования этого свойства разработан второй метод геометрического формообразования односетчатых оболочек — метод изометрического преобразования и доказано, что с его помощью из простейших форм поверхностей может быть получено бесконечное множество разнообразных форм без увеличения количества типоразмеров конструктивных элементов.
Для двухсетчатых оболочек математическая модель стержневого элемента предлагается в виде неравных отрезков прямых. В общем случае эти отрезки не параллельны и не лежат в одной плоскости. Доказано, что произвольную двухсетчатую поверхность невозможно построить из равносторонних шестиугольных ячеек. Исключение составляет сферическая поверхность. Однако, существует решение обратной задачи — из однотипных пространственных элементов шестиугольной или ромбической формы могут быть образованы двухсетчатые поверхности вращения переменной как положительной, так и отрицательной гауссовой кривизны. Частными случаями являются поверхности постоянной кривизны — сферическая, цилиндрическая и псевдосферическая.
В работе исследованы закономерности изменения характеристик локальной кривизны ромбической ячейки в зависимости от двух основных геометрических параметров: первый характеризует разницу в длинах поясов, второй — угол закручивания грани стержневого элемента.
Разработанный метод геометрического формообразования дает возможность учитывать перемещения края монтируемой конструкции при навесной сборке и обеспечить образование строительного подъема без увеличения количества типоразмеров стержней.
223
Как известно решение подавляющего большинства задач геометрического расчета невозможно без применения вычислительной техники. Для возможности быстрого и оперативного решения разнообразных геометрических задач, в том числе задач геометрического формообразования разработан програмный комплекс GECON. Установлено, что любая задача геометрического расчета может быть сведена к некоторой последовательности вычисления координат характерных точек, каждую из которых можно представить как след пересечения трех поверхностей.
Металлические купола, также как и любые другие строительные конструкции, не могут быть изготовлены и смонтированы абсолютно точно. В результате влияния различных случайных факторов, прежде всего, отклонений в размерах стержневых элементов, форма поверхности реальной конструкции всегда отличается от проектной. Величина отклонения узлов от номинального положения характеризует уровень точности возведения сооружения, от которого зависит его стоимость и надежность. Изготовление конструкций с низкой точностью приводит к необходимости выполнения большого объема дополнительных подгоночных работ при монтаже и снижает несущую способность сооружения. С другой стороны, повышение точности сопровождается увеличением трудоемкости изготовления.
Программный комплекс ОЕСОЫпозволяет осуществлять моделирование процесса изготовления и монтажа с учетом случайных отклонений длин элементов от номинальных размеров и на основе статистического анализа величин отклонений узлов от проектного положения прогнозировать вероятные значения начальных несовершенств формы сооружения. Вероятностная оценка начальных отклонений узлов является одной из важнейших задач геометрического расчета. Для куполов эта задача особенно важна потому, что их общая устойчивость непосредственно зависит от величины начальных отклонений узлов.
В процессе монтажа большепролетных куполов навесным способом случайные отклонения узлов от проектного положения могут быть измерены геодезическими средствами после окончания сборки очередного яруса. Конструктивным приемом, позволяющим полностью или частично компенсировать ошибки изготовления и монтажа, является установка прокладок в плоскостях контакта монтируемого блока с уже смонтированной частью конструкции. Разработана методика назначения толщин прокладок и реализована в программе DELTA.
Далее В. А. Савельевым обосновываются положения по разработке эффективных конструктивных решений. В понятие эффективности вкладывается: меньшая металлоемкость по сравнению с плоскостными конструкциями, технологичность изготовления, простота и малая трудоемкость сборки.
Отмечается, что при традиционном подходе к проектированию сетчатых куполов каждый стержневой элемент и каждая узловая деталь выполняются в строгом соответствии с выбранной геометрической схемой. Количество типоразмеров сборных элементов однозначно определяется числом различных геометрических размеров. Поскольку сетчатые купола двоякой кривизны принципиально невозможно создать из элементов с одинаковыми размерами, с целью сокращения числа различных элементов применяются исключительно циклически симметричные схемы на основе поверхностей вращения. Однако, и в этом случае количество типоразмеров сборных элементов достаточно велико, что снижает технологичность изготовления сетчатых куполов по сравнению, например, с перекрестно-стержневыми конструкциями.
Показано, что малые отклонения геометрических размеров могут быть компенсированы за счет использования таких конструктивных приемов, как: упругая депланация стержней открытого профиля, пластический отгиб фасо-
224
Рис. 6.3 Конструктивное решение узлового соединения стержней сетчатых куполов из алюминиевых профилей.
нок узловых деталей, сдвиг контактных плоскостей фрикционных соединений в пределах разницы диаметров болтов и отверстий под болты, установка калиброванных прокладок в местах передачи сжимающих усилий через фрезерованные торцы, изменение ширины нахлеста кровельных листов и эта идея была реализована для покрытий пролетом от 20 до 60 м, где В. А. Савельевым предложена конструкция каркасно-обшивной алюминиевой сетчатой оболочки (а. с. №№ 574509, 657139, 894110). Основная идея заключается в том, что для изготовления узловой детали, соединяющей концы шести стержней каркаса, используется специальный алюминиевый профиль в виде звезды с шестью лучами. Благодаря особой конфигурации сечения каждый луч узловой детали легко может быть отогнут из плоскости в пределах 7°. Средний угол наклона стержня к оси узла в радиальной плоскости обеспечивается проектной разметкой отверстий в стержнях под высокопрочные болты, а возможные отклонения углов от среднего значения в каждом из узлов компенсируются за счет расчетного люфта в одном из двух болтов соединений (рис. 6.3). При монтаже до завершения сборки всего каркаса болты не затягивают, и только после того, как все элементы установлены и конструкции приняла заданную геометрическую форму, производится контролируемое натяжение болтов.
Предложенное конструктивное решение дает возможность создавать сетчатые оболочки с произвольной формой поверхности при максимальной унификации сборных элементов. Гибкость и универсальность решения, воз
8 — 5982
225
можность создания оригинальных сооружений по индивидуальным проектам из ограниченного сортамента сборных элементов обеспечивается благодаря использованию принципа поэлементной сборки. Поскольку масса каждого из элементов не превышает 10 кг, сборка может производиться вручную, без грузоподъемных механизмов.
Снижения трудоемкости работ на монтаже можно достичь при использовании панельных решений односетчатых куполов. Для образования панели каждый стержень каркаса разрезается на две половины плоскостью симметрии, проходящей через его продольную ось. Половины стержней объединяются в замкнутый рамный каркас, к которому крепятся наружная и внутренняя обшивка. Простой конструктивный прием (а. с. № 531909), позволяет изготовить такие ячейки из прямолинейных швеллеров. Он заключается в том, что в полках швеллера с шагом, равным приблизительно длине стержня, выполняются парные прорези, благодаря которым швеллер легко сгибается в четырехугольную или шестиугольную раму. Изменением расстояния между прорезями можно регулировать локальные характеристики кривизны панелей. Плоские стальные листы толщиной 0,6... 1,0 мм привариваются в кондукторах к наружным полкам рам. Они фиксируют форму панели и обеспечивают восприятие усилий, направленных по диагоналям между узлами. Изгибная жесткость панелей может быть существенно увеличена за счет установки полосовых диагоналей по внутренним полкам. Панели соединяются между собой на болтах. Узловые детали отсутствуют.
Установлено, что для покрытий пролетом свыше 100 м определяющим показателем эффективности является снижение трудоемкости монтажных работ. Наиболее рациональным методом сооружения большепролетных покрытий является их навесная сборка из крупных блоков полной строительной готовности, включающих элементы как несущих, так и ограждающих конструкций, без применения подмостей или каких-либо поддерживающих конструкций. При этом отмечается, что такой способ производства работ при монтаже требует увеличения изгибной жесткости оболочки и перехода к двухсетчатым поверхностям. Далее приведены результаты разработки и исследования двух типов монтажных блоков: четырехугольного и шестиугольного (а. с. №№ 590414, 920150, 1038455). Каждый блок имеет каркас из стержневых элементов в виде ферм с параллельными поясами, наружную мембранную обшивку и панели подвесного потолка. Показано, что шестиугольные блоки дают возможность осуществить симметричное загру-жение конструкции. Кроме того, такое решение позволяет избежать спаренной решетки в фермах. Разъемное узловое соединение стержневых элементов каркаса (а. с. № 765476) приведено на рис. 6.4. Пояса стержней кольцевого направления соединяются между собой сквозной почти плоской фасонкой. Узловые детали, к которым крепятся пояса стержней двух других направлений, имеют симметричную У — образную форму с плоскофрезерованными торцами. Все три узловые детали соединяются болтами. Показано, что, поскольку осесимметричная оболочка по направлению меридиана имеет только сжимающие усилия, разъемный узел имеет такую-же несущую способность, как и узел с цельной узловой деталью тех же геометрических размеров. Мембрана, которая приваривается к наружным поясам, выполняет, в основном, ограждающие функции. Она воспринимает местные ветровые и снеговые нагрузки в пределах треугольной ячейки и одновременно развязывает верхний пояс от потери устойчивости. Доказано, что в зоне растягивающих усилий в кольцевых элементах каркаса мембрана может быть эффективно включена в работу. Обратим так же внимание и на узлы структурных стержневых плит осуществляемые на ванной или электрошлаковой сварке (рис. 4.8). Напомним, что такие узлы допускают отклонения как в угле
226
Рис. 6.4 Разъемное узловое соединение поясов двухсетчатого купола: а) узел в сборе;
б) процесс сборки;
в) детали узла.
примыкания, так и длинах сопрягаемых стержней. Эти узлы прошли необходимые исследования и опробированы практикой строительства весьма крупных сооружений.
Изготовление односетчатых куполов из алюминиевых прессованных профилей было освоено в 1974 году на заводе алюминиевых конструкций производственного объединения «Мосметаллоконструкция» в г. Видное Московской области.
На территории завода был построен первый экспериментальный сетчатый купол диаметром 21 м и высотой 7,3 м. В 1975 году по этому же проекту был сооружен выставочный павильон строительного раздела Выставки достижений народного хозяйства (на Фрунзенской набережной).
Два алюминиевых сетчатых купола применены в проекте здания лаборатории «Искусственный небосвод» Научно-исследовательского института строительной физики. Здание введено в эксплуатацию в 1981 году.
Примером возможности создания оболочки сложной геометрической формы является покрытие водно-оздоровительного корпуса пансионата «Березки» Госстроя СССР. Оболочка состоит из одинаковых симметричных секторов и опирается на шесть стоек, расположенных по окружности диаметром 40 м. Высота в центре равна 11,7 м. Строительство закончено в 1983 году.
Кроме того, запроектированы и построены: покрытие музея ракетных войск под Москвой, здание пионерлагеря в г. Евпатория, корпус столовой пансионата на мысе Форос в Крыму и др.
С использованием панелей с мембранной обшивкой в 1978 году построен павильон для испытания электротехнического оборудования в виде сферического купола диаметром 32 м и высотой 19 м, а также купол главного собора Ново-Иерусалимского монастыря при реконструкции в 1980 г.
В завершении В. А. Савельев касается оценки приближенных методов статического расчета куполов.
8*	227
Отмечается, что несмотря на быстрое развитие вычислительной техники и совершенствование программ, позволяющих выполнять анализ напряженно-деформированного состояния многоэлементных конструкций точными методами, приближенные методы расчета не утратили своего значения. Благодаря простоте, гибкости они весьма эффективны на ранних этапах проектирования. Их точность оказывается вполне достаточной для оценки усилий и предварительного подбора сечений стержней при сравнении вариантов, общей компоновке сооружения, выборе наиболее рациональных размеров и пропорций.
В приближенных расчетах усилия в сетчатых оболочках определяются через напряжение сплошных оболочек. Ниже приводятся формулы этого метода для сетчатой оболочки с треугольными ячейками.
Выполнены исследования точности метода дискретного аналога применительно к пологой шестиугольной в плане сферической оболочке. Существо метода заключается в возможности использования расчета сетчатой оболочки с конкретной геометрической схемой для определения усилий в другой оболочке с аналогичными условиями опирания и загружения, но имеющей более редкую или более частую стержневую сеть. Установлено, что точность вычисления усилий в среднем по всем стержням достаточно высока (не превышает 6%), что позволяет рекомендовать метод дискретного аналога для решения задач оптимального проектирования, где результатом расчета являются интегральные показатели массы и стоимости. Он может быть успешно использован также для приближенного расчета конструкций на стадиях эскизного проектирования и сравнения вариантов.
Для сетчатых оболочек характерно плавное деформирование их срединных поверхностей под нагрузкой. На использовании этой закономерности построен приближенный метод расчета, заключающийся в том, что система уравнений метода перемещений составляется не для всех, а лишь для части узлов системы — основных узлов, а перемещения остальных — второстепенных узлов Д(. выражаются через перемещения основных по формуле
А/ =
i=i
где cik — интерполяционные коэффициенты; т — число основных узлов.
Коэффициенты сокращенной системы уравнений метода перемещений Qfa и р£ выражаются через коэффициенты полной системы r;j и т* по формулам:
п п	п
рь = £ Z ; р* = £ с^г i=l /=1	i=l
Оценка точности вычисления перемещений показала, что тридцатипроцентное уменьшение количества основных узлов приводит к погрешностям в пределах 5% от точного расчета. Вполне приемлемую точность порядка 10% дает уменьшение количества основных узлов системы вдвое. Однако наилучшие результаты могут быть достигнуты при сгущении сети основных узлов в наиболее ответственных местах расчетной схемы.
§ 6.4.	Распределение метереологических нагрузок на примере проектирования купола Храма Христа Спасителя
Ребристо-кольцевой купол Храма Христа Спасителя, запроектированный Курорт проектом (автор к. т. н. Н. В. Канчелли) имеет максимальный диаметр 30 м и высоту 23 м. Радиальные ребра приняты в виде плоских криволиней-
228
Таблица 6.2
Ориентировочные значения аэродинамических коэффициентов Се внешнего давления для купольной части сооружения
Угол а°	Уровень горизонтального сечения, [м]						
	65.23	70	73	76	79	82	85
0	+0.8	+0.8	0.0	—0.7	0.0	—0.3	—0.6
30	+0.3	+0.3	—0.7	—0.9	—0.4	—0.7	—1.0
50	—0.3	—0.3	—1.1	—0.9	—0.8	—1.1	—1.5
70	—1.4	— 1.4	— 1.2	—1-0	—1.1	—1.4	—1.7
90	—1.0	—1.0	—1.3	—1.0	—1.2	—1.5	—1.7
120	—0.5	—0.5	—1.1	—0.8	—1.0	—1.2	—1.5
150	—0.5	—0.5	—0.5	—0.4	—0.6	—0.9	—1.3
180	—0.5	—0.5	—0.5	—0.3	—0.4	—0.7	—1.3
ных ферм переменной высоты, верхние пояса которых образовывают поверхность купола. В нижнем ярусе купола высотою 13,6 м расположено 26 ребер, тринадцать из которых продолжаются до высоты 18,4 м и семь — до вершины купола на высоту 23 м. Радиальные ребра в девяти ярусах связаны кольцевыми фермами установленными по высоте через 2,3 м. В плоскости наружных и внутренних поясов радиальных ребер в трех панелях расположены решетчатые связи. Распор с купола воспринимается двумя железобетонными кольцами опирающимися на нижележащие конструкции на отметке 65,23 м и расположенными под поясами радиальных ребер. Ввиду уникальности сооружения и значительной его высоте большое внимание было уделено установлению величин и характера распределения метереологических воздействий, для выявления которых привлекались сотрудники лаборатории нагрузок и сейсмостойкости ЦНИИСК в лице к. т. н. В. А. Отставного и Н. А. Попова. Общее заключение по надежности сооружения давал ведущий сотрудник лаборатории металлоконструкций д. т. н. П. Г. Еремеев.
Ветровые нагрузки
При назначении ветровых нагрузок исходили из срока эксплуатации сооружения, превышающего сто лет.
Было рекомендовано учитывать:
—	ветровое давление, действующее по нормали к внешней поверхности купола;
—	силу трения, прикладываемую к внешней поверхности купола, учитывающую воздействие ветра на расположенные по поверхности купола ребра высотой 150—300 мм;
—	любое сопротивление креста.
Для всех этих случаев расчетное значение ветровой нагрузки определяется по формуле:
= едг)  с[1 + g(z) • V] т
где Wo — 23 кг/ м2 — нормальное значение ветрового давления
K(Z), £(Z) — коэффициенты, учитывающие изменение среднего давления ветра и его пульсаций по высоте, соответствующие местности типа В и определяемые по данным табл., 6 и 7 СНиП 2.01.07—85;
у = 1,7 — коэффициент надежности по ветровой нагрузке, значение которого принято из условия эксплуатации сооружения превышающей 100 лет.
229
Рис. 6.5. Схема сооружения и распределения аэродинамических коэффициентов: а) вертикальный разрез; б) поперечное сечение.
При определении давления ветра и силы трения, действующих непосредственно на купольную часть Храма, допускается принимать:
1=1, V -0,7
В табл. 6.2. приводятся ориентировочные значения аэродинамических коэффициентов давления Се, соответствующие ветровой нагрузке направленной по нормам к внешней поверхности купола, в вершине купола (точка А на рис. 6.5.).
Сс=-1,1
При определении силы трения купола, действующей в горизонтальном направлении, значение соответствующего аэродинамического коэффициента трения рекомендуется принимать равным 0,2. На начальном этапе проектирования сооружения могут быть использованы следующие значения коэффициентов:
£ - 2,2; V = 0,9; Сх = 1,4
где Сх — коэффициент лобового сопротивления. Использование при эксплуатации сооружения оттяжек, соединяющих крест с несущими конструкциями купола, приводит к снижению коэффициента динамичности | на 30—40%.
Нагрузка от снега и гололеда
Рассматриваемая форма купола имеет своеобразный профиль поперечного сечения, угол наклона образующей меняется от отрицательного в нижней части, немного выше — нулевого, средней части — 46° и в верхней — 50°— 70°. Круговые сечения купола при значительной высоте над поверхностью земли, создает условие постоянного воздействия ветра, под действием которого снег не может откладываться. В связи с этим при проектировании снег может не учитываться.
При рассмотрении гололедных нагрузок на купол и крест можно руководствоваться указаниями раздела 7 СНиП 2.01.07—85 «Нагрузки и воздействия».
В соответствии с п. 7.2. нормативное значение поверхностей гололедной нагрузки определяется по формуле:
i = b • К • ц - 5 • q
где Ъ — толщина стенки гололеда (мм) превышаемая один раз за выбранный период времени
К — коэффициент, учитывающий изменение толщины стенки гололеда по высоте
230
р — коэффициент, учитывающий отношение площади поверхности элемента, подверженной обледенению, к полной площади поверхности элемента
S — плотность льда 0,9 г/см3
q — ускорение свободного падения, м/сек2.
Применительно к рассматриваемым объектам (купол и крест) вышеуказанные параметры определяющие гололедную нагрузку необходимо учесть:
а)	нормативное значение толщины стенки гололеда, которое определим путем экстраполяции толщин стенки гололеда приведенные с ПУЭ 1978 года (Правила устройства электроустановок).
Так например, для срока службы Т = 100 лет (обеспеченность Р = (1 — 1/Т) 100% — 99%) толщина стенки гололеда составит — 25 мм.
для Т = 200 лет (Р = 99,5%) — 28 мм
для Т = 300 лет (Р = 99,67%) — 32 мм
б)	Коэффициент К, учитывающий изменение толщины стенки гололеда по высоте, определяется по табл. 13 СНиП 2.01.07—85 и может быть принят как для купола, так и для креста, равным 2.
в)	Коэффициент ц2, учитывающий отношение площади поверхности в соответствии со СНиП 2.01.07—85 принят равным 0,6 при этом гололедную нагрузку для купола, следует также учесть на половине его поверхности с коэффициентом ц2 = 1. Для креста учитывая сложность «орнамента» отдельных его элементов целесообразно учесть гололедную нагрузку также с коэффициентом ц2 = 1.
г)	При определении нагрузочного эффекта от гололеда (и других нагрузок) должен быть учтен коэффициент надежности по ответственности уп = 1,2 (как для уникальных зданий и сооружений).
§ 6.5. Разработка радиально-кольцевого и сетчатого куполов для перекрытия большой арены в Лужниках (Москва)
В 1991 г. многие проектные и научные организации г. Москвы представили эскизные проекты покрытия большой арены в Лужниках. Согласно заданию спортивная арена в плане представляет многоугольник вписанный в овал, с размерами по главным осям 299 м и 238 м. В середине длинных сторон имеются прямолинейные участки по 66 м. В одних проектах рассматривалось стационарное покрытие, в других — стационарное над трибунами площадью 47400 м2 и трансформированное — над спортивным ядром площадью 18500 м2. Рассмотрев несколько десятков проектных предложений Градостроительный Совет г. Москвы поручил четырем организациям (МНИ-ИП, НИИЖБ, Спортпроекту и Курортпроекту) выполнить технико-экономическое обоснование (ТЭО) по представленным ими проектам. Ниже приводятся два проекта покрытия осуществленных с применением ребристо-кольцевого и сетчатого куполов (Спортпроект) и сферической ребристокольцевой оболочки (МНИИП).
Ребристо-кольцевое покрытие в виде усеченного купола (проектное предложение)
Проект разработан в институте Спортпроект архитектором И. А. Гунст и др. при инженерной проработке к. т. н. В. Б. Микулина (ЦНИИСК) [7] Конструкция стационарной части представляет собой ребристо-кольцевой усеченный купол сферического очертания. Конструкция состоит из наружного и внутреннего опорных контуров, радиальных и кольцевых ребер, поверху
231
Рис. 6.6. Проект купольного покрытия большой арены в Лужниках:
а) — разрез; б) — план. 1 — трансформируемая часть покрытия в виде мембраны; 2 — наружный опорный контур; 3 — внутренний контур; 4 — радиальные ребра; 5 — кольцевые ребра; б — мембраны; 7 — светопрозрачные вставки.
которых располагается мембрана снабженная в радиальном направлениях светопрозрачными вставками (рис. 6.6.).
Наружный опорный контур имеет сварное коробчатое сечение размером 4 X 2 м снабженное продольными и поперечными ребрами жесткости. Внутренний контур также как и наружный имеет коробчатое сечение, но с габаритными размерами 2 X 5м снабженный системой диафрагм. Материалом обоих контуров служит листовая сталь марки 09Г2С. Радиальные и кольцевые ребра выполняются сквозными и имеют поперечное сечение в виде треугольника высотой и шириной по 2 м обращенное вершиной вниз. Пояса ребер и элементы пространственной решетки запроектированы из стальных горячекатанных труб. Сечение верхних трубчатых поясов 450 X 20 мм, нижних (две трубы) — 325 X 16 мм.
По верху кольцевых ребер располагается мембрана из нержавеющей стали 10X18НЮТ толщиной 2 мм, которая в виде лепестков трапециевидной формы крепится к опорным контурам и ребрам. Для более полного вклю
232
чения мембраны в работу системы ей задается предварительное напряжение, при этом помимо ограждающих функций она обеспечивает устойчивость кольцевых и радиальных ребер выполняя роль крестовых связей. По верху располагаются тепло-гидроизоляционные и акустические слои. Между верхними поясами радиальных ребер устраивается светопрозрачное ограждение. Трансформируемая часть покрытия решена ввиде прямоугольной металлической мембраны размером в плане 120 X 180 м, толщиной 3 мм, которая имеет форму гиперболического параболоида.
В собранном состоянии мембрана скручивается на вал длиной 120 м и диаметром 3 м, который опирается на систему роликов, обеспечивающих восприятие как вертикальных, так и горизонтальных усилий. По концам вала установлены приводы для сматывания мембран. Перемещение мембраны в процессе трансформации осуществляется по двум направляющим, размещенным вдоль ее более длинных сторон. Соединения предусмотрены сварными в заводских условиях и болтовыми в условиях монтажа.
Монтаж покрытия предусматривается в следующей последовательности: с помощью двух кранов, один из которых располагается снаружи сооружения, а второй — внутри по периметру беговой дорожки, монтируются наружный и внутренний контуры покрытия. Причем элементы наружного контура устанавливаются непосредственно на имеющиеся колонны, а внутреннего — на временные стойки. К смонтированным контурам крепятся радиальные ребра, причем возможен случай, когда каждое ребро по длине состоит из двух половин, стыкуемых в пролете на временных опорах. Затем производится монтаж кольцевых ребер и раскатка мембраны по которой укладываются тепло-гидроизоляционные слои. Завершается монтаж опусканием опор внутреннего контура, после чего покрытие приобретает проектную геометрию.
Конструкция покрытия рассчитывалась на осесимметричное загружение от собственного веса и снеговой нагрузки, для которой принималось повышенное значение — 1,6 кПа. Оценивалось также ветровое воздействие. Расчетная схема покрытия принималась в виде стержневой ребристо-кольцевой системы с жесткими узлами сопряжения. Определение геометрии покрытия и его расчет произведен с применением ЭВМ в геометрически нелинейной постановке.
Учет работы мембраны позволил снизить расчетные силовые факторы (продольные силы, изгибающие моменты) в среднем на 15%.
Следует отметить, что при разработке проекта предусматривалось усиление существующих колон и фундаментов, для чего требовалось 900 м3 бетона и 400 т стали.
Расход материалов на собственное покрытие составил:
—	несущие и ограждающие конструкции стационарной части — 8415 т (сталь)
—	конструкции трансформируемой части в варианте с нержавею- 800 т
щей сталью
или в варианте с алюминиевым сплавом	— 300 т
Разработка усеченного сетчатого купола для перекрытия Большой арены в Лужниках (проектное предложение)
Конструкция покрытия также как и при радиально-кольцевом варианте купола разрабатывалась в Спортпроекте (руководитель проекта арх. и Гунст) с привлечением д. т. н. В. Савельева (ЦНИИ ПСКа им. Н. П. Мельникова)
Конструкция покрытия здесь также содержит стационарную и трансформируемую части. План и разрез сооружения изображены на рис. 6.7.
233
Рис. 6.7. Проект покрытия большой арены сетчатой оболочкой:
а) боковой вид; б) — план. 1 — наружный контур, 2 — внутренний контур, 3 — несущие конструкции стационарной части, 4 — блоки трансформируемой части.
Несущая конструкция стационарной части запроектирована ввиде двухслойного сетчатого купола-оболочка внутренняя, поверхность которой образована вращением дуги окружности с радиусом R = 386,6 м. Сетчатая оболочка разбита на ячейки в виде равнобедренных треугольников, основания которых расположены в вертикальных поперечных плоскостях, перпендикулярных продольной оси стадиона. Расстояние между поясами оболочки принято 3 м. Пояса соединены между собой решеткой.
Основные элементы сетчатой оболочки запроектированы из квадратных и прямоугольных замкнутых сварных профилей, однако возможно использование круглых труб из стали марки 09Г2С.
Отправочным элементом каркаса оболочки является пространственный блок с провозным габаритом 3.2 X 5 X 3 м, массой до 3 т, благодаря чему наиболее сложный узел пересечения ферм трех направлений выполняется в заводских условиях, обеспечивающих повышенную точность изготовления и 100% контроль качества сварных соединений. Центральное узловое сопря
234
жение в виде пересекающихся по одной оси шести радиальных плоскостей предполагалось выполнить методом электрошлаковой сварки. Монтажные соединения предусмотрены на фланцах, с использованием высокопрочных болтов.
Внутренний и наружний опорные контуры оболочки запроектированы сварными, прямоугольного коробчатого сечения из стали марки 16Г2АФ. Растянутый наружний контур для обеспечения повышенной надежности и живучести сооружения предварительно напряжен 12-ю пучками стальных канатов диаметром 60 мм. Эти канаты воспринимают около 50% растягивающих усилий контура. Монтажные соединения обоих контуров выполняются на высокопрочных болтах.
Разрабатывались два варианта создания светопрозрачной ограждающей поверхности оболочки. Первый — покрытие из алюминиевых рам, заполненных стеклопакетами из дымчатого стекла, второй — покрытие в виде профилированного настила из стеклопластика. Конструкции обоих вариантов обеспечивали беспрогонное опирание светопрозрачных элементов непосредственно на промежуточные узлы каркаса оболочки.
Монтаж стационарной части покрытия возможно осуществлять навесным способом, при котором производится последовательное наращивание несущих конструкций от наружного опорного контура к внутреннему. В этом случае отпадает необходимость в устройстве временных опор и фундаментов под них, появляется возможность использования для монтажа более легких кранов и сохранялась от повреждений беговая дорожка и травяной покров арены стадиона.
Трансформируемая часть покрытия образована системой пространственных блоков длиной до 65 м и шириной 5 м. Блоки изогнуты в продольном направлении по дугам окружности с радиусами кривизны 250—220 м для средних и крайних блоков соответственно. Блоки, посредством троссовой системы, перемещаются по направляющим, уложенным по стационарной части покрытия.
Трансформация покрытия осуществляется последовательным выдвижением блоков к центру арены, начиная от крайних блоков малой длины. Два симметричных блока перемещаются навстречу друг к другу до стыковки в упор в верхней точке. Во время перемещения они работают консольно, воспринимая, в основном, нагрузку от собственного веса. После стыковки производится выдвижение из внутреннего контура упоров, превращающих два блока в единую арочную систему. Затем производится перемещение двух следующих пар блоков, причем в качестве направляющей используется уже смонтированная соседняя блочная арочная система.
После полного завершения трансформации несущие конструкции трансформируемой части способны воспринять расчетную снеговую нагрузку интенсивностью 1,6 кПа. Схемы трансформации покрытия показаны на рис. 6.7.
Блоки трансформируемой части покрытия состоят из двух спаренных пространственных треугольных ферм, имеющих расстояние между поясами — 3 м. Элементы ферм запроектированы из круглых алюминиевых труб диаметром 100—300 мм.
Покрытие блоков предполагается выполнить из профилированного алюминиевого настила или из стеклопластика.
Для оценки металлоемкости конструкции, покрытие было рассчитано с помощью ЭВМ на осесимметричное загружение, с учетом массы трансформируемой части.
Расход материалов на собственно покрытие составил:
— Несущие и ограждающие конструкции стационарной части (сталь) — 7680 т — Конструкции трансформируемой части — алюминиевый сплав — 450 т
235
§ 6.6. Сферическая ребристо-кольцевая оболочка для перекрытия Большой арены в Лужниках
Перейдем к рассмотрению принятого к строительству варианта перекрытия Большой спортивной арены, разрабатываемого в МНИИП под руководством к.т.н. В. В. Ханджи и при научном обеспечении проекта ведущим сотрудником ЦНИИСК к. т. н. В. Б. Микулиным. [8]
Стационарная часть покрытия запроектирована в виде пологого усеченного купола-оболочки (рис. 6.8.). Ее основными несущими конструкциями являются система радиально-кольцевых ребер, опирающихся на наружный и внутренний опорные кольца. Наружное кольцо опирается на стальные двутавровые колонны, идущие с шагом 12,5 м, объединенные в некоторых местах вертикальными связями. Соединение колонн с фундаментами и опорным контуром — шарнирное, что позволило свести к минимуму усилия от температурных перепадов.
Рис. 6.8. Проект покрытия большой арены в виде ребристо-кольцевой оболочки.
а) конструктивная схема; б) экспериментальная модель. 1 - Стационарная часть: а - наружный контур, б - внутренний контур, в - радиальные ребра, г - кольцевые ребра. 2 - Трансформируемая часть. 3 - Колонны.
236
Наружный контур имеет коробчатое сечение с размерами 6 X 2,2 м, внутренний сжато-изогнутый контур сечением 4,2 X 0,9 м частично выполнен из толстолистовой стали, частично — в виде решетчатой системы. Радиальные ребра имеют двутавровое сечение высотою 3,1 м и ломаную продольную ось. Кольцевые ребра имеют двутавровое сечение высотою 1,6 м. В отдельных местах кольцевые и радиальные ребра объединены связями. Все стационарные конструкции выполнены из стали 10ХСНД.
Ограждающее покрытие запроектировано в виде тонко-листовой мембраны, выполняемой из рулонируемой стали толщиной 2 мм. При этом рулоны раскатываются в радиальном направлении по второстепенным кольцевым балкам, располагаемым с шагом 2 м. Трансформируемая часть покрытия размерами в плане 180 X 120 м, запроектирована в виде двух створок, перемещаемых вдоль длинной оси арены по рельсовым путям на тележках. Створки имеют решетчатую структуру, обшитую сверху предварительно напряженным алюминиевым листом толщиной 1 мм.
Трансформированная часть, отнесена ко второй очереди строительства, разрабатывается КБ общего машиностроения из алюминиевого сплава 1915Т. Расход стали на несущие конструкции стационарной части составил 15300 т. Расход алюминия в трансформированной части — 1200 т. На градостроительном Совете настоящему конструктивному варианту было отдано предпочтение, в силу этого ЦНИИСК был привлечен для более детального изучения прежде всего силовых воздействий, для чего производились испытания моделей в аэродинамической трубе ИМ МГУ им. Ломоносова. Снегоот-ложения исследовались на модели, выполненной в масштабе 1 : 1000 от натуры. Снег эмитировался древесной мукой. Продувка осуществлялась в скоростном потоке 2,5 3,2 м/с при наличии трансформированной части и без нее. В первом случае при открытых, закрытых и полуоткрытых створок. Эксперимент показал, что определяющим для стационарной части, когда створки трансформированной части закрыты (рис. 6.9.). Ветровые воздействия изучались на моделях, выполненных в масштабе 1/300 натуры. При скорости потока 30 м/с и варьировании направления ветрового потока. Наиболее неблагоприятное ветровое воздействие проявилось при открытой трансформированной части, при этом значения коэффициента ветрового давления Ср определяли как разницу внутреннего и внешнего давления. Как видно большая часть площади подвержена отрицательному давлению (отсосу), независимо от направления ветра отсосу подвержено порядка 90% площади (рис. 6.10). При расчете конструкции вес второстепенных балок подвесного потолка и оборудования принимался равным 500 Н/м2, расчетная снеговая нагрузка принималась 1,4 кН/м2 для всего покрытия и 1,6 кН/м2 для створок трансформированной части. Учитывалась повышенная снеговая нагрузка 2 кН/м2 и коэффициент надежности по ответственности сооружения уг( = 1,2, при повышенной снеговой нагрузке принималось у„ = 1. Статический расчет выполнялся на ЭВМ независимо в МНИИП и ЦНИИСК. В первой организации расчетная модель принималась в виде стержневой системы, отражающей 1/4 покрытия при 268 узлов и 336 элементах Расчет производился в геометрически линейной постановке с использованием программы комплекса «ЛИРА». В ЦНИИСК рассматривалась 1/2 часть покрытия с 568 узлами и 743 элементами, при этом расчет выполнялся в геометрически линейной и нелинейной постановках с использованием программного комплекса «ГАММА». Сопоставление этих двух расчетов показало, что при учете изменения геометрии значения усилий и перемещений в отдельных элементах на 5—10% снижается. Далее приводятся результаты геометрически нелинейного расчета. Эти расчеты выполнялись на воздействие 13 комбинаций нагрузок, включающих собственный вес, технологическое оборудование, снег при различных схемах его расположения, от трансформированной части, темпе-
237
Jf-lo
Рис. 6.9. Схема распределения снеговой нагрузки:
а — равномерное распределение;
б — неравномерное.
jWf *0.9
J*i * 0,6 jMimajC - 6-0 Ji *i	a 4.(7
z 7-0 >	0.5
ратурных воздействий. Максимальные усилия и перемещения оказались когда к постоянной нагрузке добавлялась нагрузка от равномерно распределенного снега (схема «а» на рис. 6.9) и нагрузка от трансформированной части.
Основные элементы покрытия подвержены изгибу и поперечной силы в двух плоскостях, нормальных усилий и кручению. В наружном опорном контуре продольные растягивающие усилия практически постоянны по длине (разница составляет 2,1% при максимальном значении N = 10168 кН. Максимальные изгибающие моменты в вертикальной плоскости составили Af — 26510 кНм и проявлялись в зонах находящихся примерно в 1/4 длины контура, при этом значение моментов вдоль короткой стороны контура было в 2 раза меньше чем вдоль длинной. Эпюры изгибающих моментов в горизонтальной плоскости знакопеременна. Крутящие моменты в контуре не превышали Мкр = 11430 кНм. Максимальные горизонтальные перемещение контура покрытия от полной расчетной нагрузки составили вдоль короткой оси V = 17,8 см и V = 15,5 см вдоль длинной. При постоянной нагрузке аналогичные перемещения составили V = 11,7 см V = 8,3 см.
Во внутреннем контуре продольные усилия сжатия составили W = 103830 кН и по всей длине были практически постоянны.
Изгибающие моменты в вертикальной плоскости контура меняют знак при переходе от более длинной стороны к короткой, имеют значения Му = 500720 кНм и Му = 99690 кНм.
В горизонтальной плоскости контура моменты знакопеременны по длине с максимальными значениями Мг = — 16070 кНм и Mz = — 11450 кНм. Наибольшие крутящие моменты проявились в середине более длинной стороны и составили Л/кр = — 15170 кНм. От полной расчетной нагрузки горизонтальные перемещения V = — 23 см, вдоль короткой стороны и V ~ 5,4 см вдоль более длинной. В вертикальной плоскости внутренний
238
Рис. 6.10. Распределение аэродинамических коэффициентов Ср по поверхности покрытия
контур перемещается неравномерно V = 154,6 см относительно короткой оси и V = 62,5 см относительно длинной. От постоянной нагрузки эти прогибы были соответственно V — 76,3 см и V = 43,8 см.
Данные расчета сопоставлялись с результатами испытаний большой модели покрытия стадиона (рис. 6.8б), проводимыми коллективно институтами ЦНИИС, МНИИТЭП и ЦНИИСК, которыми руководил к. т. н. В. Б. Микулин.
Модель изготовлялась из гнутых стальных профилей в масштабе 1/зо и имела габаритные размеры в плане 10,8X8,3 м. Длины всех стержневых элементов моделировались с натурой, при отклонении их сечений от масштаба моделирования. В силу этого результаты испытаний сопоставлялись с аналитическим расчетом собственно модели, выполненного по той же методике и с привлечением вычислительных средств, использованных при расчете натурной конструкции.
Статические нагружения модели осуществлялись с использованием домкратов в три-четыре этапа, при этом последний этап соответствовал расчетной нагрузке. Динамические испытания осщдествлялись вибровозбудителем.
Усилия в стержнях определялись при помощи датчиков сопротивления (их общее количество составляло около 1000 шт.) перемещения — прогибо-мерами и мессурами. Сопоставления результатов экспериментальных исследований и аналитических расчетов показало удовлетворительное их совпадение. Максимальные отклонения не превышали 10—15%. Общее научное руководство при строительстве объекта осуществляет директор ЦНИИСК д. т. н. проф. В. М. Горпинченко.
Использованная литература к главе 6
1.	Попов С. А. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов. Издательство «Высшая школа» М. 1963. С. 158.
2.	Липницкий М. Е. Купольные покрытия. Стройиздат Л. 1981. С. 99, 101, 106.
3.	Савельев В. А. Новые конструктивные решения металлических сетчатых оболочек — В кн. Исследование и развитие теории конструктивной формы металлических конструкций. Труды ЦНИИпроектстальконструкция. М.: 1977. вып. 21, стр. 94—104.
4.	Мельников Н. П., Савельев В. А., Мухин Б. Г. Формообразование сетчатых оболочек переменной кривизны.— В кн. Труды ЦНИИпроектстальконструкция, М.: вып. 22, стр. 2—23.
5.	Савельев В. А. Металлические купала. В кн.: Современные пространственные конструкции: справочник. Под ред. Ю. А. Диховичного, Э. 3. Жуковского. М.: Высш, шк., 1991, стр. 187—204.
6.	Савельев В. А. Теоретические основы проектирования металлических куполов. Автореферат диссертации на соискание ученой степени доктора технических наук. М. 1995.
7.	Гунст И. А. О перекрытии Большой арены Центрального стадиона в Лужниках. Пространственные конструкции зданий и сооружений, Выпуск 1996.
8.	Ханджи В. В., Микулин В. Б. Покрытие большой Спортивной арены в Лужниках. Пространственные конструкции зданий и сооружений. Выпуск 1996 г.
239
Глава 7
МЕМБРАННЫЕ ОБОЛОЧКИ
§	7.1 Общее представление о конструкции и ее исследования
Характерные особенности мембран. Желание совместить в одном элементе несущие и ограждающие функции привели к использованию идеи растянутых поверхностей, конструктивное выражение которых нашло в мембранных пространственных покрытиях. Такие системы в своем большинстве изготавливаются из стали и железобетона, при этом сталь, хорошо воспринимающая растяжение, идет на изготовление собственно мембраны, а из железобетона, хорошо работающего на сжатие, выполняется опорный контур. Большим достоинством мембран является возможность перенести основные трудоемкие процессы при изготовлении пролетной части покрытия в заводские условия и там создавать большеразмерные стальные полотнища, которые в компактных рулонах доставлять на строительство и получать сразу готовую поверхность площадью 300—500 м2.
Следует отметить, что приоритет в создании мембранных конструкций принадлежит нашему соотечественнику, выдающемуся русскому инженеру В. Г. Шухову, который еще в 1896 г. на Всероссийской выставке в Нижнем Новгороде перекрыл стальной мембраной центральную часть инженерностроительного павильона диаметром 25 м.
Характерным для этих конструкций является их повышенная деформативность. В процессе нагружения на определенных участках могут возникать сжимающие усилия, что в ряде случаев приводит к местной потере устойчивости листа. Не исключено в ряде мест наличие растягивающих напряжений, вызывающих текучесть материала. Модуль упругости обжатого железобетона опорных контуров со временем снижается, отчего увеличивается деформативность контура, возрастают прогибы пролетной части и происходит определенное изменение напряженного состояния по площади мембраны.
Все эти особенности поведения мембран под нагрузкой вынуждают в исследованиях учитывать геометрическую и в ряде случаев физическую нелинейность, а также наличие местной волнистости листа.
Ввиду малой толщины мембраны при учете только геометрической нелинейности ее изгибными напряжениями пренебрегают и рассматривают пролетную часть как безмоментную оболочку.
Исследование мембран. Методы исследования таких систем подразделяются на аналитические и численные. Аналитическим исследованиям гибких пластинок и мембран на прямоугольном плане посвящены работы И. Г. Бубнова А. С. Вольмира, А. С. Григорьева, Т. Кармана, М. А. Колтунова, П. Ф. Папковича, А. Феппля и др. Эти исследования выявили необходимость учета совместной работы пролетной конструкции с податливым контуром. Первые попытки учета граничных условий при расчете прямоугольных гибких пластинок принадлежат Г. Г. Ростовцеву и А. С. Вольмиру. Более полные условия сопряжения гибкой пластины с ребрами учтены в работах М. С. Корнишина, Я. Д. Лифшица, Н. А. Назарова и В. М. Рассудова.
В ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко аналитическими исследованиями мембран с податливым опорным контуром длительное время занимается д. т. н. Л. И. Гольденберг, им решается задача теории проектирования тонколисто
240
вых мембран, включающая выводы формул расчета в различных условиях работы конструкции [ 1]. На основе энергетического метода в перемещениях решены задачи прочности и устойчивости мембранных покрытий квадратного плана при различных силовых и температурных воздействиях; показана целесообразность применения гибких контуров, поскольку они приводят к снижению цепных усилий, однако при их гибкости более 250 контуру угрожает потеря устойчивости [ 2]. Далее внимание уделялось исследованиям прочности и устойчивости контурных элементов седловидных мембранных оболочек, которые были использованы при проектировании велотрека в Крылатском, а также покрытия универсального спортивно зрелищного зала в г. Алма-Ата размерами в плане 140 X 101 м. В этих исследованиях натянутая от нагрузки мембрана аппроксимировалась упругой средой, сопротивляющейся поперечным деформациям арок [ 3].
При рабочем проектировании конструкций мембранных покрытий в большинстве случаев используют численные методы. Применение ЭВМ для решение ряда сложных задач строительной механики способствовали развитию численных методов расчета континуальных систем, не связанных с необходимостью решения дифференциальных уравнений, таких как метод конечных элементов и метод стержневой аппроксимации. В методе конечных элементов вопросы оптимальной дискретизации конструкции, выбора рациональных конечных элементов, процедуры формирования матриц жесткости и пр. нашли всестороннее обоснование в ряде работ О. Зенкевича, Д. Одена, В. А. Посткова, И. Я. Харахурима, Л. А. Розина, А. П. Филина и др.
Метод конечных элементов особо проявляет свои достоинства при решении сложных задач с необходимой инженерной точностью. Как показано А. Хренниковым, А. Р. Ржаницыным, В. А. Николенковым, И. А. Шара пан, наряду с методом конечных элементов в ряде случаев целесообразно применение метода стержневой аппроксимации. Несмотря на то, что этот метод более трудоемок, чем метод конечных элементов, он позволяет широко использовать уже имеющиеся универсальные программы расчета стержневых систем. Точность того и другого методов зависит от густоты сетки дискретной модели.
В ЦНИИСК исследованиями численных методов применительно к различным типам мембранных покрытий с использованием стержневой аппроксимации длительное время занимался д. т. н. П. Г. Еремеев, к. т. н. О. О. Андреев и В. П. Петров.
Ими было показано, что для круглого или эллиптического плана стержневую систему целесообразно принимать в виде набора трапецеидальных ячеек с двумя диагоналями, а для прямоугольных или более сложных ломаных планов — виде прямоугольников с диагональным заполнением ячеек. Даны рекомендации по выбору густоты сеток [ 4].
Для прямоугольных мембран было показано, что взаимодействие податливого опорного контура и мембраны осуществляется не только нормальными усилиями, но и за счет касательных усилий в листе, в результате чего продольные силы в контуре оказываются незначительны в углах и резко увеличиваются к середине стороны контура. Нормальные усилия по периметру мембраны, действующие на контур, малы в средней части и увеличиваются к углам. По мере снижения жесткости контура нормальные усилия в нем уменьшаются на большой части длины, способствуя тем самым снижению изгибающих моментов [ 5].
Обширные экспериментально-теоретические исследования работы различных форм и очертаний мембран проводились аспирантами отдела металлоконструкций ЦНИИСК. Так, изучалась работа мембран положительной, отрицательной и нулевой гауссовой кривизны с различными стержневыми подкреплениями и конфигурацией опорного контура [ 6, 7, 8].
241
Большое внимание уделялось испытаниям моделей и натурных конструкций. Например, мембранные покрытия олимпийских объектов в Москве под давлением снега инструментально наблюдались до настоящего времени.
Помимо статических исследований мембранных конструкций в ЦНИИСК значительное внимание уделялось технико-экономическим исследованиям и оценке экономической эффективности мембранных покрытий, что позволило сформулировать рекомендации по оптимальному их проектированию {9]. В ЦНИИСК также проводились исследования снеговых воздействий на мембранные покрытия различной формы поверхности, которые нашли отражение в нормативных документах.
Для получения обоснованных данных о пределах огнестойкости покрытий с применением стальных мембран в лаборатории огнестойкости ЦНИИСК проводились огневые испытания моделей мембранных конструкций в условиях «стандартного пожара». Модели в испытательной камере находились от 60 до 90 мин при температуре до 900° С, при этом прогибы мембраны сильно возросли, но обрушения не произошло. «Живучесть» мембран объясняется тем, что при нагреве снижается модуль упругости и под нагрузкой увеличивается стрела провиса, что влечет за собой соответственное уменьшение цепных усилий. На основе проведенных испытаний ГлавУПО МВД СССР дал заключение о возможности эксплуатации стальных мембран без специальной огнезащиты [ 10].
Разработки мембранных покрытий, (обзор) Спустя тридцать пять лет после первого мембранного покрытия, осуществленного в 1896 г. на Нижегородской ярмарке, в 1932 г. в США (г. Олбани) мембранами было перекрыто четыре здания элеваторов размерами в плане 36 X 82 м, в 1937 г.— здание второго элеватора размерами 51,1 X 91,4 м с покрытием в виде двухскатной мембранной оболочки. В 1935 г. во Франции с применением мембран осуществлено покрытие французского павильона в виде усеченного конуса диаметром 30 м. В 1962 г. в Австрии {г. Глайсдорф) перекрыто мембраной в форме усеченного конуса круглое здание диаметром 51,6 м, аналогичные покрытия над зданиями диаметром 42—112 м осуществлены в количестве около 40 шт. В бывшем Советском Союзе разработкой мембранных покрытий занимаются ЦНИИСК, НИИЖБ, ЛенЗНИИЭП, Спортпроект, ЦНИИПСК им. Мельникова, УкрНИИПСК, Моспроект-2, Ленпромстройпроект, ЦНИИЭП им. Мезенцева и др. проектные и научные организации. Так, в НИИЖБ разработаны и осуществлены первоначально плоские мембранные оболочки на круглом и прямоугольном планах, в том числе для применения в реконструируемых объектах. В 1982 г. один из цехов завода «Компрессор» в Москве размерами в плане 60 X 81,5 м перекрыт стальной мембраной, при этом мембранные полотнища укладывались по подмостям, устанавливаемым на существующие покрытия.
Крупные разработки осуществленных мембран производились в ЛенЗНИИЭП, одна из наиболее интересных — круглое мембранное покрытие диаметром 160 м спортивно-концертного комплекса им. В. И. Ленина в Ленинграде (рис. 7.1). В ЦНИИПСК им. Мельникова разработан проект мембранного покрытия ангара размерами 108 X 72 м в г. Риге.
С конца 60-х годов по настоящее время в ЦНИИСК автором совместно с В. Б. Микулиным, П. Г. Еремеевым и Л. И. Гольденбергом проводятся разработки основных положений проектирования мембранных конструкций, а также совместно с проектными организациями — непосредственное проектирование конкретных объектов. К настоящему времени разработаны:
— висячие цилиндрические оболочки нулевой гауссовой кривизны с замкнутым и разомкнутым опорными контурами;
242
Рис. 7.1 Крытый стадион им. В.И. Ленина в Ленинграде
а)	конструктивная схема покрытия;
б)	завершенное сооружение;
I	- промежуточное кольцо;
2	- мембрана;
3	- опорный контур;
4	- радиальные вантовые фермы.
—	мембранные седловидные оболочки отрицательной гауссовой кривизны на овальном и прямоугольном планах, в том числе многопролетные;
—	провисающие оболочки положительной гауссовой кривизны на круглом и овальном планах;
—	шатровые оболочки на круглом плане;
—	первоначально плоские мембранные покрытия на круглом и овальном планах;
—	провисающие мембранные покрытия на плоском прямоугольном контуре, в том числе для реконструируемых объектов.
Эти разработки нашли отражение в специальной литературе [11, 12, 13, 14] и в справочном пособии [9]. В начальный период были разработаны и возведены крупные сооружения с мембранными покрытиями, такие как харьковский плавательный бассейн пролетом 60 м с провисающей алюминиевой мембраной, подкрепленной продольно-поперечными ребрами жесткости* [11,14], (рис. 7.2),* покрытие спортивного здания цилиндрической формы из
А. с. Харьковского Промстройниипроекта № 319712. Покрытие/В. И. Трофимов, Ц. Н. Фрумин.— Открытия. Изобретения.— 1971.— № 33.
243
Рис. 7.2 Плавательный стадион в Харькове.
Рис. 7.3. Спортивный комплексный во Фрунзе.
нержавеющей стали в г. Фрунзе, спроектированное Союзпроектом совместно с ЦНИИСК[15], рис.(7.3).
Накопленный опыт проектирования и строительства позволил применить мембранные покрытия в крупнейших стадионах Олимпиады-80, таких как универсальный стадион «Олимпийский» в виде эллипса размерами в плане 224 X 183 м с провисающей стальной мембраной толщиной 5 мм на железо-
244
Рис. 7.4 Монтаж шатрового покрытия рынка в г. Братске.
бетонном опорном контуре* * [16]; велотрек в Крылатском размерами 168 X 138 м, перекрытый двумя мембранами седловидной формы толщиной 4 мм, подвешенными к стальным аркам; универсальный спортивный зал в Измайлове размерами в плане 66 X 72 м с покрытием в виде четырех сопряженных мембранных оболочек цилиндрической формы из нержавеющей стали толщиной 2 мм, при этом формообразование покрытия было достигнуто в процессе подъема*** [16]. К крупным сооружениям, спроектированным в начале 80-х годов Ленпромстройпроек-том с участием ЦНИИСК, относится шатровое мембранное покрытие, круглое в плане, диаметром 200 м над гаражом в г. Усть-Илимске, прототип которого диаметром 60 м воздвигнут в г. Братске (рис. 7.4).**** ***** К оригинальным относится покрытие спортзала в Алма-Ате, овальное в плане с размерами главных осей 140 X 101 м, разработанное Киргизпроектотальконструкцией при консультации ЦНИИСК * (рис. 7.5), разработан проект мембранного козырька над трибунами спортивного круглого сооружения диаметром 200 м в г. Вильнюсе****** Завер-
* А. с. ЦНИИСК № 755973, Висячее покрытие зданий и сооружений/В. И. Трофимов, П. Г. Еремеев. Ю. В. Рацкевич, Л. И. Чертков/Открытия. Изобретения.— 1980.— № 30.
*’ А. с. ЦНИИСК № 678159. Покрытие зданий седловидной формы/В. В. Ханджи, В. И. Трофимов, Л. И. Гольденберг, П. Г. Еремеев. И. В. Лисицын, Ю. С. Родиченко, В. А. Бородин/Открытия. Изобретения.— 1979.— № 29.
*'* А. с. ЦНИИСК № 685782. Висячее покрытие прямоугольного в плане здания/К. Н. Илленко, В. И. Трофимов, В. В. Микулин, И. Ф. Потапенко, И. А. Гунст//Открытия. Изобретения.— 1979.— №34.
*’ А. с. ЦНИИСК № 876910. Висячее мембранное шатровое покрытие зданий и сооружений/В. И. Трофимов, П. Г. Еремеев. М. Е. Липницкий, Б. В. Горинштейн, В. В. Ленский//Открытия. Изобретения.— 1981.— № 40.
***** А. с. ЦНИИСК № 1559495. Мембранное покрытие эллиптического плана/ Л. И. Гольденберг, В. М. Горпинченко, В. И. Трофимов, К. Р. Тулибаев, М. М. Вайнштейн, Л. Е. Кайнербаев/Юткрытия, Изобретения.— 1990.
* **** А. с. ЦНИИСК № 1581824. Мембранное покрытие /В. И. Трофимов, В. Б. Микулин, Г. Н. Дымова. К. Н. Илленко, И. М. Герлякас, А. К. Насвитис, Р. И. Стасенас'/Открытия. Изобретения,— 1990.—№4.
245
Рис. 7.5 Спортзал в Алма-Ате.
шено строительство мембранного покрытия музыкального театра в Тбилиси. Кроме того, запроектированы совместно с Спортпроектом большие спортивные комплексы в г. Андижане (размер 100 X 57 м), плавательный бассейн в Ашхабаде (размер 62 X 48 м), легкоатлетический манеж в г. Губкине (размер 126 X 48 м). До настоящего времени проекты большепролетных мембранных покрытий касались индивидуальных зданий без повторного их применения.
Учитывая большую потребность в торговых зданиях, Гипроторг совместно с ЦНИИСК (ответственный исполнитель к. т. н. В. Б. Микулин) разрабатывает проекты торговых помещений повторного применения размерами в плане 48 X 60, 72 X 48 м с конструкциями покрытий, близкими к конструкциям покрытия олимпийского здания в Измайлове [18], т. е. четырех сочлененных мембранных оболочек нулевой гауссовой кривизны. Намечены изготовление и монтаж этих конструкций концерном Стальконструкция. У многих специалистов сложилось представление, что мембранные покрытия целесообразны только на большие пролеты, тем не менее проработками последних лет, осуществляемыми д, т. н. П. Г. Еремеевым, была показана целесообразность применения мембран также на небольшие (12— 24 м) пролеты. Показана целесообразность организации их комплектного изготовления и применения в промышленное и сельскохозяйственное строительство.
Разработаны покрытия зданий пролетом 18 м и 24 м с двухскатной кровлей, состоящей из мембранных панелей размерами соответственно 9 X 9 и 12 X 12 м, объединяемых затяжкой.*
Помимо зданий разработаны мембранные открытые тока для временного хранения и обработки зерна на сетку колонн 12 X 12м.
А. с. ЦНИИСК № 32244. Мембранный блок покрытия: П. Г. Еремеев, В. И. Трофимов, А. М. Каминский, А. М. Чистяков, М. Деменев и др.// Открытия. Изобретения.— 1990.
246
Следует отметить также, что помимо покрытий зданий с помощью мембран возможно осуществлять мембранные перекрытия. В этом отношении показательным является опыт строительства перекрытий Дворца культуры в г. Вятские Поляны Кировской области ’ [17].
§ 7.2 Основы проектирования, расчета и монтажа.
Мембранные оболочки включают в свой состав пролетную часть (мембрану) и опорный контур, который воспринимает цепные усилия, передающиеся на него с мембраны. Форма поверхностного покрытия может иметь положительную, отрицательную и нулевую гауссовую кривизну.
Пролетная конструкция
По способу формообразования мембранные оболочки разделяются на покрытия с первоначально заданной стрелой провиса и первоначально плоские.
Покрытия с заданной стрелой провиса в большинстве случаев собираются навесным способом на предварительно смонтированной системе вспомогательных элементов («постель») из отдельных полотнищ с последующим их взаимообъединением в пространственную мембранную систему.
Первоначальные плоские мембранные покрытия, собираемые на спланированной площадке или подмостьях, после подъема или раскру-жаливания провисают под действием собственного веса.
В пролетную конструкцию мембранных покрытий в большинстве случаев включаются элементы подкрепления, служащие в период монтажа постелью, на которую укладываются полотнища мембраны.
Поперечные элементы постели рекомендуется выполнять из гнутых или прокатных профилей, подбираемых расчетом на нагрузку от собственного веса полотнища мембраны. Максимальный прогиб поперечного элемента не превышают 1/200 его пролета.
Мембранные полотнища рекомендуется соединять между собой и с опорным контуром в нахлестку на сварке (непрерывным угловым швом, точечной сваркой проплавлением) или высокопрочных болтах.
Конструктивное решение узла присоединения мембраны к бортовому элементу должно обеспечивать надежную передачу значительных цепных (нормальных и касательных) усилий с пролетной конструкции на опорный контур. Присоединение мембраны к бортовому элементу контура рекомендуется выполнять непрерывным с использованием опорного столика.
Незначительный собственный вес мембранных конструкций, их пренебрежимо малая изгибная жесткость определяют необходимость стабилизации таких систем.
Деформативность тонколистовых покрытий в большой мере зависит от формы их поверхности. В цилиндрических оболочках с незакрепленными криволинейными кромками и провисаютцих оболочках положительной гауссовой кривизны, если собственный вес покрытия оказывается меньше величины ветрового отсоса, стабилизация предотвращает потерю общей устойчивости оболочки, ее «выхлоп» в сторону, противоположную провису. С этой точки зрения предпочтительны оболочки отрицательной гауссовой кривизны, которые не могут вывернуться при действии ветрового отсоса, так как в них одно из главных напряжений является всегда растягивающим. В
* А. с. ЦНИИСК № 973749. Висячее перекрытие/К. Н. Илленко, В. И. Трофимов, В. Б. Микулин//Открытия. Изобретения.— 1982.— № 42.
247
большинстве случаев стабилизация уменьшает повышенную дефор-мативность мембранных систем при неравномерном нагружении, которая может привести к расстройству кровли и невозможности нормальной эксплуатации здания; обеспечивает надежную работу покрытий на динамические воздействия, в частности ветровые. В некоторых случаях стабилизация необходима для предотвращения местной потери устойчивости тонкого листа.
Стабилизация тонколистовых покрытий осуществляется одним из следующих способов — увеличением собственного веса покрытия, введением в конструкцию элементов, обладающих изгибной жесткостью, или предварительным напряжением (растяжением), а также нанесением бетонного армированного слоя (предложение НИИЖБ).
В пролетной конструкции мембранных систем возможно устройство проемов для установки зенитных фонарей, пропуска коммуникаций и т. п. Проемы рекомендуется размещать в местах, удаленных от опорных контуров. Проемы необходимо обрамлять листом, расположенным в плоскости мембраны, и имеющим площадь поперечного сечения не менее половины площади ослабления мембраны.
Опорный контур.
Различают замкнутый контур, который воспринимает горизонтальные составляющие цепных усилий на уровне покрытия и на нижележащие конструкции передает в основном вертикальные усилия, и разомкнутый опорный контур, при котором усилия с пролетной части покрытия передаются непосредственно на нижележащие конструкции (колонны, рам, пилоны, конструкции трибун, боковых пристроек).
Рекомендуется применять замкнутый опорных контур. Использование размокнутого контура может быть оправдано лишь при наличии конструкций трибун, боковых пристроек и т. п., способных без существенных дополнительных затрат воспринимать значительные горизонтальные составляющие усилий.
Форма опорного контура определяется линией пересечения поверхности покрытия с поверхностью стенового ограждения.
В общем случае опорный контур воспринимает сжатие с изгибом в одной или двух плоскостях. Кроме того, в опорном контуре могут возникать крутящие моменты.
Железобетонные сборные и сборно-монолитные элементы опорного контура рекомендуется проектировать из унифицированных элементов, монтируемых с применением укрупнительной сборки. Членение сборных элементов необходимо увязывать с шагом опор. Размеры элементов: длина — более 12 м, ширина (высота) — более 3,2 м, масса — более 15 т (учитывая условия перевозки, изготовления и монтажа) — должны быть специально обоснованы.
Металлический опорный контур мембранных покрытий малых и средних пролетов рекомендуется выполнять в виде стальных балок из прокатных или сварных профилей.
Для покрытий больших пролетов опорный контур рекомендуется выполнять коробчатого сечения из листов, усиленных поперечными, продольными ребрами и диафрагмами, обеспечивающими местную устойчивость стенок, неизменяемость поперечного сечения и передачу усилия с мембраны на все сечения опорного контура.
Для присоединения мембраны к бортовому элементу контура рекомендуется установка опорного столика, крепящегося на сварке к закладным деталям или стальной опалубке железобетонного контура или к стальному опорному контуру.
248
Плоскость опорного столика следует выполнять с наклоном, равным наклону касательной к поверхности мембранной оболочки в месте примыкания к контуру под максимальной нагрузкой.
При проектировании необходимо предусматривать мероприятия по обеспечению общей устойчивости сооружения в период его монтажа и эксплуатации. Для этого в прямоугольных в плане зданиях рекомендуется установка вертикальных связей между колоннами в середине длины каждой из сторон.
Общую устойчивость круглых или овальных в плане сооружений с висячими мембранными покрытиями рекомендуется обеспечивать с помощью связей, устанавливаемых с равным шагом между колоннами по периметру здания (принимается не менее четырех связевых панелей).
Монтаж конструкций.
Монтаж мембранных оболочек может выполняться как на проектной отметке, так и на земле с последующим подъемом конструкций. Монтаж на проектной отметке осуществляется после установки колонн и связей обеспечивающих их устойчивость. По колоннам монтируется опорный контур, а затем пролетная часть покрытия.
В большинстве случаев при монтаже круглых или овальных в плане мембранных оболочек в середине покрытия устанавливается центральная опора — постоянная для шатровых оболочек и временная для провисающих оболочек положительной гауссовой кривизны.
Монтаж пролетной конструкции сплошных тонколистовых оболочек с первоначально заданной стрелой провиса рекомендуется осуществлять на проектной отметке следующими способами:
навесным — раскаткой или укладкой полотнищ мембраны длиной на пролет по системе предварительно смонтированных монтажных элементов (постель) ;рис.( 7.6).
укрупненными пространственными блоками — сборкой в кондукторе на уровне земли элементов подкрепляющей системы, мембраны, подвесного потолка, обслуживающих мостиков, технологического оборудования и т. п.;
комбинированным — частично блоками (через один) с монтажом россыпью промежутка между ними недостающих элементов постели и мембраны.
Монтаж постели при первом способе монтажа рекомендуется выполнять блоками, включающими как минимуму одну пару направляющих длиной на перекрываемый пролет и расположенные между ними поперечные элементы. В случае выполнения направляющих из гибких элементов блок рекомендуется собирать на спланированной площадке на уровне земли с последующим подъемом на проектную отметку полиспаса ми, лебедками, траверсами или траверсами-распорками. При выполнении направляющих из элементов, обладающих изгибной жесткостью, достаточной для сохранения формы от монтажных нагрузок, блок рекомендуется собирать на уровне земли в специальных стендах-кондукторах, которые обеспечивают требуемую геометрию блока, с учетом результатов исполнительной геодезической съемки опорного контура. После установки блоков проемы между ними заполняются поперечными элементами, которые рекомендуется поднимать вместе с блоками.
Монтаж постели, определяющей начальную форму поверхности мембранной оболочки, завершается выверкой ее геометрии и окончательным креплением к контуру. Поверхность монтажной сетки рекомендуется регулировать подтяжкой к упорам.
Раскатку свернутых в рулон на специальный барабан полотнищ мембраны по смонтированной и выверенной монтажной постели рис. (7.6) производят с помощью лебедок [ 9]. Станок с барабаном устанавливается на опорном
249
Рис. 7.6 Навесной способ монтажа мембранного покрытия.
1 — отводной блок;
2 — опорный контур;
3 — канат;
4 — разворачиваемое полотнище мембраны;
5 — барабан с рулоном;
6 — направляющие элементы постели;
7 — лебедка.
Рис. 7.7 Монтаж мембранного покрытия блоками.
1 — укрупненный блок покрытия;
2 — опорный контур;
3 — траверса-распорка.
контуре или на земле за пределами сооружения. В последнем случае на опорный контур рекомендуется устанавливать приспособление в виде вращающейся катушки для плавного перегиба в этом месте полотнища мембраны при его вытягивании на покрытие.
После укладки полотнища мембраны в проектное положение одна из его коротких сторон должна крепиться к контуру постоянными соединениями. Продольные кромки полотнища мембраны следует временно крепить к направляющим с помощью кляммер, устанавливаемых шагом не менее 6 м, для предотвращения выхлопа или срыва полотнища ветром. Перед закреплением к контуру второго конца полотнища мембраны рекомендуется предварительно натянуть его с помощью домкратов или форкопфов на усилие, вызывающее в листе напряжение порядка 15—25 МПа (150—250 кг/см2), для выправления листа от появившихся во время укладки полотнищ хлопунов и обеспечения совместной работы мембраны с элементами постели.
Укрупнительную сборку пространственных блоков при втором способе монтажа рекомендуется производить в стендах-кондукторах с учетом фактического положения смонтированных конструкций контура и закладных деталей. Блок, состоящий из полотнищ мембраны с элементами подкрепления, может включать подвесной потолок с технологическим оборудованием, утеплитель и гидроизоляционный ковер. Элементы блока могут изготовляться в виде панелей полной заводской готовности. Ширина блока принимается равной ширине полотнища мембраны, а длина —- пролету покрытия или его части. В последнем случае используются временные опоры в местах стыковки блоков. Размеры блока назначаются с учетом грузоподъемности кранового оборудования и возможностей его размещения на строительной площадке. Подъем блоков в проектное положение производится траверсами или траверсами-распорками (рис. 7.7).
250
При монтаже пролетной части покрытия следует учитывать, что в контуре, еще не связанном сплошной мембраной, могут возникать значительные изгибающие моменты, которые превышают соответствующие величины от эксплуатационных нагрузок. Для предотвращения этого следует правильно выбирать порядок монтажа и количество одновременно устанавливаемых элементов пролетной конструкции, добиваясь снижения изгибающих моментов в опорном контуре без излишнего усложнения технологии монтажа покрытия и увеличения расхода металла, а также трудозатрат на вспомогательные монтажные приспособления.
Монтаж круглых и овальных в плане покрытий с радиальнокольцевой системой подкрепления рекомендуется производить с одновременной укладкой четырех элементов по двум взаимно ортогональным направлениям [ 9]. Следующие четыре элемента покрытия устанавливают посередине между смонтированными элементами и т. д. Монтаж прямоугольных в плане покрытий с ортогональным расположением подкрепляющих элементов рекомендуется производить от краев к центру; демонтаж траверс, траверс-распорок или временных опор необходимо выполнять после установки нескольких симметрично расположенных элементов, развязывающих контур.
При монтаже мембранных покрытий навесным методом по предварительно навешенным элементам постели соединения полотнищ одного с другим рекомендуется выполнять после укладки и временного закрепления всех полотнищ в проектном положении.
При сварке полотнищ мембраны рекомендуется применять автоматическую сварку с минимальным количеством сварных швов, выполняемых на монтаже.
Основные положения расчета
В основу расчета мембранных покрытий может быть положена теория безмоментных пластинок или оболочек, так как их напряженное состояние определяется в основном цепными напряженными ввиду весьма малой жесткости мембраны на изгиб. Однако в месте примыкания мембраны к контуру возможно возникновение быстро затухающего моментного напряженного состояния.
Расчет может выполняться аналитическим и численным методами. Точность результатов аналитических методов расчета, в частности вариационных, в большой мере определяется удачным подбором аппроксимирующих функций. Для систем с простой геометрией поверхности (провисающие оболочки на круглом и прямоугольном планах) и классическими граничными условиями (кромки мембраны несмещаемы) вариационные методы дают результаты с достаточной для инженерных целей точностью. Для систем со сложной геометрией поверхности и очертанием в плане, податливым контуром, а также при наличии дополнительных конструктивных особенностей (элементов подкрепления, переменной толщины мембраны, отверстий и т. д.) применение вариационных методов осложнено необходимостью преодоления многих серьезных проблем. Главная из них связана с правильным выбором аппроксимирующих функций, которые, с одной стороны, должны достаточно точно отражать сложное деформированное состояние системы, а с другой — не приводить к непреодолимым математическим трудностям.
Усилия и перемещения на стадии рабочего проектирования сложных систем рекомендуется определять с использованием численных методов расчета на ЭВМ на различные виды нагружения (включая температурные воздействия) с учетом конструктивных особенностей системы (геометрии поверхности, начальной стрелы провиса, переменной толщины мембраны, наличия элементов подкрепления, проемов, местного изменения жесткости контура
251
вследствие образования трещин в сечении железобетонного опорного контура и т. п.). Расчет мембранных конструкций рекомендуется выполнять как единой пространственной системы, с учетом: продольной, изгибной и крутильной жесткостей опорного контура, связи контура с поддерживающими опорными конструкциями, эксцентриситетов между линией крепления мембраны к опорному контуру и его нейтральной осью (как по вертикали, так и по горизонтали) и т. д.
В большинстве случаев расчет следует вести с учетом геометрической нелинейности системы. В определенных случаях при относительно большой начальной стреле провиса мембранных оболочек их можно рассчитывать по линейной теории бемоментных пологих оболочек.
Расчет мембранных покрытий с применением ЭВМ рекомендуется выполнять с учетом неупругих деформаций железобетонного или стального опорного контура. В случае выполнения опорного контура из железобетона рекомендуется учитывать деформации усадки и ползучести бетона, приводящие к увеличению стрелы провиса мембранной оболочки при длительной эксплуатации. Кроме того, в железобетонном опорном контуре следует учитывать образование трещин на участках, где он работает на внецентренное сжатие с большими эксцентриситетами, что приводит к местному снижению его изгибной жесткости и соответственно изгибающих моментов в контуре.
При расчете пролетной части мембранных конструкций по первой группе предельных состояний рекомендуется ограничиваться упругой стадией работы материала.
Проверку прочности мембраны, находящейся в двухосном напряженном состоянии, следует выполнять по формуле
V°? - oi(j2 4- ol с /гу7с
или
ot <
где Oj, о2 — главные нормальные напряжения в мембране; у. — коэффициент условия работы конструкции, равный 1 при пролетах до 120 м и 0,8 при пролетах покрытия свыше 120 м; R — расчетное сопротивление мембраны
Численные расчеты на стадии рабочего проектирования рекомендуется выполнять на ЭВМ методом конечных элементов (МКЭ) или методом стержневой аппроксимации (MCA). Кроме того, используются стандартные программы МКЭ или расчет пространственных стержневых систем (для MCA) с учетом геометрической и, в случае необходимости, физической нелинейности.
Точность результатов расчета, выполняемых численными методами, зависит в основном от густоты сетки дискретной расчетной модели. Выбор густоты сетки определяется компромиссом между временем счета задачи на ЭВМ и точностью расчета.
Густоту сетки расчетной модели мембранных покрытий с податливым контуром рекомендуется в первом приближении принимать не менее 24. Для мембран с несмещаемыми кромками густоту сетки можно снизить до 12—16.
Для мембранных покрытий, подкрепленных ребрами, формирование расчетной системы рекомендуется производить так, чтобы пояса ячеек модели совпадали с ребрами.
Ребра, обладающие наряду с продольной также и изгибной жесткостью, рекомендуется в расчетной модели аппроксимировать отдельными стержнями с соответствующими жесткостями и с жесткими соединениями между собой в узлах.
252
Опорный контур мембранного покрытия в расчетной схеме рекомендуется аппроксимировать жестко сопряженными между собой стержнями, обладающими продольной, изгибными и крутильной жесткостями, ось которых совпадает с нейтральной осью контура. Сопряжение опорного контура с пролетной конструкцией в расчетной схеме рекомендуется осуществлять в узлах с помощью стержней, жесткость которых на два порядка больше жесткостей контура, и длиной, соответствующей расстоянию от нейтральной оси контура до места примыкания мембраны.
§ 7.3 Перспективные разработки мембранных покрытий
Покрытия на круглом плане
В ЦНИИСК им. Кучеренко разработаны ’ технические решения тонколистовых покрытий круглых в плане зданий диаметром 50—150 м рис. (7.8) Стрела провиса мембраны равна 1/20 диаметра покрытия. Мембрана, выполненная из тонколистовой стали (/ = 2+4 мм), подкреплена системой радиальных и кольцевых элементов. Радиальные элементы в виде стальных полос, расположенных с шагом около 10 м по периметру оболочки, включаются в общую работу пролетной части покрытия. Кольцевые элементы выполнены из гнутых швеллеров, расположенных с шагом 3,5—6 м. Мембрана собирается из трапециевидных секторов шириной от 10,2 до 1,4 м и длиной, равной примерно радиусу покрытия, получаемых диагональной разрезкой прямоугольных полотнищ. Мембрана и радиальные элементы «постели» по периметру крепятся к сборному железобетонному опорному контуру прямоугольного сечения. Наружное кольцо опирается на железобетонные стойки, расположенные с шагом около 10 м. Общая устойчивость сооружения обе-печивается крестовой решеткой, устанавливаемой в нескольких панелях, количество которых зависит от диаметра покрытия. В средней части покрытия расположена плита диаметром, равным 1/10 его пролета, выполненная из стального листа толщиной 4—12 мм (в зависимости от пролета), подкрепленного системой радиально-кольцевых балок. Стабилизация пролетной конструкции обеспечивается собственной массой покрытия.
На основании проведенных исследований и конструктивных проработок ЦНИИСК совместно с институтом ЛенЗНИИЭП выпущены альбомы технических решений и рабочих чертежей «Новые типы мембранных покрытий для общественных зданий массового применения», разработаны конструкции мембранных покрытий для применения в III климатическом районе. Приведенный расход материалов составил: для покрытий диаметром 36 м — стали 26,6 кг/м2, бетона - 2,7 см/м2, диаметром 60 м — стали 29,5 кг/м2, бетона 4,5 см/м2, диаметром 96 м — стали 36,1 кг/м2, бетона 6,5 см/м2.
Шатровые покрытия
В соответствии с отраслевой научно-технической проблемой в ЦНИИСК совместно с ГПИ Ленпромстройпроект разработаны технические решения «Металлические конструкции покрытий шатрового типа для производственных зданий и сооружений» и альбом рабочих чертежей «Мембранные металлические покрытия шатрового типа для сгустителей и шламбассейнов», включающие конструкции мембранных оболочек диаметром 30; 50 и 100 м. Покрытия разработаны для III района по массе снегового покрова на суммарную расчетную нагрузку 2,8 кПа с учетом подвесного технологического оборудования.
* А. с. 1067165. Висячее покрытие здания/П. Г. Еремеев, В. И. Трофимов, О. А. Курбатов// Открытия. Изобретения.— 1984.— № 2.
253
Рис. 7.8 Конструктивная схема провисающего мембранного покрытия на круглом плане.
1	— мембрана;
2	— сборный железобетонный контур;
3	— центральная плита;
4	— радиальные элементы постели;
5	— кольцевые элементы постели;
6	— колонны.
Рис. 7.9 Конструктивная схема шатрового мембранного покрытия.
1	— мембрана;
2	— наружный опорный контур;
3	— внутреннее кольцо;
4	— колонны;
5	— центральная опора;
6	— радиальные и кольцевые элементы постели.
Покрытие (рис. 7.9) представляет собой стальную мембранную шатровую оболочку с подъемом, равным 1/10 диаметра, закрепленную в наружном и внутреннем опорных кольцах. Наружный опорный контур — сборный железобетонный с размерами поперечного сечения 500 X 250, 800 X 400, 1500 X 500 мм соответственно для покрытий диаметром 30; 50 и 100 м и длиной отправочной марки около 9,5 м. Наружный контур опирается на сборные железобетонные колонны. Внутренний опорный контур выполнен в виде кольца из сварного двутавра высотой соответственно 430; 640; 1050 мм, опертого на консоли стальной центральной опоры. Диаметр внутреннего кольца принят равным 0,98 D, центральная опора — металлическая труба сечением соответственно 530 X 7, 920 X 146, 1500 X 25 мм. В технических решениях разработана
254
также центральная опора из трубо-бетона. Мембрана укладывается по радиально-кольцевой висячей системе «посте-ли». Радиальные элементы из стальной полосы шириной 300—400 мм и толщиной 4—6 мм привариваются к наружному контуру с шагом 9,5—10,5 м и крепятся к внутреннему кольцу с помощью хвостовиков. Кольцевые элементы «постели» из гнутых швеллеров устанавливаются с шагом около 5,5 м вдоль радиуса покрытия.
Мембранная оболочка собирается из крупноразмерных сварных полотнищ-секторов трапецеидальной формы переменной толщины, увеличивающейся от края к центру покрытия от 2 до 6 мм при D = 30 м, от 2 до 8 мм при D = 60 м и от 3 до 14 мм при D = 100 м. Приведенный расход материалов соответственно составил: стали 14,6; 25,1; 36,4 кг/м2; бетона — 2,6; 2,9; 3,8 см/м2.
Покрытия на прямоугольном плане
ЦНИИСК совместно с ЦНИИпро-ектстальконструкцией им. Мельникова разработаны мембранные покрытия ангаров размерами в плане 48 X 48, 60 X 60 и 72 X 72 м для технического обслуживания самолетов ЯК-42, ТУ-154, ТУ-204, ИЛ-86, ИЛ-96. Разработаны два варианта каркаса ангаров — с горизонтальным и наклонным расположением покрытия (рис. 7.10). Опорный контур двутаврового сварного сечения выполняется из стали 16Г2АФ. На расстоянии, равном 1/10 пролета от углов контурной рамы, устанавливаются распорки. Для крепления конструкций ворот предусмотрен надворный блок в виде пространственной фермы. Мембрана толщиной 3 мм из стали 09Г2С доставляется на стройплощадку в рулонах шириной 6 м. Монтаж покрытия производится на проектной отметке по «постели». Расход стали составил: для покрытий пролетом 48 м — 67,5 кг/м2, пролетом 60 м — 77,6 кг/м2, пролетом 72 м — 88 кг/м2
Рис. 7.10 Мембранное покрытие ангаров.
вариант А — горизонтальное покрытие;
вариант Б — наклонное покрытие
255
ЦНИИСК совместно с ГПИ Ленинградский Промстройпроект разработал альбомы технических решений мембранных покрытий на прямоугольном плане для реконструируемых зданий. Альбомы содержат конструктивные схемы покрытий, чертежи основных конструктивных элементов, узлы заводских и монтажных соединений, предложения по монтажу, технико-экономические показатели. Разработаны конструктивные решения мембранных покрытий размерами 48 X 48 и 72 X 72 м на расчетные нагрузки 2,5 и 3,5 кПа со сборным железобетонным или металлическим опорным контуром. Монтаж покрытий предусмотрен навесным способом или на подмостях, устанавливаемых на кровле реконструируемого здания.
Ниже приведены основные технические характеристики конструкций покрытия. В скобках указаны размеры для покрытия пролетом 72 м. Мембрана сваривается из листов толщиной 3(4) мм из стали 09Г2С-6. Железобетонный опорный контур выполнен из сборных элементов длиной 12 м с ванной сваркой арматурных выпусков и последующим омоноличиванием стыков. Размеры поперечного сечения опорного контура меняются от 600 X 800 (800 X 1250) до 750 X 1100 (1100 X 1700) мм. Бетон класса ВЗО. Металлический опорный контур выполнен из стали 16Г2АФ в виде сварного двутаврового сечения высотой от 500 (800) до 800(1600) мм. Металлические колонны, расположенные с шагом 6 м, для уменьшения влияния на них горизонтальных перемещений контура выполнены с гибкостью Х^ЮО. При опирении контура на железобетонные колонны или стены предусмотрена скользящая опора с графитовой смазкой или фторопластовыми прокладками.
В развитие работы, выполненной в Ленпростройпроекте, в ЭКБ ЦНИИСК им. Кучеренко разработаны расширенные технические решения мембранных конструкций покрытий отдельно стоящих зданий пролетом 36; 48; 60 и 72 м. Расчет конструкций проведен на нагрузку для шести снеговых районов при двух способах монтажа покрытия (навесном и на подмостях) и двух вариантах опорного контура (железобетонном и металлическом), В альбоме приведены таблицы усилий и подобраны сечения основных конструктивных элементов для 96 схем мембранных покрытий.
ЦНИИСК совместно с институтом ЦНИИпрозданий в рамках государственной программы разработаны проектные предложения по покрытиям зданий с укрупненной сеткой колонн пролетами от 24 до 48 м для метизных цехов с напольным подъемно-транспортным оборудованием. В соответствии с той же программой разработаны конструктивные схемы тонколистовых покрытий для здания прокатных цехов пролетом 24—96 м. Кроме того, разработаны мембранные покрытия быстровозводимых модульных одноэтажных производственных зданий многоцелевого назначения размерами в плане 60 X 60 м. Рассмотрены два варианта конструктивного решения покрытий: в виде четырех мембранных блоков пролетом 30 м и в виде одной квадратной мембранной оболочки со стороной, равной 60 м, опертой по контуру на колонны, устанавливаемые с шагом 30 м.
Мембранно-лучевые покрытия для предприятий торговли
Как известно, одной из областей эффективного применения мембранных покрытий являются общественные здания массового строительства, к числу которых относятся предприятия торговли. Институтом Гипроторг (В. И. Кирсанов) совместно с ЦНИИСК (В. Б. Микулин) разработаны конструктивные схемы зданий повторного применения, где в качестве покрытия использованы так называемые мембранно-лучевые системы. [ 18] Эти системы представляют собой 4 сопряженные цилиндрические оболочки, укладыва-
256
Рис. 7.11 План покрытия универсама.
1 — мембрана; 2 - лучи (подкрепляющие элементы); 3 — опорный контур; 4 — колонны.
емые по двум сторонам на провисающие диагональные полосы (лучи) и по третьей — на серповидный опорный контур. Подобные системы позволяют обеспечить превышение середины мембранного покрытия над серповидным опорным контуром и добиться внешнего водостока.
Рассматриваемые покрытия образованы висячей пролетной конструкцией на замкнутом опорном контуре серповидной формы, который опирается по периметру на отдельно стоящие колонны.
Цепные усилия от нагрузки с мембран передаются на диагональные лучи и концентрируются в углах опорного контура.
Сборка покрытия осуществляется на спланированной площадке в уровне земли, где первоначально раскладываются лучевые элементы, затем к ним прикрепляются мембранные полотнища в виде плоских секторов. Лучевые элементы в продольном направлении выполняются из двух частей, имеющих возможность перемещаться друг относительно друга в плоскости покрытия. Подъем покрытия осуществляется подъемниками, расположенными в углах заранее смонтированного каркаса здания, состоящего из колонн и опорного контура. При отрыве плоского покрытия от земли части лучевых элементов раздвигаются на фиксируемую величину. При этом первоначально плоские сектора мембраны прогибаются и приобретают цилиндрическую поверхность. После достижения поверхностью заданной геометрии части лучей свариваются между собой и покрытие поднимается на проектную отметку. Затем производится закрепление лучей в углах опорного контура и соединение мембраны с опорным контуром.
Конструкция покрытия позволяет организовать устройство кровли по уже сформированной мембране в нижнем положении с последующей заделкой сопряжений на проектной отметке.
Ниже приведены конструктивные решения зданий универсама и супермаркета, где в качестве покрытий использованы мембранно-лучевые системы. Покрытия рассчитывались на восприятие вертикальной равномерно распределенной нагрузки интенсивностью 3,5 кН/м2, включающей снег — 1,4 кН/м2
Мембрана принята толщиной 2 мм из стали С345 (09Г2С). Эта же сталь применяется в металлических опорных контурах и лучевых (подкрепляющих) элементах.
9 - 5982
257
Таблица 7.1
Расход стали и бетона на 1 м2 покрытия универсама и супермаркета
Вариант опорного контура
Тип здания	Конструктивы ые элементы	Материал	стальной	железобетонный	трубобетонный
	Мембрана	Сталь, кг	14,91	14,64	15,45
Супермаркет	Лучевые элементы	Сталь, кг	10	10	10
размерами	Опорный контур	Сталь, кг	38,54	27,03	24,11
в плане					
72 X 48 м		Бетон, см	—	10,42	5,4
	Всего...	Сталь, кг	63,45	51,67	49,56
		Бетон, см	—	10,42	5,4
Универсам	Мембрана	Сталь, кг	15,05	14,71	15,41
размерами	Лучевые элементы	Сталь, кг	14,2	14,2	14,2
в плане					
60X48 м	Опорный контур	Сталь, кг	30,0	23,4	16,83
		Бетон, см	—	6,6	5,84
	Всего...	Сталь, кг	59,25	51,31	46,44
		Бетон, см	—	6,6	5,84
Прямоугольное в плане здание универсама размерами 60 X 48 м перекрывается мембранной системой в виде четырех сопряженных между собой треугольных секторов (рис. 7.11). Покрытие имеет стрелу провиса в центре, равную 3,0 м, а ширина каждого сектора у опорного контура 4 м, что обеспечивает наружный водоотвод. Все четыре стороны опорного контура, который по периметру с шагом 6 м опирается на колонны, выполняются криволинейным, соответствующими очертанию провисающей мембраны. Лучевые элементы крепятся в углах опорного контура и сопрягаются между собой посредством крестообразного элемента в центральной части покрытия. Лучи имеют постоянную толщину — 20 мм и переменны по ширине сечения — от 2,4 м у основания до 1 м в центре.
Соединение мембранных полотнищ между собой, а также с лучевыми элементами предусматривается выполнить нехлесточным на сварке.
Учитывая большую материалоемкость опорных контуров и их значительный удельный вес в технико-экономических показателях по покрытию в целом, изыскивали наиболее рациональные типы сечений контуров. Для каждого объекта рассматривались варианты, при которых контур решался в стали, железобетоне или трубобетоне.
Стальной контур размерами 0,6 X 1,6 м представляет собой сквозной стержень из сварных двутавровых ветвей с решеткой из одиночных уголков.
Опорный контур их железобетона имеет прямоугольное сечение 0,4 X X 2,2 м и выполняется монолитным в корытообразной металлической опалубке, внутри которой размещена арматура.
Трубобетонный контур выполняется из стальной электросварной трубы диаметром 1020 мм и толщиной стенки 9 мм, заполняемой бетоном класса В25 без продольной арматуры.
Все контуры сопрягаются в углах с применением вутов.
Принимая во внимание, что опорный контур не прикрепляется мембраной, его расчет производился как самостоятельного сжато-изогнутого стержня.
В качестве тепло- и гидроизоляции покрытия применены полужесткие минераловатные плиты и трехслойный рулонный ковер по цементной стяжке.
258
В сочетании с массой пролетной части подобная конструкция кровли обеспечивает надежную стабилизацию.
Покрытие супермаркета прямоугольное в плане размерами 72 X 48 м с фонарями размерами в плане 21 X 6 м, контур опирается на колонны, расположенные с шагом 6 м. Стрела провиса покрытия в центральной части (у фонаря) равна 5,3 м, вблизи опорного контура — 3,8 м. Лучевые элементы толщиной 20 мм имеют переменную по длине ширину — от 2,7 до 1,0 м.
Конструкция покрытия супермаркета аналогична ранее рассмотренному покрытию, размеры сечения стального опорного контура составили 0,6 X 2,0 м, железобетонного — 0,6 X 2,5 м, а контур из трубобетона выполняется из трубы диаметром 1020 мм и толщиной стенки 14 мм. По верху мембраны укладываются теплогидроизоляционные слои. Основные показатели по расходу материалов приведены в табл. 7.1. Как видно из таблицы, наиболее эффективным по материалоемкости для приведенных типов зданий является покрытие с трубобетонным опорным контуром.
Проект производства работ по монтажу рассмотренных покрытий разработан институтом ВНИПИ Промстальконструкция. В нем предусмотрены два возможных варианта монтажа. Первый из них предполагает сборку покрытия на земле и его формирование в процессе подъема, второй — сборку покрытия на подмостях на проектной отметке.
Выполненные проекты зданий предназначены для экспериментального строительства и последующего повторного применения.
§ 7.4. Разработка и монтаж большепролетных мембранных оболочек конкретных объектов
Шатровое покрытие стоянки грузовых автомашин в г. Усть-Илимске
Для закрытой стоянки грузовых автомашин в г. Усть-Улимске возводится круглое в плане здание диаметром 200 м с мембранным покрытием в виде шатровой оболочки (рис. 7.12). Проект разработан в ГПИ Ленпромстройпро-ект (М. Е. Липницкий, В. В. Ленский) совместно с ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко (В. И. Трофимов, П. Г. Еремеев). Здание по периметру имеет обстройку шириной 9 м для размещения вспомогательных помещений, покрытие которой выполнено в виде сборно-монолитного железобетонного кольца, являющегося одновременно наружным опорным контуром шатрового покрытия. Внутреннее опорное кольцо покрытия диаметром 18 м расположено на центральной опоре высотой 30 м, состоящей из 12 железобетонных колонн сечением 1,1 X 1,1 м. Естественное освещение зала обеспечивается зенитными фонарями.
Пролетная конструкция в виде пространственной мембраны имеет форму шатровой оболочки вращения с подъемом 20 м. Оболочка собирается из 52 сварных полотнищ — секторов трапециевидной формы максимальной шириной 12 м и длиной около 92 м. Толщина мембраны меняется по длине сектора от 5 (около 90% площади покрытия) до 25 мм, увеличиваясь от наружного контура к центру. Примыкание мембраны к наружному опорному контуру осуществляется на сварке внахлест к опорному столику, прикрепленному к выпускам арматуры железобетонного кольца.
Мембрана подкреплена системой радиальных и кольцевых элементов «постели», предназначенных для монтажа покрытия без устройства сплошных подмостей; 52 радиальных элемента в виде полосы шириной 0,5 и толщиной 16 мм одновременно служат подкладками для сварного соединения отдельных секторов мембраны в единую оболочку. Эти элементы привариваются к наружному опорному кольцу, а к внутреннему — крепятся хвостовикам,
9*
259
Рис. 7.12. Шатровое покрытие стоянки грузовых автомашин в г. Усть-Илимск.
а) общий вид сооружения (макет); б) сектор мембранного покрытия. I мембрана; 2 -- наружный опорный контур; 3 нейтральное кольцо; 4 — центральная опора; 5  элементы постели; 6 кольцевая пристройка
с помощью которых производится выверка их геометрии в период монтажа. Кольцевые элементы из гнутых швеллеров устанавливаются с шагом 5 м вдоль радиуса покрытия. Мембрана, радиальные и кольцевые подкрепляющие элементы выполняются на стали 09Г2С.
Наружное контурное кольцо выполнено из сборных железобетонных плит размерами 1,5 X 5,6 м, уложенных на сборные ригели переменной ширины высотой 0,8 м и пролетом 9 м. По сборным плитам укладывается монолитная железобетонная плита высотой 0,4 м и шириной 10 м из бетона МЗОО. В
260
Таблица 7.2
Расход стали на шатровое покрытие в Усть-Илимске
Конструктивный элемент	Расход	
	общий, т	приведенный, кг/м?
Тонколистовое покрытие	1495	40
Радиальные и копьцевые ребра	415	11,1
Центральное кольцо	182	4,9
Арматура наружного опорного контура	360,6	9,7
Итого...	2452,6	65,7
монолитную плиту заложены радиально расположенные выпуски арматуры, к которым приваривается опорный столик для крепления мембраны. Центральное кольцо сварное двутаврового сечения высотой 2,24 м и шириной 1,08 м выполнено из стали 09Г2С. Кольцо свободно устанавливается на железобетонную обвязку центральной опоры. На первом этапе проектирования предусматривалось ввести в работу покрытия стабилизирующую систему.
Монтаж висячего покрытия предполагалось осуществлять после возведения наружного опорного кольца и центральной опоры. Вначале монтируется, выверяется и закрепляется временными опорами центральное стальное кольцо Элементы «постели» монтируются одновременно четырьмя диаметрально противоположными блоками, собираемыми на уровне земли. Каждый блок состоит из двух соседних радиальных элементов, связанных между собой кольцевыми элементами. Последовательность монтажа блоков выбирается так, чтобы вызывать минимальные изгибающие моменты в опорных контурах. После заполнения кольцевыми элементами промежутков между блоками и выверки геометрии «постели» раскатывается рулонирован-ная мембрана.
Расход стали на покрытие приведен в табл. 7.2.
Ввиду того, что мембрана примыкает к наружному опорному контуру почти горизонтально, при равномерно распределенной нагрузке в нем возникает только сжимающее усилие, которое при q = 3,2 кПа составило около 30 060 кН. Вертикальные нагрузки на колонны обстройки передаются только от массы опорного кольца и вертикальной нагрузки на него. Вся поперечная нагрузка на покрытие, равная 98 300 кН, воспринимается колоннами центральной опоры, при этом усилие растяжения в центральном опорном кольце составляет 38 440 кН. Растягивающие усилия в радиальном направлении мембраны растут от 400 кН • м у наружного кольца до 4000 кН  м у внутреннего кольца. Радиальные ребра подкрепляющей системы растянуты усилием в 2380 кН. При несимметричной нагрузке усилия в мембране и контуре оказались на 10—15% больше, чем при равномерно распределенной, а максимальный прогиб покрытия в 1,5 раза больше. Изгибающие моменты в опорных кольцах при неравновесной нагрузке были незначительны, максимальные их значения составили 185 кН-м во внутреннем кольце и 573 кН • м — в наружном. В связи со сложностью и уникальностью сооружения, наряду с численными исследованиями был проведен эксперимент на крупномасштабной модели. [ 6]
Для отработки методов монтажа шатрового покрытия в г. Усть-Илимске был сооружен в г. Братске прототип покрытия диаметром 56 м. Это покрытие использовано при возведении городского рынка, проект которого разработан
261
в Ленпромстройпроекте (М. Е. Липницкий). Центральная часть торгового зала перекрыта шатровой мембранной оболочкой диаметром 56 м. Мембрана выполнена из стального листа толщиной 3 мм из стали 09Г2С и примыкает к центральному кольцу с помощью вставки толщиной 6 мм. Сектора мембраны укладывали на 34 радиальных элемента таврового сечения, прикрепленных к наружному и внутреннему опорным кольцам и объединенных между собой кольцевыми элементами, установленными с шагом 5 м. Опорные кольца выполнялись из стали, центральная опора из стальной трубы диаметром 720 мм. Расход стали на покрытие составил 58 кг/м2.
Покрытие универсального спортивно-зрелищного зала в Алма-Ате
Конструкция покрытия зала в плане имеет эллиптическое очертание с размерами главных осей 142,18 X НО м и состоит из пяти сочлененных мембранных оболочек: одной центральной с нулевой гауссовой кривизной и примыкающих к ней четырех независимых боковых оболочек отрицательной гауссовой кривизны (см. рис. 7.5). Каждая из этих оболочек имеет два прямолинейных края, закрепленных на опорных контурах.
Покрытие разработано Казпроектстальконструкцией (М. М. Вайнштейн) при консультации ЦНИИСК (Л. И. Гольдснберг, В. И. Трофимов). [ 19]
Две оболочки отрицательной гауссовой кривизны, ориентированные вдоль большой оси эллипса, имеют длину 100,8 м и максимальный пролет 42 м. Значения стрелок подъема (провиса) этих оболочек в точке пересечения осей симметрии по выпуклому и вогнутому ее направлениям составляют соответственно 3 и 4,86 м.
В конструктивном отношении каждая из этих оболочек представляет собой тонколистное стальное полотнище толщиной 4 мм, подкрепленное ортогональной стержневой системой: по вогнутому направлению с шагом 4,2 м расположены криволинейные двутавровые балки 6 (рис. 7.13) с гофрированной стенкой высотой 400 мм, а по выпуклому направлению между балками с шагом 1,5 м уложены разрезные прогоны из гнутых швеллеров. В данном случае криволинейные двутавровые балки по вогнутому направлению работают по схеме жесткой нити, т. е. кроме растяжения воспринимают также и изгиб.
Стержневая ортогональная система служит для формообразования оболочек, а также для ее монтажа.
Опорными контурами каждой из рассматриваемых оболочек служат:
с внешней стороны — наклонные пространственные (с кривизнами в двух ортогональных плоскостях) арки 2; 3 (см. рис. 7.13)
с внутренней стороны — наклонные висячие фермы серповидного очертания 4;
с боковых сторон — решетчатые консольные пилоны 1 пространственного поперечного сечения, расположенные под углом к горизонтальной плоскости, а также — к центральным осям симметрии эллиптического плана покрытия.
Две оболочки отрицательной гауссовой кривизны, ориентированные по малой оси эллипса, имеют длину 67,3 м, пролет 30 м со стрелой подъема по выпуклому направлению 7,5 м и провисом по вогнутому направлению 2,5 м.
Конструкция этих оболочек аналогична выше рассмотренной, только в данном случае внутренним опорным контуром оболочки является пространственный решетчатый ригель 5, объединяющий консольные концы двух пилонов.
Центральная оболочка представляет собой одноплоскостную решетчатую систему ортогонально расположенных стержневых элементов (ферм 7 и прогонов по их верхнему поясу), образующих поверхность нулевой гауссовой кривизны с пролетом по вогнутому направлению 67,3 м и максимальной
262
Рис. 7.13. Конструктивная схема покрытия универсального спортивно-зрелищного зала в Алма-Ате.
стрелой провиса 8,3 м. Центральная оболочка имеет два прямолинейных и два криволинейных края с длинами, равными соответственно 40 и 70 м.
Наружным опорным контуром четырех боковых мембранных оболочек и всего пространственного покрытия служат четыре наклонные стальные арки 2; 3 (см. рис. 7.13), имеющие поперечное сечение в виде сварного двутавра с поясами из широкополочного двутавра и прокатных швеллеров, соединенных между собой листом. Внутренний опорный контур мембранных оболочек 9, ориентированных по большой оси эллиптического плана, одновременно является наружным опорным контуром центральной оболочки и представляет собой висячую ферменную систему 4 пролетом 67,3 м. Высота фермы 3 м, стрела провиса ее верхнего пояса 9,665 м.
С целью повышения пространственной жесткости плоской висячей фермы ее верхний пояс развит из плоскости путем устройства по обе стороны от основного двух дополнительных поясов, повторяющих очертание фермы.
263
Таблица 7.3
Расход стали на покрытие универсального спортивно-зрелищного зала в г. Алма-Ате
Наименование конструкции	Масса стали	
	полная, т	на 1 м горизонтальной проекции покрытия, кг
Пилоны	567,7	48,8
Ригели пилонов	49,9	4,3
Висячие фермы	152,4	13,1
Конструкции центральной части (поперечные фермы, прогоны, профнастил)	116,0	10,0
Мембрана	305,0	32,5
Направляющие	104,4	9,0
Опорный контур	110,9	9,5
Всего...	1406.3	127,2
Внутренний опорный контур оболочек, ориентированных по малой оси эллипса, выполнен в виде решетчатого ригеля 5 прямоугольного пространственного поперечного сечения размерами 4 X 2,8 м и пролетом 30,3 м. Сечение ригеля образовано двумя основными фермами с параллельными поясами и раскосной решеткой со стойками, отстоящими друг от друга на расстоянии 4 м и объединенными между собой решетчатыми связями (стойками и раскосами). Все элементы ригеля (пояса, раскосы и стойки) выполнены из сварных и широкополочных двутавровых профилей. Четыре консольных решетчатых пилона I (см. рис. 7.13) наклонены к горизонтальной плоскости под углом 39°39' и являются боковыми опорными контурами всех четырех мембранных оболочек. Оси пилонов в плане пересекаются под углом 90°. Крайние нижние узлы верхнего и нижнего поясов пилонов шарнирно соединены с фундаментом. На расстоянии 39,39 м от опорного узла пилоны имеют промежуточную вертикальную опору в виде сварного двутавра, шарнирно-неподвижно опертую на железобетонную колонну 10. Поперечное сечение пилонов имеет габаритные размеры 5 X 4,3 м и образовано двумя основными фермами высотой 5 м с параллельными поясами и треугольной решеткой. С целью обеспечения пространственной жесткости поперечного сечения пилонов, их сечения с шагом 15 м укреплены вертикальными связями. Такие же связи установлены в обоих решетчатых ригелях. Боковые края мембранных оболочек прикрепляются по обе стороны поперечного сечения решетчатых пространственных пилонов посредине высоты — к стойкам их основных ферм. Для обеспечения континуальности сопряжения боковых кромок мембранных оболочек с пилоном приклепление краев мембраны осуществляется через распределительную двутавровую балку 8 (см. рис. 7.13), расположенную параллельно поясам основных ферм. К концам консолей пилонов на отметке 27,5 м подвешены висячие фермы 4. В статическом отношении узел сопряжения висячей фермы с пилоном близок к цилиндрическому шарниру. Опирание висячих ферм производится на 1,5 м выше уровня нижних поясов основных ферм пилонов (в их крайней консольной панели) на мощную балку коробчатого поперечного сечения пролетом 4 м и высотой 1 м, закрепленную по концам к крайним узлам нижних поясов.
264
Усилия распора висячей фермы передаются на пилоны с помощью стержней, расходящихся из опорного узла в узлы верхних поясов основных ферм в предпоследних панелях.
Расход стали на покрытие приведен в табл. 7.3.
Численные исследования напряжен но-деформированного состояния конструкции были проведены аспирантом ЦНИИСК К. Р. Тулебаевым на основе многократных расчетов покрытия, при использовании вычислительных комплексов «Лира» и «Парус».
Результаты расчета по двум программам оказались близкими, при этом установлено, что наиболее нагруженными элементами каркаса является трехгранные висячие фермы, величина продольны усилий в поясах которых находиться в пределах от —2830 кН до -{-12700 кН. Перемещение узлов крепления ферм по вертикали составляют 120 мм, по горизонтали — 8 мм. Максимальное вертикальное перемещение приходится на узлы в середине пролета фермы и составляет 522 мм (1/130 пролета фермы). Максимальное сжимающее усилие в поясах пилонов составило бОЗОкН.
Экспериментальное исследование на крупномасштабной модели (масштаб 1 : 25), имеющей овальное очертание в плане с размерами главных осей 432 X 546 см. В испытаниях, которыми руководил д.т.н. Л. И. Гольденберг участвовали аспирант К. Р. Тулебаев и сотрудники отдела металлических конструкций ЦНИИСК инж. Н. Н. Сорокина и А. В. Волошин [20].
В процессе эксперимента модель испытывалась на статическую нагрузку, равномерно распределенную по всей поверхности покрытия и на половине площади покрытия относительно большой и малой осей эллиптического покрытия. Величина постоянной нагрузки для оболочек боковых пролетов составляет 2кН/м2 и прикладывалась в два этапа по 1 кН/м2. Полная постоянная испытательная нагрузка на центральную оболочку покрытия величиной 5,5 кН/м2 передавалась в четыре этапа. Временная снеговая нагрузка для пяти оболочек создавалась двумя этапами по 1 кН/м2.
Испытания модели показали, что центральная часть покрытия, состоящая из висячих и связевых ферм, а также мембранных оболочек обладает требуемой несущей способностью и существенной жесткостью как в вертикальной, так и горизонтальной плоскостях.
Максимальные вертикальные перемещения были в середине пролета висячих ферм от полной расчетной нагрузки и составила 18,7 мм, что составляет 1/144 пролета, а у узла крепления висячей фермы к наклонному пилону — 4,2 мм.
Сравнение результатов численных исследований и экспериментальных данных показали вполне удовлетворительную их сходимость, при максимальном расхождении в среднем не превышающим 15—20%.
Основные конструкции сооружения монтировались в следующей последовательности: в начале устанавливались решетчатые наклонные пилоны и соединяющие их попарно два ригеля. Затем к образованным таким образом рамам подвешивались трехгранные висячие фермы, объединяемыми связе-выми фермами в центральный пространственный блок. Одновременно осуществлялся монтаж внешнего опорного контура. После этого устанавливались направляющие и поперечные прогоны, и по образованной основе проводился монтаж стальной мембранной оболочки (рис. 7.14).
Параллельно с монтажом осуществлялись геодезическая съемка конструкций на основных этапах монтажа. В задачи съемки входило определение планово-высотного положения характерных точек конструкции и сопоставление натурных замеров с данными численного расчета.
Была разработана плановая опорная сеть, закладываемая на оголовниках наклонных пилонов, которая служила опорными ориентирами для остальных
265
Рис. 7.14. Монтаж спортивного зала в г. Алма-Ате.
элементов конструкции. Верхние точки середины поперечных ферм определялись полярным методом с ближайших пунктов опорной плановой сети. Высотные точки наружного опорного контура определялись из нивелирования II класса.
Высотные точки на поперечных фермах центральной части покрытия определены из хода нивелирования IV класса.
Сравнение данных геодезической съемки с данными проектирования свидетельствовало о точности выполнения монтажных работ.
Покрытие трибун центрального стадиона в г. Вильнюсе
Для Центрального стадиона в г. Вильнюсе институтом городского строительства Литвы (А. К. Насвитис, Ч. М. Герлякас), институтом Союзспортпроект (А. С. Сартаков) и ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко (В. И. Трофимов, В. Б. Микулин) разработано мембранное покрытие над трибунами спортивной арены, строительство которого начато с 1989 г.
Овальное здание размерами в плане 214,96 X 205,36 м снабжено трибунами переменной ширины, над которыми запроектирован мембранный козырек, имеющий вылеты от 8,5 до 39,0 м (рис. 7.15).
Перекрываемая таким образом поверхность площадью 14 680 м2 составляет 42% от общей площади спортивной арены стадиона.
Покрытие трибун представляет собой мембранную систему с элементами подкрепления, которая закреплена во внешнем железобетонном и внутреннем висячем стальном контурах.
Наружный опорный контур искривлен по горизонтали и вертикали с разностью отметок 14,87 м, причем наибольший подъем имеет более длинная сторона покрытия. Геометрия оболочки определяет наружный водоотвод с покрытия. Отвод талых и дождевых вод, собираемых со всей поверхности, осуществляется в систему воронок, куда вода самотеком отводится в ливневую канализацию. Для обеспечения надежности работы воронок при понижении температур предусмотрен их обогрев.
266
;i 
Рис. 7.15 Покрытие центрального стадиона в г. Вильнюсе.
а) макет сооружения; б) конструктивная схема. 1 - внутренний опорный контур;
2	- наружный опорный контур;
3	- рамы - опоры;
4	- меридиональное кольцо;
5	- радиальные ребра;
6	- мембрана.
По периметру контур опирается на 56 железобетонных рам, образующих совместно с конструкциями трибун каркас сооружения, при этом опирание осуществляется через антифрикционные прокладки, не препятствующие его горизонтальным перемещениям. Сечение контура наклонено внутрь покрытия под переменным по периметру углом, совпадающим с углом наклона касательной к поверхности оболочки в месте примыкания контура.
Внутренний контур выполняется в вертикальной плоскости также криволинейным с разностью отметок 9,137 м, но его сечение не имеет накло-
267
на в горизонтальной плоскости. По периметру внутреннего контура установлены мачты для крепления осветительных устройств.
Мембрана толщиной 4 мм выполняется из тонколистовых полотнищ трапициевидного очертания с шириной оснований приблизительно от 8 до 10 м и длиной, равной длине пролета, т. е. от 5,8 до 35,6 м. По периметру каждое полотнище соединено с опорными контурами и специальными радиальными ребрами на сварке.
Радиальные ребра помимо выполнения несущих функций служат основой для раскатывания мембраны, являются элементами стабилизирующими мембрану и выполняют роль каркаса фонаря естественного освещения. Ребра, расположенные с шагом 12 м относительно наружного периметра сооружения, имеют сквозное сварное сечение, изготовляемое из листа толщиной 16 мм. Ребра имеют фартук для крепления мембраны, а по верхним полкам — соответствующие крепления для фонаря. Сохраняя постоянное сечение, ребра имеют параболическое очертание с различными пролетами и стрелками, что обеспечивает по всему покрытию постоянный распор в пролетной части. Ребра прикреплены к наружному и внутреннему контурам на шарнирах, обеспечивающих свободу их поворота в вертикальной плоскости. В середине пролета каждое радиальное ребро соединено с ребрами, расположенными в кольцевом направлении. Их сечение представляет собой сварной двутавр, выполненный из листа толщиной 16 мм. Сопряжение ребер осуществлено на сварке, причем стык организован в уровне нижних поясов радиальных ребер. Наружный опорный контур выполнен в монолитном железобетоне с габаритными размерами сечения 5 X • м. Бетон принят класса В25, арматура класса А-Ill, при этом бетонирование осуществляется в металлической лот-кообразной опалубке.
В середине внутренней грани контура к опалубке приварены фартук для крепления мембраны и шарнирное устройство для крепления радиальных ребер. Этим элементам с внутренней стороны опалубки «отвечают» пластины, к которым приварена арматура, передающая усилия с пролетной части покрытия на железобетонный контур.
Внутренний контур покрытия имеет сварное коробчатое сечение размерами 2 X 1,0 м, образованное из листов толщиной 16 мм. Неизменяемость поперечного сечения контура обеспечивается постановкой диафрагм жесткости, расположенных в местах крепления радиальных ребер. К внутренней грани контура приварены фартук для крепления мембраны и шарнирное устройство для соединения с радиальными ребрами.
Снеговая нагрузка принималась согласно рекомендациям отдела прочности и надежности сооружений ЦНИИСК. Учитывалось 6 вариантов распределения снега по поверхности покрытия, включая вариант с возможным образованием ледовой нагрузки в пониженной части.
Характер распределения ветровой нагрузки определялся рекомендациями отдела динамики ЦНИИСК, составленными на основе аэродинамических испытаний модели в масштабе 1/400. Испытания показали, что распределение давления ветра на покрытие близко к равномерному и может приняться С — —0,3 (отсос) для всей поверхности покрытия, независимо от направления и скорости ветра.
Расчет покрытия производился в геометрически нелинейной постановке численным методом на ЭВМ с использованием стержневой аппроксимации по программе Гамма-2. Мембрана аппроксимировалась шарнирно-стержневой системой, а подкрепляющие ребра — жестко сопряженными между собой стержнями с шарнирами по концам ребер. Соединение пролетной части с опорным контуром произведено стержнями повышенной жесткости, причем их длина принята равной расстоянию от нейтральной оси контура до края
268
Рис. 7.16. Конструктивная схема высоковольтного корпуса г. Истра (проект)
1	— мембрана;
2	- наружный опорный контур;
3	— центральное кольцо;
4	— машзал;
5	— каркас
пролетной части. Внутренний и наружный опорные контуры образованы набором прямолинейных стержней, жестко сопряженных между собой, обладающих продольной изгибной и крутильной жесткостями, оси которых совпадают с нейтральной осью контура.
Расчет покрытия на стадии эксплуатации проводился на восемь видов загружения, включающих равномерно распределенную нагрузку от собственной массы покрытия и технологического оборудования, а также различные варианты снеговой нагрузки. При расчетах покрытия учитывались также температурные воздействия. К сожалению строительство объекта прекращено.
Проект мембранного покрытия высоковольтного корпуса
В ЦНИИСК им. Кучеренко (П. Г. Еремеев) совместно с институтом ЦНИИпроектстальконструкция им. Мельникова (И. Л. Ружанский) разработаны конструкции главного корпуса испытательного центра. Конструктивные решения определялись технологическими требованиями и заданными габаритными размерами: высота круглого в плане здания до низа несущих конструкций — 110 м, диаметр на уровне земли — 232 м, диаметр на высоте 60—70 м — 170—180 м. Здание перекрывается мембранной оболочкой положительной гауссовой кривизны. По периметру мембрана соединена с контуром, поддерживаемым 84 колоннами, шарнирно опертыми на фундаменты. Колонны, примерно через 12 м по высоте, объединены 10 ярусами кольцевых ригелей. Колонны и ригели выполняются стальными в виде сквозных двухветвенных сечений из широкополочных двутавров, объединенных треугольной решеткой из одиночных уголков. Между колоннами через панель устанавливаются вертикальные связи. Круговая рамно-связевая система каркаса воспринимает вертикальные нагрузки с покрытия, горизонтальные ветровые нагрузки с покрытия, горизонтальные ветровые нагрузки на стеновое ограждение и обеспечивает общую устойчивость сооружения (рис. 7.16).
269
На стадии технических решений было разработано несколько вариантов. В первом варианте мембранная оболочка диаметром 132 и стрелой провиса 6,5 м устанавливается на колонны, расположенные наклонно под углом около 65° к горизонту. Стены образуют поверхность в виде усеченного конуса. Мембрана собирается из рулонных полотнищ заводского изготовления из низколегированной стали. Покрытие монтируется на проектной отметке по радиально-кольцевой системе «постели» с использованием центральной монтажной башни. Расчетная толщина мембраны (2,5 мм) по конструктивным требованиям увеличена до 4 мм. В центре покрытия размещается кольцо диаметром 36 м в виде сварной двутавровой балки высотой 1150 мм, на которое устанавливаются конструкции машзала. Наружный железобетонный опорный контур прямоугольного сечения размерами 1 X 3 м бетонируется в стальной опалубке из листов толщиной 10 мм, подкрепленных диафрагмами и ребрами жесткости. Рассмотрена возможность применения трубобетонного контура (стальная труба 1620 X 11 мм, бетон марки В25).
Во втором варианте конструкция мембранной оболочки диаметром 232 м и стрелой провиса 12 м устанавливается на вертикальные стойки, образующие цилиндрическую поверхность высотой 112 м. Мембрана, монтируемая на проектной отметке по «постели», принята толщиной 5 мм (расчетная толщина 3 мм). Опорный контур — железобетонный, прямоугольного сечения размерами 2 X 3 м. И с целью сокращения эксплуатационных расходов в этом варианте был предусмотрен подвесной потолок, сокращающий до 30% отапливаемый и вентилируемый объем помещения.
Для обоих вариантов рассматривалась возможность сборки первоначально плоского покрытия на уровне земли с последующим подъемом в проектное положение. В этом случае исключалась монтажная башня высотой около 100 м, но увеличивалась более чем в 1,5 раза толщина мембраны и в 2 раза площадь сечения опорного контура. Анализ показал преимущество первого варианта по ряду технико-экономических показателей, в частности, по расходу материалов примерно в два раза. Это конструктивное решение и было положено в основу разработки системы (рис. 7.16) на стадии «проект». С целью уменьшения нагрузки на каркас здания железобетонный опорный контур был заменен на сварной двутавр высотой 1700 мм.
Расчет несущих конструкций выполнялся раздельно для каркаса и мембранного покрытия, но с учетом совместности деформаций наружного опорного контура покрытия. Пространственная стержневая система каркаса, включающая стойки, ригели и связи, рассчитывалась на ЭВМ с использованием программ «ГАММА» и «ПАРСЕК». Расчет проводился на эксплуатационные и монтажные нагрузки. Мембранная оболочка вначале была рассчитана по приближенной методике, а затем на ЭВМ с использованием метода стержневой аппроксимации. Расчет проводился в геометрически нелинейной постановке на различные комбинации нагрузок, в том числе от технологического оборудования (четырех лебедок грузоподъемностью 25 т и специального оборудования массой 250 т).
Основные технико-экономические показатели по зданию: площадь пола 42,2 тыс. м2; площадь покрытия 13,7 тыс. м2; отапливаемый объем здания 3,124 млн. м3; расход стали на пролетную конструкцию покрытия, включая центральное кольцо, 897 т, на наружный опорный контур — 815 т.
Покрытие театра в Тбилиси
В г. Тбилиси завершено строительство двухзального музыкального театра вместимостью 1100 человек, покрытие которого запроектировано в виде стальной мембранной оболочки. Проект разработан проектным бюро управления благоустройства Тбилгорисполкома (О. Г. Сулаберидзе, О. А. Лита-нишвили), расчет покрытия осуществлен в ЦНИИСК (П. Г. Еремеев).
270
Рис. 7.17. Схема мембранного покрытия музыкального театра в г. Тбилиси.
а)	план полотнищ;
б)	план элементов постели
Зрительный зал габаритными размерами 30 X 30 м имеет трапецеидальный план. Исходя из архитектурно-компоновочного решения, а также с целью естественного отвода атмосферных осадков, оболочка наклонена под углом 10° к горизонту в направлении продольной оси зрительного зала (рис. 7.17). Площадка строительства находится в 8-балльной сейсмической зоне. Проект разработан для монтажа покрытия навесным способом и на подмостях. Пролетная часть покрытия собирается из прямоугольных и трапецеидальных полотнищ толщиной 3,5 мм и длиной, равной пролету. При монтаже оболочки навесным способом, без подмостей, в пролетную конструкцию включаются вспомогательные элементы висячей «постели», состоящие из направляющих и поперечных элементов. К тонколистовой оболочке подвешиваются технологическое оборудование и акустические потолки. Постоянная нагрузка на покрытие обеспечивает его стабилизацию. Опорный контур представляет собой плоскую замкнутую трапецеидальную раму с распорками в углах из стальных широкополочных двутавров. Расход металла составил: на пролетную конструкцию — 28 кг/м2, на опорный контур — 33,1 кг/м2.
Контур опирается по продольным осям на колонны, расположенные через 6 м, а по поперечным осям на стены. Углы опорной рамы крепятся к нижележащим конструкциям на болтах, под промежуточные же опоры устанавливаются прокладки из фторопласта для уменьшения воздействия на стены горизонтальных перемещений податливого контура.
Монтаж мембранного покрытия навесным способом производится на проектной отметке по предварительно смонтированной системе элементов «постели», которые собираются на уровне земли с последующим подъемом на проектную отметку полиспастами или лебедками. Монтаж «постели», определяющей начальную форму поверхности мембранной оболочки, завершается выверкой ее геометрии и окончательным креплением к контуру.
Монтаж первоначально плоского мембранного покрытия осуществляется на подмостях в виде системы перекрестных балок, имеющих такое же расположение в плане, как направляющие и поперечные элементы «постели», образуя плоскую поверхность, наклоненную к горизонту под углом 10°. После раскружиливания мембрана повисает под действием собственной массы, при этом форма и стрела провиса зависят от избыточной площади поверхности мембраны, ее упругих деформаций и податливости контура.
271
Расчеты проводились с учетом геометрической нелинейности и выполнены на ЭВМ методом стержневой аппроксимации с использованием вычислительного комплекса «ГАММА». Покрытие рассчитывалось как единая пространственная система, включающая мембранную оболочку, опорный контур, распорки в углах контура и периметральные стойки. В расчетах учитывались продольные, изгибные и крутильные жесткости опорного контура, распорок и колонн, проектные сопряжения отдельных элементов между собой. Мембрана аппроксимировалась шарнирно-стержневой моделью в виде трапецеидальной ячейки с двумя диагоналями. Опорный контур, распорки и стойки представлялись пространственной стрежневой системой.
Для случая монтажа покрытия навесным способом расчет покрытия проводился в два этапа, так как в элементах покрытия возникали дополнительные усилия от монтажных нагрузок, суммирующиеся с величинами усилий от эксплуатационных нагрузок. Суммарная расчетная равномерно распределенная нагрузка составила: на стадии монтажа—0,41 кН/м2; на стадии эксплуатации — 3,70 кН/м2. Проектная стрела провиса системы /тах задавалась равной 100 см (Z/30). При монтаже покрытия на подмостях расчет выполнялся только на эксплуатационную нагрузку q = 4,05 кН/м2 при начальной стреле провиса оболочки, равной 50 см (/// = 1/60).
Максимальные усилия в опорном контуре оказались равными при навесном способе монтажа покрытия: А--3120 кН (сжатие), Мг = 338 кН-м (горизонтальные изгибающие моменты), Мв = 40 кН-м (вертикальные изгибающие моменты); при монтаже покрытия на подмостях: N = 3820 кН; Мг = 177 кН’М, Мв = 52 кН-м. Максимальные величины горизонтальных перемещений контура — 6,2 см (1 вариант монтажа) и 5,4 см (II вариант монтажа), максимальные прогибы мембранной оболочки соответственно — 33,6 и 38,9 см.
§ 7.5	Металло-бетонная мембранная оболочка над Большой спортивной ареной московского стадиона в Лужниках (проектное предложение)
В НИИЖБ длительное время проводились исследования в части изучения совместной работы растянутой мембраны и нанесенного на нее слоя армированного бетона. Бетон не только придает жесткость мембране и способствует передаче касательных усилий на контурные пояса, но делает покрытие в целом менее чувствительным к локальным нагрузкам, явлениям потери устойчивости листа, а также защищает мембрану от коррозии.
Эта идея совместной работы после большого количества проведенных исследований, подтвердивших высказанные положения, легла в основу разработки в 1972 г. д.т.н. И. Г. Людковским проекта мембранного козырька над трибунами большой спортивной арены московского стадиона (рис. 7.18), а в 1992 г. представить проект уже трансформированного покрытия на объявленный конкурс (рис. 7.19). Предварительно в ЦНИИСК и ЦАГИ были проведены специальные исследования модели этого сооружения размером 5 X 4 м (1/60 натуры) на импульсивные нагрузки. Мембрана модели изготовлялась из алюминиевых лент толщиной 0,3 мм, наружный и внутренний контуры из швелеров N 5 и уголков N 5. Статическая нагрузка осуществлялась стальными шариками, а динамическая — обрывом подвешенных в ряде мест грузов. Стрела провисания среднего пояса модели составляла 140 мм, а при полной нагрузке она увеличилась на 7,1 мм (1/700 пролета). Перемещения наружного пояса составили 1/10000 и 1/5000 большего и меньшего пролета. Частота собственных колебаний мембраны без груза и с грузом составили
272
Рис. 7.18. Проект мембранно-бетонного покрытия над трибунами большой спортивной арены в Лужниках.
1 колонны; 2 опорный контур; 3 внутреннее кольцо; 4 — техническая кольцевая галерея, 5 — мембрана с железобетонным слоем толщиной 40 мм.
Рис. 7.19. Общий вид cia.iMtjiia в Лужниках с раскрытой трансформируемой частью из четырех нр(кт ранС1 венных пли г
5—-7 гц, что сопоставимо с расчетом [21], при этом изменение нагрузки на частоту колебаний было незначительным. Одностороннее нагружение на половине покрытия равной массой сплошной вызвало изменение усилий в опорном поясе в пределах 10—15%. В процессе исследований были разработаны комплексные программы для расчета модели в упругой и неупругой стадии материала [22], в том числе с учетом бетонного слоя и водоотводных галерей, запроектированных для натурной конструкции.
273
Предложенная на конкурс конструкция состояла из стационарного висячего козырька с наружными размерами 288 X 398 м вылетом 61—62 м, выполненная в виде мембраны и трансформированной части над проемом размером 116 X 173 м, разработанной в первом варианте в виде 4-х структурных плит, двигающихся вдоль большой оси покрытия в двух плоскостях и в виде двухстворчатого купола.
Наружное кольцо имеет поперечное сечение размером 3000 X 950 мм развитое в плоскости мембраны и опирается на колонны с шагом 6 м. Арматурой пояса служат перфорированные двутавры N 60 Б2 с приваренным сверху листом толщиной 6 мм, образующие коробчатое сечение. Короб заполняется бетоном класса В 60 и арматурой, который усиливается приваркой дополнительных листов.
Пояс бетонируется в два этапа, сначало до монтажа мембраны в объеме 2450 м3 и после монтажа — в объеме 2000 м3. Завершенный пояс способен воспринять до 15000 т, что превышает в 1,2 раза расчетные усилия. Внутреннее кольцо, обрамляющее проем, образует галерею, сообщающуюся с радиальными галереями для водоотвода и других коммуникаций, выполняется из стальных листов марки 10 ХСНД толщиной 2 мм, монтируемой рулонными заготовками и усиленных слоем в 20 мм сталефибробетона, укладываемого после приложения основных постоянных нагрузок.
Общий вес покрытия составил 14000 т, в том числе трансформируемая часть — 1500 т. Общий расход металла на покрытие и колонны составляет 2987 т, на монтажные приспособления — 408 т. Общий расход бетона составил 5000 м3, приведенная толщина бетона — 12,2 см [21]
§ 7.6	Террасированные мембранные оболочки над трибунами центрального стадиона в Лужниках (проектное предложение)
Конструкция, монтаж. Ниже приводится проектное предложение мембранного покрытия стадиона, выполненное Курортпроектом (Н. В. Канчели) при научном обосновании ЦНИИСК (П. Г. Еремеев) [23]. Размеры сооружения и предъявляемые к нему требования приведены выше. Для стационарной части покрытия, над трибунами были приняты висячие террасированные мембраны (рис. 7.20), состоящие из трех, расположенных одна над другой, кольцевых вспарушенных оболочек шириною около 20 м. Каждая из кольцевых мембран опирается на нижележащую через систему стоек, объединенных связями. Эти вертикальные цилиндрические поверхности высотой 6 м заполняются светопрозрачными жалюзийными витражами, что позволяет осуществить естественное освещение и вентиляцию подтрубного пространства. Удаление дождевой и талой воды с покрытия предусмотрено самотеком через трубы, снабженные электроподогревом. Покрытие разделено вертикальными ребрами на участки площадью 400 м2, в которых предусматривается по одной воронке.
Каждая из трех кольцевых мембранных оболочек состоит из пролетной конструкции, наружного и внутреннего опорных колец. Пролетная конструкция собирается из трапециевидных стальных полотнищ длиною на пролет (около 20 м) и шириною до 10 м, выполненных из низколегированной атмосферостойкой стали типа «кортен» (10ХНДП) толщиной 3 мм для наружной оболочки и 2 мм для двух остальных (рис. 7.21).
Монтаж мембранной оболочки предусмотрен на проектной отметке с использованием временных опор, расположенных только под кольцами, раскаткой рулонных полотнищ по системе предварительно смонтированных
274
Рис. 7.20 Схематичный разрез террасированных мембранных оболочек
над спортивным комплексом в Лужниках
Рис. 7.21 План террасированных оболочек над спортивным комплексом в Лужниках
I — ребра жесткости; 2 — рулонируемые полотнища; 3 — элементы постели; 4 — опорные кольца.
вспомогательных элементов («постель»), геометрия которых определяет начальную форму поверхности покрытия. «Постель» состоит из радиальных и кольцевых элементов, образующих пространственную висячую систему. Радиальные элементы выполняются из стальной полосы длиною на пролет и располагаются шагом около 5 м. Кольцевые элементы из швеллеров устанавливаются через 4 м. Тонколистовая сплошная оболочка образуется объединением отдельных мембранных полотнищ на сварке на радиальных элементах «постели» с нахлесткой кромок мембраны. Присоединение мембраны к контуру выполняется также на сварке с использованием опорного столика.
Металлические опорные кольца запроектированы в двух вариантах. В первом из них кольца имеют прямоугольное сплошное сечение в виде пакета набранного из стальных листов, а во втором — коробчатое сечение. В качестве материала предусмотрено применение термоупрочненной стали класса С440. Для плоского наружного кольца рассмотрен вариант выполнения его из монолитного железобетона в металлической опалубке, включаемой в работу сечения. Это кольцо опирается на периметральные стойки высокой 7,5 м, устанавливаемые шагом 6 м. Стойки шарнирно связаны с существующими колоннами каркаса трибун и с наружным опорным кольцом. Такое соединение исключает возникновение в них изгибающих моментов, обусловленных горизонтальными перемещениями контура от его обжатия и температурных деформаций. Общая устойчивость сооружения обеспечивается связями устанавливаемыми между стойками. Они же воспринимают ветровые нагрузки на покрытие. Аналогичным образом осуществляется опирание кольцевых оболочек покрытия друг на друга, образуя между ними кольцевые замкнутые вертикальные фермы, поясами которых служат опорные кольца. В случае выполнения колец коробчатого сечения, стойки между оболочками устанавливаются в два ряда, что обеспечивает большую пространственную жесткость системы на монтаже.
276
Для уменьшения динамической реакции конструкции от действия пульсационной ветровой нагрузки предусмотрена возможность включения в систему демпфирующих устройств. Местная стабилизация тонколистовой мембраны обеспечивается собственным весом покрытия, весом подвешенного технологического оборудования, дополнительными радиальными ребрами жесткости, одновременно выполняющими роль водораздельных барьеров.
При разработке методов монтажа покрытия учитывались особенности его конструктивного решения и сжатые сроки строительства. Основным способом сокращения продолжительности монтажных работ являлось максимально возможное укрупнение на земле поднимаемых элементов, для уменьшения трудоемких верхолазных работ. Отметим, что предложенная конструкция в виде террасированной мембраны позволяет монтировать ее отдельными кольцевыми оболочками как законченными этапами, без закрытия стадиона на летний спортивный сезон. При разработке проекта производства работ учитывалось, что в опорных кольцах, еще не объединенных сплошной мембраной, могут возникать значительные изгибающие моменты. Для уменьшения этого эффекта предусмотрен определенный порядок монтажа элементов пролетной конструкции, который позволяет снизить изгибающие моменты в кольцах на стадии монтажа покрытия без излишнего усложнения его технологии.
Трансформируемая часть конструкций, перекрывающая спортивное ядро стадиона, запроектирована на основе выдвижных телескопических трубчатых элементов, несущих тентовое покрытие. Прямоугольные трубы (телескопы) устанавливаются шагом 7,5 м на внутреннем кольце мембраны, образуя в плане систему радиальных элементов на закругленных частях покрытия и параллельных элементов на прямолинейных участках. Конструкция поддерживается двумя рядами подвесок, которые сходятся на верху стоек, установленных на внутреннем кольце мембранной оболочки. Подвести преднап-рягаются при выдвижении телескопов. Одновременно выдвигаются прикрепленные к ним тентовые полотнища, конструкция которых разработана в двух вариантах. В первом из них однослойная тентовая оболочка имеет складчатую форму за счет расположения телескопов через один на разных уровнях. Предусмотрены дополнительные элементы преднапрягающие тент. Кроме того, разработана двухслойная тентовая оболочка, состоящая из пневмобалок, надуваемых прокачкой теплого воздуха. Это создает условия для круглогодичной эксплуатации трансформируемой части покрытия.
Наряду с этим рассмотрено решение, в котором, сохраняя основные компоновочные принципы террасированной системы, пролетная конструкция выполняется в виде вантовой оболочки с тентовым ограждением. Несущая часть пролетной висячей конструкции каждой из трех кольцевых оболочек состоит из системы радиальных вант, объединенных по середине их длины кольцевыми распорками, и крестовых связей в плоскости покрытия. Радиальные ванты из металлической полосы устанавливаются шагом от 11 до 7,5 м. Коробчатые опорные кольца аналогичны принятым в мембранном варианте. Тентовое покрытие собирается из повторяющихся преднапряженных седловидных оболочек, размеры которых в кольцевом направлении определяются шагом радиальных вант.
Научное обоснование проекта. Конструктивное решение мембранного покрытия над трибунами обосновано комплексными научными исследованиями, включающими: рекомендации по величинам и схемам распределения ветровых и снеговых нагрузок на покрытие; разработку и обоснование методики расчета и расчетных схем; выбор формы покрытия в плане; выбор рациональной формы поверхности покрытия; оценку динамических воздействий от ветровых нагрузок и рекомендации по их учету и
277
регулированию; обоснование рациональных проектных решений на основе анализа напряженно-деформированного состояния покрытия с учетом конструктивных особенностей системы на стадии ее монтажа и эксплуатации.
Одной из первых и важных задач проектирования покрытия было определение возможных нагрузок и воздействий с учетом высокой степени их обеспеченности. Учитывались нагрузки на покрытие от его собственного веса, технологические нагрузки от информационных табло, свето- и звукотехнической аппаратуры, подвески декораций, ходовых мостиков для обслуживания оборудования, а также монтажные нагрузки, вызывающие в конструкции дополнительные усилия, суммирующиеся с эксплуатационными. Особое внимание было уделено метеорологическим нагрузкам на покрытие. При определении снеговых нагрузок учитывалось возможное перераспределение массы снега в зависимости от формы покрытия, направления и скорости ветра в районе строительства. Ветровые нагрузки определялись с учетом не только статической, но и динамической составляющей определяемой амплитудно-частотным спектром ветровых пульсаций и реакции на них сооружения.
В качестве основного метода расчета принят МКЭ. Расчеты выполнялись с учетом геометрической нелинейности системы, проектных жесткостей всех элементов конструктивной схемы и их соединений между собой. Основным расчетам предшествовали численные исследования по выбору и обоснованию рациональных конструктивных решений. Выявлено, что очертание опорных колец в плане рационально принимать плавным, без прямолинейных вставок и резких изменений кривизны. Этого можно достичь, принимая очертание опорных колец в виде кривой, составленной из сопряженных друг трех радиусов. При этом отклонения кривой от формы стадиона в плане не превышают 2,2 м. Уровень максимальных суммарных напряжений в опорных кольцах при выполнении этих условий снижается в наружном кольце до 40%, а во внутренних — до 60%, выравниваются усилия в периметральных колоннах, а также напряжения в мембране. Происходит это в основном за счет существенного уменьшения горизонтальных перемещений опорных колец и соответствующих изгибающих моментов в них. Так, расчетные моменты в кольцах при плавном их очертании оказываются до 10 раз меньше чем в первоначальном варианте их очертания с прямолинейными вставками, при примерно одинаковых продольных усилиях.
Рациональная форма поверхности покрытия определена численными исследованиями, в которых варьировалась геометрия оболочки, за счет изменения отметок оси внутренних колец. Установлено, что в данной конструкции окончательная стрела провиса оболочки под нагрузкой мало зависит от ее начальной величины. Это справедливо даже для случая первоначально (на стадии монтажа) плоских внутренних колец. При этом их прогибы по короткой оси сооружения более чем в 3 раза превышали прогибы по длинной оси. Показано, что основным критерием рациональности формы покрытия является примерное равенство прогибов колец по их длине. Это достигается начальной депланацией оси внутренних колец. В этом случае удается до трех раз уменьшить горизонтальные перемещения колец и изгибающие моменты в них. Таким образом установлена не только форма оси опорных колец в вертикальной плоскости, но и величины начальных стрел их провиса, а так же рациональная геометрия пролетной конструкции трех кольцевых мембран.
На основании результатов исследований выполнены детальные расчеты стационарной части покрытия над трибунами, моделирующие этапы монтажа, работу системы при различных комбинациях постоянных и временных нагрузок, а также нагрузок от трансформируемой части покрытия. [23]
278
§ 7.7	Конструктивные решения
и технико-экономический анализ мембранных покрытий зданий массового применения
Конструктивные решения
Для расширения области применения мембранных систем в ЦНИИСК им. Кучеренко была поставлена задача разработки конструкций тонколистовых покрытий зданий массового применения. [ 24]
Разработаны и исследованы конструкции мембранных покрытий одно- и многопролетных производственных зданий (рис. 7.22) Мембранный блок покрытия размерами в плане 12 X 12, 18 X 18, 24 X 24 и 30 X 30 м представляет собой пространственную конструкцию (мембрану) из тонкого металлического листа, закрепленного на контуре. Мембрана толщиной 0,6—3 мм собирается из укрупненных на заводе полотнищ шириной до 12 м и длиной, равной пролету, доставляемых на строительную площадку в рулонах. Опорный контур в виде замкнутой квадратной плоской рамы выполняется из прокатных или сварных профилей двутаврового сечения. В углах рамы (на расстоянии 1/10 пролета блока) устанавливаются распорки того же сечения. В средних блоках покрытий многопролетных зданий вместо распорок может быть предусмотрено объединение смежных контурных элементов. Блок покрытия собирается на уровне земли и поднимается в проектное положение. Первоначально плоская мембрана провисает под действием собственной массы со стрелой, равной примерно 1/60 пролета. Покрытие можно монтировать навесным способом на проектной отметке по системе висячих элементов «постели». Стрела провиса покрытия в этом случае назначается равной около 1/20 пролета.
Опорный контур блока покрытия опирается на колонны, устанавливаемые по продольным осям здания с шагом 6 или 12 м. Поперечные стороны блока покрытия, свободные в пролете от опор, подкрепляются в вертикальной плоскости фермой или шпренгелем, верхним поясом которых является контурная балка. В смежных блоках покрытия многопролетных зданий примыкающие продольные стороны опорного контура объединяются друг с другом по всей длине для исключения изгиба контура в горизонтальной плоскости. Свободные же от опор поперечные стороны контура смежных блоков друг с другом объединяются только в углах. В этом случае за счет использования податливости контура существенно уменьшаются не только горизонтальные, но и вертикальные изгибающие моменты в контуре благодаря перераспределению цепных усилий по кромке мембраны и соответственно их вертикальных составляющих. В покрытиях такого типа крайние и средние блоки (относительно продольных осей) отличаются условиями опирания. В покрытиях многопролетных зданий с укрупненной сеткой колонн все стороны опорного контура смежных блоков, подкрепленные в вертикальной плоскости, выполняются раздельными.
Укрупнительную сборку панели покрытия площадью 36—125 м2, состоящей из элементов четырех типов заводского изготовления, осуществляют на стенде. Здесь же можно выполнить все кровельные работы с последующей заделкой стыков на проектной отметке. При традиционной конструкции кровли (по мембране укладывается утеплитель, а затем рулонный ковер) ее масса обеспечивает стабилизацию тонколистового покрытия. В случае применения облегченной кровли стабилизация покрытия осуществляется введением в систему оттяжек. Перспективно размещать утеплитель под мембраной, используя ее в качестве гидроизоляции. Стальная мембрана может служить гидроизоляцией и в покрытиях неотапливаемых зданий. При
279
Рис. 7.22 Рекомендованные конструктивные схемы мембранных покрытий для зданий массового применения.
а)	однопролетного;
б)	многопролетного;
в)	при укрупненной сетке колонн;
1	— мембрана;
2	— опорное покрытие;
3	— свободные стороны;
4	— объединенные стороны;
5	- крайние стороны;
6	— распорка;
7	— соединительные элементы;
8	— колонны;
9	— крайние блоки;
10	— средние блоки.
Л.
I ) ааи [ даю [ any ; дя» |
Рис. 7.23 Схемы крытых зернотоков с использованием мембранных панелей.
этом для мембраны рационально применять атмосферостойкую сталь ЮХНДП. В остальных случаях мембрана выполняется из стали малоуглеродистой или низколегированной. Для опорного контура применяются низколегированные стали, для оттяжек —- арматурная сталь класса AI. Собранная на стенде панель устанавливается краном в проектное положение. Панели соединяются между собой только в углах, в местах опирания на стойки. Для организации наружного водоотвода покрытие может иметь уклон 10—15%. Такая конструкция имеет ряд дополнительных преимуществ: минимальное количество типоразмеров простых в изготовлении элементов, использование недефицитных видов металлопроката, транспортабельность, возможность организации изготовления вблизи объектов строительства.
На основании экспериментально-теоретических исследований подобных систем в ЦНИИСК разработана техническая документация по конструкциям крытых зернотоков для строительства в I—III снеговых районах. Здание с сеткой колонн 12 X 12 м, длиной 60 м и шириной 48 м перекрыто мембранными панелями 12 X 12 м, состоящими из тонкого листа (t — 1,5 мм), прикрепленного к верхним поясам контурной рамы из прокатного швеллера № 30 (рис. 7.23) Мембрана является одновременно и кровлей, водонепроницаемость которой обеспечивается нахлесточным соединением свесов отдель-
280
Рис. 7.24 Схема опытного здания склада с покрытием из мембранных панелей.
ных панелей друг с другом и применением герметика. Расход металла на покрытие оказался на 25% меньше, чем для традиционных конструкций. Изготовление и монтаж конструкций осуществляет трест Белгородсталькон-струкция.
Для одно- и многопролетных производственных зданий пролетом 18—30 м с шагом колонн 6—12 м бескрановых, оборудованных опорными или подвесными кранами, разработана конструкция блока покрытия, состоящего из двух мембранных панелей шириной 6—12 м и длиной 9—15 м, объединенных затяжкой или шпренгельной системой и образующих двухскатную кровлю с уклоном 15—30%. Панели соединяются между собой только в углах. Эта конструкция, приближающаяся по компоновке к традиционным решениям, обеспечивает достаточно широкие возможности использования опорных кранов (МК-10, МК-15, МК-20), подвески кранового оборудования (ПК-2, ПК-3), прокладки воздуховодов диаметром до 1700 мм, что делает их пригодными для зданий различных отраслей промышленности.
ЦНИИСК совместно с Мончегорским отделом ЦНИИпроектлегконст-рукции разработана проектная документация на строительство в Мурманской области опытного здания склада. Одноэтажное неотапливаемое бескра-новое здание пролетом 18 м и длиной 42 м перекрывается двухскатным блоком покрытия (рис. 7.24) имеющим высоту в коньковой части 2,25 м. Высота здания от пола до низа покрытия 7,2 м. Конструкции каркаса и покрытия разработаны для строительства в г. Мончегорске (V снеговой и IV ветровой районы). Изготовление и монтаж конструкций выполняет Северное управление треста Севзапстальконструкция. Блок покрытия собирается из двух панелей размерами 6 X 9 м с мембраной толщиной 1,5 мм.
281
Области рационального применения зданий с мембранными покрытиями
На основании совместных проработок ЦНИИСК с институтами ЦНИИ-промзданий, Ленпромстройпроект, Иркутский Промстройпроект, ЦНИИ-проектлегконструкция, ЛенЗНИИЭП [ 24—28] и другими выявлены области рационального применения зданий с мембранными покрытиями, их номенклатура и габариты.
1.	Наиболее массовые в промышленном и сельскохозяйственном строительстве одноэтажные здания пролетом 18—30 м, в том числе комплектной поставки:
одно- и многопролетные производственные здания с сеткой колонн 12(6) X 18, 12(6) X 24, 12(6) X 30 м, высотой до низа несущих конструкций до 10,8 м, бескрановые, оборудованные подвесными (ПК-2, ПК-3) или мостовыми (МК-10, МК-15, МК-20) кранами для предприятий машиностроения (производства: сборочные, механические, инструментальные, ремонтномеханические, сварочные, заготовительные, вспомогательные и т. и.), легкой промышленности (текстильной, трикотажной, обувной, швейной и т. д.), радиоэлектроники и точного машиностроения, энергетики, транспорта, связи; региональные и зональные автоцентры и станции техобслуживания; всевозможные склады, ремонтные мастерские, крытые эстакады, навесы и т. п.;
производственные здания многоцелевого назначения с укрупненной сеткой колонн 18 X 18, 24 X 24, 30 X 30 м;
здания сельскохозяйственного назначения, а также по переработке и хранению сельскохозяйственных продуктов с сеткой колонн 6X18, 12(6) X 24, высотой до низа несущих конструкций 7,2 м для стоянок и ремонта сельхозтехники, производства сельскохозяйственной продукции, разнообразных хранилищ и холодильников, овчарен, птичников и т. п.
Объемно-планировочная структура производственных зданий с мембранными покрытиями может формироваться на основе использования блоков-секций, комплектуемых в заводских условиях, блокирование которых позволяет компоновать здания различной площади и конфигурации в плане.
II.	Отдельно стоящие или сблокированные здания на прямоугольном или круглом плане пролетом 36—120 м и более без промежуточных опор:
производственные здания многоцелевого назначения, обладающие высокой планировочно-конструктивной универсальностью, обеспечивающие удовлетворение не только современных требований производства, но и перспектив его развития;
ангары, гаражи, стоянки для крупногабаритной техники, складские помещения, различные сооружения;
здания общественного назначения: физкультурно-оздоровительные комплексы, целевые спортивные залы (плавательные бассейны, манежи, крытые катки, теннисные корты), торговые здания (рынки, универсамы), зрелищные залы (кинотеатры, выставочные павильоны).
III.	Реконструируемые здания пролетом 24—72 м, когда реконструкция сопряжена с заменой несущих конструкций покрытий, не пригодных к дальнейшей эксплуатации из-за технического состояния, увеличения нагрузок, изменения технологических процессов, повреждений во время землетрясений и т. п.
Таким образом, покрытия мембранного типа могут найти применение в зданиях различного назначения с учетом требований к их объемнопланировочным и конструктивным параметрам, крановому и инженерно-техническому оборудованию, типологическим особенностям. В большинстве случаев эти здания имеют значительную повторяемость и могут быть выполнены в виде зданий-модулей, блоков-секций, типовых проектов.
282
Экономическая эффективность мембранных покрытий определяется: снижением по отношению к сравниваемым типам покрытий расхода материалов и трудоемкости заводского передела и работ, выполняемых на стройплощадке, по укрупнительной сборке и монтажу металлоконструкций и соответственно их стоимости;
—	снижением стоимости нижележащих конструкций (колонны, фундаменты) с учетом значительного снижения массы покрытия;
—	уменьшением конструктивной высоты покрытия и соответствующим снижением стоимости стенового ограждения и эксплуатационных расходов на отопление и вентиляцию;
—	снижением транспортных расходов за счет возможности изготовления конструкции вблизи от места строительства;
—	снижением расходов на устройство и эксплуатацию кровли за счет использования мембраны в качестве гидроизоляции;
—	многообразием объемно-планировочных и конструктивных решений.
Технико-экономический анализ показал, что применение мембранных конструкций покрытий обеспечивает по сравнению с существующими прогрессивными конструкциями снижением, в зависимости от пролета, нагрузки, типа конструкций, расхода стали от 10 до 75%, трудоемкости изготовления и монтажа от 5 до 70%, сметной стоимости от 7 до 65%. При этом для производственных зданий пролетом от 18 до 30 м экономия на покрытии составляет: по расходу стали до 13,5 кг/м2, в среднем 6,3 кг/м2( 18%); по трудозатратам до 0,32 чел.-ч/м2, в среднем 0,13 чел.-ч/м2 (10%). Сопоставление данных экспериментального проектирования, выполненного ЦНИИСК совместно с Иркутским ПСК (рассмотрено более 200 схем), показало, что экономия стали на конструкциях каркаса и покрытия в среднем составляет 10,5 кг/м2, или 20%.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 7
1.	Гольденберг JL И. Расчет мембран при различных граничных условиях на контуре// Строительная механика и расчет сооружений.— 1970.— № 1.—- С 21—27.
2.	Гольденберг Л. И., Учитель 3. Е. Экспериментально-теоретическое исследование прочности и устойчивости гибкого контура квадратной мембраны с начальным прогибом//Строительная механика и расчет сооружений.— 1988.— № 1.— С. 36—40.
3.	Гольденберг Л. И. Аналитический расчет контурных арок велотрека в Крылатском//Большепролетные пространственные металлические мембранные и висячие покрытия олимпийских сооружений: Труды ЦНИИСК.— М.: Стройиздат, 1982.— С. 80—99.
4.	Андреев О. О., Еремеев П. Г., Петров В. П. Расчет мембранного покрытия универсального стадиона//Большепролетные пространственные металлические мембранные и висячие покрытия олимпийских сооружений: Труды ЦНИИСК.— М., 1981.— С. 54—66.
5.	Еремеев П. Г. Исследование работы замкнутого опорного контура мембранных оболочек// Строительная механика и расчет сооружений.— 1981.— №4.— С. 11—14.
6.	Еремеев П. Г., Ленский В. В. Экспериментальное исследование мембранной оболочки шатрового типа//Строительная механика и расчет сооружений.— 1987.
7.	Еремеев П. Г., Аронник А. Б. Исследование работы тонкого металлического листа на сдвиг// Строительная механика и расчет сооружений.— 1982.— № 4.— С. 29—33.
8.	Микулин В. Б., Тумасян К. А. Исследования мембранного покрытия, образованного сочетанием цилиндрических поверхностей//Новые формы и прочность металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— М., 1989.— С. 156—165.
9.	Мембранные конструкции зданий и сооружений: Справочное пособие/Под общей редакцией В. И. Трофимова и П. Г. Еремеева.— М.: Стройиздат, 1990.
10.	Пособие по определению пределов огнестойкости конструкций, пределов распространения огня по конструкциям и группам возгораемости материалов.— М.: Стройиздат, 1985.— С. 64.
11.	Трофимов В. И. О дальнейшем развитии большепролетных металлических конструкций// Строительная механика и расчет сооружений.— 1980.— № 4.— С. 59—64.
12.	Трофимов В. И. Большепролетные пространственные покрытия из тонколистового алюминия.— М.: Стройиздат, 1975.
13.	Трофимов В. И., Еремеев П. Г., Давыдов Е. Ю. Мембранные (тонколистовые) висячие покрытия.— М.: ВНИКС, 1981.— Вып. I.
283
14.	Трофимов В. И., Микулин В. Б., Прицкер А. Я. и др. Мембранные конструкции зданий и сооружений.— Киев: Будивельник, 1986.
15.	Трофимов В. И., Микулин В. Б., Илленко К. И. и др. Мембранная кровля демонстрационного зала в г. Фрунзе//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1975.— № 2.— С. 12—15.
16.	Большепролетные металлические покрытия олимпийских сооружений: Труды ЦНИИСК.— М.: Стройиздат, 1982.
17.	Микулин В. Б., Илленко К, И. Междуэтажное перекрытие мембранного типа//Новые формы и прочность металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— 1989.
18-	Микулин В. Б. Мембранно-лучевые покрытия для предприятий торговли. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ, 1993. С. 177—179
19.	Гольденберг Л. И. Покрытие универсального спортивно-зрелищного зала в Алма-Ате. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ, 1993. С. 181—183.
20.	Гольденберг Л, И., Тулебаев К. Р. Моделирование стальных конструкций покрытия универсального спортивно-зрелищного зала в г. Алма-Ата. Строительство и архитектура. Сер. Сейсмостойкое строительство. М.; ЦНИИНТП Госстроя СССР, 1991.— вып. 8 с. 26—30.
21.	Людковский И. Г., Иванов М. А., Филякин А. А.( НИИЖБ),Берштейн, Шкляровский П. К. ( ЦНИИСК) уЛуговцев А. Н., Комаров Н. Ф., Кулешов ( ЦАГИ) «Экспериментальные исследования модели мембранного покрытия трибун стадиона» Строительная механика и расчет сооружений № 4 за 1980 г.
22.	И. Г. Людковский и др. в ст. «Исследование висячих покрытий зданий и сооружений» М. Стройиздат, 1980, с. 35—49.
23.	Еремеев П. Г, Канчели Н. В. Проект покрытия центрального стадиона в г. Москве. Пространственные конструкции зданий и сооружений, выпуск 8 АПК. Изд. БГТСМ 1996.
24.	Еремеев П. Г. Конструктивные решения и технико-экономический анализ мембранных покрытий массового применения. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ, 1993. С. 189—198.
25.	Конструкции мембранных покрытий производственных зданий массового применения (комплектной поставки) пролетами 18—36 м/ЦНИИ-Промзданий.— М., 1988.
26.	Разработка экспериментальных проектов производственных зданий с мембранным покры-тием/ГПИ Иркутский Промстройпроект.— Иркутск, 1989.
27.	Унифицированные здания из легких металлических конструкций комплектной поставки для предприятий по переработке и хранению сельскохозяйственной продукции/ЦН И Ипром-зданий.— М., 1983.
28.	Морозов А. П., Василенко О. В., Миронков Б. А. Пространственные конструкции общественных зданий.— Ленинград: Стройиздат, 1977.— 30 с.
284
Глава 8
ВАНТОВЫЕ И ЛЕНТОЧНЫЕ ОБОЛОЧКИ
§ 8.1 Вантовые оболочки с применением тросов.
Основным несущим элементом здесь являются ванты, работающие на растяжение, которые могут быть как гибкими, выполняющимися из высокопрочных канатов, так и достаточно жесткими, способными воспринимать не только растягивающие усилия, но и изгибающие моменты.
Первые конструкции наиболее легкие, но они в силу высокой дефор-мативности нуждаются в специальной системе стабилизации формы поверхности.
Вторые конструкции тяжелее первых поскольку выполняются из профилированной стали, но они не нуждаются в устройстве дополнительной стабилизации поверхности. Во всех случаях работа пролетной конструкции требует наличия опорного контура, воспринимающего цепные усилия с растянутых вант. Задачей рационального проектирования является определение оптимальной формы и конструктивного решения опорного контура. С точки зрения передачи усилий на опоры, вантовые покрытия разделяются на системы с замкнутым и разомкнутым опорными контурами. Системы с замкнутым опорным контуром являются внутренне уравновешенными и передают на нижележащие конструкции в основном только вертикальные силы, в то время как висячие покрытия с разомкнутым опорным контуром передают на каркас здания также и усилия распора.
Вантовые сетки, образующие поверхность положительной и нулевой гауссовой кривизны (сферические или цилиндрические) являются, подобно отдельной нити, геометрически изменяемыми. Такие вантовые сетки, при организации по ним легкой кровли, нуждаются в создании специальной дополнительной системы стабилизации поверхности.
Необходимая жесткость вантовых сеток, образующих поверхности отрицательной гауссовой кривизны (седловидные) достигается их предварительным напряжением.
Усилия предварительного натяжения вант подбираются таким образом, чтобы при любом возможном загружении покрытия, стабилизирующие ванты остановились в растянутом состоянии.
Стрелки несущих вант обычно составляют 1/15... 1/25 пролета. Стабилизирующие ванты более пологи, их стрелки 1/30... 1/40 пролета. Площадь сечения стабилизирующих вант в 2...4 раза меньше несущих.
Наиболее сложным этапом монтажа является предварительное натяжение вант, при котором в каждой ванте должна быть достигнута величина усилия, заданная проектом. В настоящее время разработаны специальные программы расчета, позволяющие применить оптимальную стратегию натяжения за наименьшее количество циклов.
Если очертание поверхности вантового покрытия выбрано по поверхности нулевой гауссовой кривизны, то необходимая жесткость вантового покрытия может быть достигнута, применением системы в виде вант и балок, в которой гибкие ванты располагаются вдоль линий главных кривизн,
285
4
Рис. 8.1 Схема радиально-вантового покрытия здания Дворца спорта «Юбилейный» в г. Ленинграде.
1 — наружное железобетонное опорное контурное кольцо; 2 — железобетонные колонны каркаса; 3 — вантовые фермы; 4 — кровельные стальные панели; 5 — внутренние стальные опорные кольца.
а балки (фермы) укладываются вдоль прямолинейных образующих. В таких системах на равномерно распределенные нагрузки в работу включаются ванты, в то время как неравномерные нагрузки воспринимаются балками за счет их изгиба. В таких системах целесообразно создавать предварительное напряжение вант, с целью создания в балках изгибающих моментов противоположного знака.
Покрытия в виде ванто-балочной системы проектируются различной формы в плане.
Ванто-балочные покрытия на прямоугольном плане эффективны при пролетах балок 24...30 м.
Для систем с криволинейным замкнутым контуром оптимальные пролеты балок увеличиваются до 36...48 м. Стрелки несущих вант могут приниматься в широких пределах от 1/10 до 1/30 пролета.
Высота балок принимается от 1/20 до 1/40 пролета.
Висячие оболочки имеют геометрические аналоги среди применяемых в строительстве сжатых оболочек.
Основные растягивающие напряжения в висячих оболочках вопринима-ются вантами, располагающимися вдоль линий главных растягивающих усилий. Наиболее часто применяют сферические или шатровые висячие оболочки, в основе которых лежит радиальная винтовая сетка, закрепляемая в наружном сжатом и внутреннем растянутом кольцах.
В практике большепролетного строительства нашли применения также вантовые фермы, в которых пояса, а в некоторых случаях и раскосная решетка выполняются из гибких элементов, работающих на растяжение. Для придания вантовым фермам необходимой жесткости их подвергают предварительному натяжению. По взаимному расположению поясов вантовые фермы встречаются трех типов: двояковыпуклые, двояковогнутые и с перехлестом поясов в пролете. Очертание вантовых поясов принимается по кривой давления от преобладающей нагрузки. К достоинствам вантовых ферм относится их легкость и повышенная жесткость, к недостаткам — повышенная трудоемкость, связанная с необходимостью предварительного натяжения большого числа элементов. Вследствие этого вантовые фермы целесообразно
286
использовать в большепролетных покрытиях» в которых проблема снижения веса является преобладающей. [ 1] Примером применения вантовых ферм может являться радиально-вантовое покрытие здания Дворца спорта «Юбилейный» в г. Ленинграде (рис. 8.1).
§ 8.2 Оболочки с использованием жестких вант.
В ряде случаев ванты целесообразно изготавливать из элементов, обладающих изгибной жесткостью и тем самым исключить достаточно трудоемкую стадию предварительного натяжения системы. В этом случае в качестве вант используют прокатные профили из стали повышенной прочности или фермы. Таким вантом придается форма веревочной кривой, при которой ванты работают на изгиб и растяжение. При этом доля напряжений, возникающих от изгиба существенно ниже чем от растяжения. Системы жестких вант успешно могут применяться для покрытий пролетами до 100 м. Отношение стрелок провисания вант к пролету 1/10...1/25, Оптимальная высота 1 /80... 1 / 150пролета[ 1].
К наиболее ранним покрытиям с использованием жестких вант относится покрытие плавательного бассейна в г. Харькове, разработанного Харьковским Промстройпроектом (автор Ц. Н. Фрумин) при участии ЦНИИСК им. Кучеренко (В. И. Трофимов и В. Б. Микулин). Прямоугольное в плане здание размером 62,8 X 30 м, (рис. 8.2) имеет цилиндрическую кровлю со стрелой провиса 4,92 м, несущей частью которой служат жесткие ванты, работающие на пролет = 60 м. Ванты выполнены в виде серповидных трехшарнирных опрокинутых арок, по которым располагаются поперечные неразрезные ребра (прогоны) и алюминиевая мембранная кровля, работающая совместно с продольными ребрами. Крепление прогонов обеспечивает возможность их поворота при горизонтальном смещении мембранного покрытия. *[2]
Распор с жестких вант воспринимается наклонными железобетонными пилонами, расположенными по торцам здания с шагом колонн 6 м (рис. 8.2). Продольные ребра были приняты из двух сварных двутавров высотой 70 см, соединенных друг с другом накладками, при этом в нижних полках допускались сжимающие напряжения, порядка 30 МПа (при односторонних снеговых нагрузках).
Характерным для работы покрытия, в котором цепные усилия воспринимаются железобетонными пилонами, является значительное смещение верха пилона, которое на порядок превышает упругие деформации мембраны. Кинематические перемещения покрытия, вызванные сближением опорных закреплений, определили большие колебания стрелы провисания, поэтому продольные кромки мембраны не были связаны со стеновым каркасом, который работал по консольной схеме. Расчетная схема рассматриваемого покрытия представляет собой систему из жестких нитей, мембраны и поперечных ребер, которые обеспечивают совместную работу отдельных элементов в вертикальном направлении и в то же время допускают перемещения вдоль образующей продольных ребер (рис. 8.3). Опоры продольных ребер упругоподатливы, а мембрана между поперечными ребрами получает дополнительное волновое искривление. Равномерное нагружение рассматриваемого мембранного полотна по ширине позволяет отождествить расчетную схему мембраны с гибкой нитью.
* А. с. 319712 СССР. МПКз Е 04 в 7/16. Покрытие/ В. И. Трофимов, Ц. Н. Фрумин.— Опубл. 02.11.72, Бюл. №33.
287
Рис. 8.3 К расчету жестких нитей покрытия бассейна.
а)	расчетная схема;
б)	кинематическое перемещение жестких нитей.
1	— жесткие нити;
2	— мембрана;
3	— прогоны.
Исследование совместной работы жесткой и гибкой нитей производилось в ЦНИИСК В. Б. Микулиным [3] способом последовательных приближений, для проверки методики расчета и характера работы системы в целом, включая и пилоны конструкции им же проводились испытания большой модели плавательного бассейна. Модель изготавливалась в масштабе 1/6 натурной величины, размерами в плане 3 X 10 м со стрелой подъема 1/12L = 0,78 м. В качестве мембраны принимался алюминиевый лист толщиной 0,5 мм (рис. 8.4а). Жесткие нити в модели были выполнены из стали, имели площадь поперечного сечения F = 8.48 см2 и момент инерции J = 181,4 см4. Гибкая нить — алюминиевая мембрана имела площадь поперечного сечения F = 5 см2 и соответственно модуль упругости Е = 71000МПа. Таким обра-
288
Рис. 8.4 Испытание покрытия бассейна.
а) — исследуемая модель покрытия; б) — испытания натурной конструкции.
зом на продольное растяжение жесткость вант превосходила жесткость мембраны примерно в 5,1 раза.
В качестве нагрузки использовали песок, насыпаемый в стальные короба, устанавливаемые на мембране. Учитывая, что стальные продольные ребра и алюминиевая мембрана имеют различные коэффициенты линейного расширения, температурный перепад влияет на напряженно-деформированное состояние системы. При проведении эксперимента температурное воздействие имитировалось заданием мембране соответствующего пред-
10 — 5982
289
Рис. 8.5 Монтаж покрытия бассейна
варительного напряжения. Приведем результаты испытания и сопоставим их с данными расчета. Так, в аналитическом расчете, проведенном с учетом совместной работы мембраны и жесткой нити величина распора составила Н = 49,73 кН, прогиб 7,834 см. Из эксперимента имеем Н = 52,19 кН (расхождение 4,6%), прогиб составил 7,435 см (расхождение 5,1 %).
Помимо модельных испытаний здания плавательного бассейна, производилось его натурное испытание на действие нормативных нагрузок — равномерно-распределенной и несимметричной. Загружение производилось железобетонными плитами, укладываемыми на поверхность мембраны через прокладки (рис. 8.46). При максимальной равномерно-распределенной нагрузке 2,075 кПа во всех сечениях продольных ребер действовали только растягивающие напряжения. Мембрана включалась в работу равномерно по ее ширине. Максимальный прогиб составил 1/200 пролета покрытия. При неравномерном загружении, когда на одной половине нагрузка составляла 2,22, а на другой 0,945 кПа. Наиболее напряженными оказались сечения продольных ребер, расположенных в четверти пролета, где возникали напряжения от растяжения и изгиба. Максимальные прогибы были в середине покрытия и составляли 1/250 пролета. В более загруженной части покрытия наибольшие прогибы были в четверти пролета и составили 1/360, а в менее нагруженной — 1/1540 пролета. Характер деформирования в поперечном направлении был аналогичен отмеченному при равномерно-распределенной нагрузке. [ 3].
Монтаж покрытия осуществлялся в следующей последовательности. В начале бетонировались железобетонные пилоны, далее с помощью монтажных реек навешивались отправочные марки жестких вант с последующим шарнирным их соединением в центре пролета и по концам. По жестким вантам укладывались прогоны и по ним протаскивалось полотнище мембраны с последующим соединением с прогонами и друг с другом (рис. 8.5).
Перейдем к рассмотрению работы жестких вант, примененных в покрытии Олимпийского плавательного бассейна в г. Москве. Главное поме
290
щение бассейна - овальное в плане размером 125 X 105 м. Несущей конструкцией покрытия служат серповидные фермы высотою 2,5 м, расположенные вдоль меньшей оси с шагом 4,5 м. (рис. 8.6). Пролет фермы, идущей возле главной оси достигал 104 м, а стрела провиса —18 м соответственно уменьшаясь по мере удаления от центральной оси. Расчеты и экспериментальные исследования работы арок производились аспирантом ЦНИИСК Б. М. Курбановым под руководством проф., д. т. н. Н. С. Москалева и к. т. н. В. Д. На-сонкина. [4].
Результаты их исследований проиллюстрируем на рис. 8.7 вертикальными перемещениями узлов фермы наибольшего пролета (L = 101,406 м) при различных видах нагружения и различного смещения опор как в упругой стадии работы материала, так и при наличии текучести материала нижнего пояса.
Из сравнения кривых (приведенных на рис. 8.7) видно, что смещение опор ферм способствует резкому увеличению прогиба. При достижении элементами нижнего пояса предела текучести прогиб увеличивается еще больше. В то же время эксплуатационный прогиб фермы от нормативной временной нагрузки с учетом смещения опор оказался не столь велик и не превысил 1 /420 пролета.
Расчет на полную нагрузку по всему пролету при неподвижных опорах показал, что усилие растяжения в приопорной панели верхнего пояса достигло 1181 кН и постепенно уменьшилось к середине пролета до 671 кН. Максимальные напряжения от осевого растяжения достигли 19 300 Н/см2, а с учетом краевых напряжений, вызванных изгибающим моментом от поперечной нагрузки, напряжения в поясе приблизились по значению к расчетному сопротивлению.
Растяжение в нижнем поясе было сравнительно небольшим, в крайней к опоре панели оно равнялось 126 кН, постепенно нарастая к середине пролета, где оно достигло 396 кН. Стержни решетки были мало загружены, максимальное усилие сжатия не превышало 50 кН, что значительно ниже определенной, согласно СНиП, критической силы Лкр— 119 кН. Прогиб фермы при неподвижных опорах был сравнительно мал, в середине пролета он составил 10,3 см.
Сближение опор существенно изменило картину напряженно-деформированного состояния. Расчет на полную нагрузку при учете отклонения каждой из опор показал, что ферма получает большой дополнительный прогиб. В верхнем поясе усилия снижаются в первой панели до 991 кН, а в середине пролета — до 20 кН, т. е. растяжение в середине верхнего пояса почти полностью исчезает и усилие переходит в нижний пояс, в котором оно возрастает с 232 кН в опорной панели до 921 кН в середине пролета. Для нижнего пояса, состоящего из швеллера № 20, такое усилие будет чрезмерным, поскольку в нем начнет развиваться текучесть материала.
Текучесть материала, как показали расчеты, начинается в одном определенном стержне, усилие в котором при дальнейшем нагружении не растет. Дальнейшее нагружение привело к повышению усилий в верхнем поясе, работающем упруго, при полном загружении оно достигло 1021 кН в крайней панели и 175,4 кН в середине пролета (вместо 20 кН при неучете текучести материала).
Перемещение опор приводит к повышению усилий в сжатых раскосах и к уменьшению усилий в растянутых.
Текучесть одного только стержня нижнего пояса останавливает нарастание растяжения во всех стержнях нижнего пояса и решетки при последующем росте нагрузки. В верхнем поясе, наоборот, при последующей нагрузке после начала текучести растяжение начинает расти быстрее, поскольку пояс теперь берет на себя всю последующую нагрузку фермы. При доведении
291
ю*
Рис. 8.6 Схема покрытия Олимпийского плавательного бассейна в г. Москве с применением жестких вант.
1 - вертикальные связи ферм; 2 - горизонтальные связи ферм.
Рис. 8.7 Вертикальные перемещения узлов нижнего пояса наибольшей по длине фермы плавательного бассейна.
1	- при полной нагрузке без сближения опор;
2	- при односторонней временной нагрузке со сближением опор на 416 мм;
3	- при временной нагрузке в средней трети пролета со сближением опор на 534 мм;
4	- при полной нагрузке со сближением опор на 630 мм;
5	— при полной нагрузке со сближением опор на 630 мм и ограниченной текучестью нижнего пояса 772 кН;
6	— при полной нагрузке со сближением опор на 664 мм и наличием текучести нижнего пояса.
292
нагрузки до расчетной в середине пролета растяжение в поясе достигает 568,6 кН (вместо 20 кН при неучете текучести).
Неравновесная нагрузка — снег на половине пролета и снег в средней трети — вызывала перемещение фермы в сторону нагрузки и изгиб на нагруженном участке. При этом в отдельных стержнях верхнего пояса полностью исчезало растяжение и возникало сжатие, которое без релаксирующего эффекта текучести нижнего пояса достигало 180—190 кН.
Весьма важным фактором, определяющим работу ферм, особенно малых пролетов, является горизонтальное перемещение опор.
Вследствие подобного смещения усилия в нижних поясах таких ферм настолько уменьшаются, что могут в отдельных панелях перейти на сжатие.
В фермах, имеющих сравнительно большие пролеты и стрелки смещения опор (сближение) сравнительно невелико и от расчетной нагрузки не превысило 10 см. Не вызвало текучести в нижних поясах и сжатие в раскосах не приводило к потери устойчивости. Фермы, имеющие максимальные пролеты мало реагировали на перемещение опор.
Фермы малых пролетов оказались наиболее чувствительными к перемещению опор. Происходит это вследствие того, что опорные пилоны контурных арок на ближайшем к ним конце здания под действием цепных сил ферм стягиваются, перемещаясь навстречу друг другу. Такое перемещение вызывают не только текучесть нижнего пояса, но могут в отдельных случаях привести к потере устойчивости сжатых стержней верхнего пояса.
В связи с этим рассмотрено несколько вариантов технических решений, которые позволили бы устранить большие перемещения опор или по крайней мере, исключить их нежелательные для эксплуатации сооружения последствия. Рассматривалась возможность применения затяжек, увеличения жесткости опорных арок и усиление висячих ферм. Однако все эти решения не были применены из-за технической сложности и малой эффективности. Окончательно был принят вариант регулирования напряжений в процессе монтажа.
Было предусмотрено, что фермы изготовляются на заводе из трех звеньев — среднего, одинакового для всех ферм, и двух крайних, индивидуальных для каждой фермы. Монтаж ферм предусматривалось вести, стыкуя звенья лишь по верхнему поясу на двух специальных монтажных эстакадах.
В этом случае в фермах работает только верхний пояс, в нижнем поясе и в решетке после подвески фермы к опорам усилий практически не возникает. Поэтому монтаж покрытия, подвесного потолка и части оборудования было решено вести без включения нижнего пояса в работу. Соединение нижнего пояса предусматривалось только после нагружения фермы постоянной нагрузкой 1000 Н/м2. Таким образом, нижний пояс и решетка включались в работу только от снеговой нагрузки. Этот прием регулирования позволил перенести часть растяжения в верхний пояс и снизить усилия в нижнем поясе и решетке до допустимых пределов.
§ 8.3 Ленточные оболочки отрицательной гауссовой кривизны
Основные сведения
Для образования ленточных оболочек используются тонкие металлические ленты, не скрепленные одна с другой. Форма поверхности таких оболочек имеет положительную или отрицательную гауссовую книвизну. Покрытия этих двух типов по своей работе близки к ортогональным вантовым сетям, но отличаются от последних тем, что совмещают несущие и ограждающие функции.
293
Рис. 8.8 Схема седловидной оболочки из металлических лент.
1 — стабилизирующие ленты;
2 — опорный контур;
3 — эффективный утеплитель;
4 — пароизоляция;
5 — несущие ленты;
6 — антифрикционный слой (два слоя полиэтиленовой пленки со смазкой)
Рис. 8.9 Схема провисающего покрытия из переплетенных лент на прямоугольном и многоугольном планах.
1 — покрытие из переплетенных лент; 2 — подкрепляющие элементы; 3 — опорный контур; 4 — стойки каркаса
К достоинствам ленточных оболочек относятся: исключение заводского передела материала (металлическая лента поступает непосредственно с металлургического предприятия); отсутствие монтажных соединений по площади.
Подобные покрытия рекомендуется применять в общественных зданиях, таких как клубы, столовые, концертные залы пролетом 30—50 м. Ленты могут быть изготовлены из алюминия.
В практике строительства нашли применение ленточные оболочки отрицательной * и положительной гауссовой кривизны ". Первые оболочки состоят из двух слоев лент — нижних несущих, ориентированных выпуклостью вниз и ортогонально нижним верхнему слою стабилизирующих лент, ориентированных выпуклостью вверх жесткость и слитность поверхности достигается предварительным напряжением лент. Схема утепленого варианта показана на рис. 8.8
Оболочки положительной гауссовой кривизны образуются из переплетенных лент, имеют форму плана в виде круга, овала, при наличии диагонального подкрепления — прямоугольника (рис. 8.9).
* А. с. ЦНИИСК № 222641. Способ изготовления оболочек покрытия седловидной формы из рулонного материала (В. И. Трофимов). Открытия и изобретения — 1966 — № 23.
’’ А. с. ЦНИИСК № 256980. Висячее покрытие (В. И. Трофимов, Э. В. Кузнецов, Л. Н. Винокурова) Открытия и изобретения — 1969 — №35.
294
Характерным для ленточных оболочек является фрикционное соединение лент с опорным контуром. Для увеличения сил трения на поверхности, между которыми зажимаются ленты, наносится защитная пленка из эпоксидного клея и посыпается сплошным слоем корундовой крошки с размером зерна 0,6—0,8 мм. При использовании алюминиевых лент пленка из эпоксидного клея предотвращает электрохимическую коррозию.
Исходную форму рассматриваемых оболочек рекомендуется принимать в виде наиболее простых поверхностей, например в виде гиперболического параболоида. В пологих оболочках может быть принята форма тора, однополостного гиперболоида. Для непологих покрытий рекомендуется использовать поверхность катеноида, являющегося поверхностью вращения, меридиан которой очерчен по цепной линии. Эксплуатация подобной конструкции возможна при наличии пред напряжения верхнего слоя, исчерпание которого приводит к расслаиванию и нарушению водонепронецаемости. Снижение растягивающих усилий в лентах может быть вызвано температурным воздействием, податливостью крепления лент в зажимах и релаксацией материала лент, усадкой и ползучестью материала лент; усадкой и ползучестью материала опорного контура; воздействием нагрузки.
Изменение напряженно-деформированного состояния покрытия от воздействия температуры при монтаже и предварительного напряжения связано с существенной разницей в тепловой инерции массивного опорного контура и тонкого металлического листа.
На стадии эксплуатации воздействие температуры наиболее значительно в следующих случаях: при использовании алюминиевых лент (коэффициент линейного расширения у алюминия выше, чем у материала контура); в конструкциях, верхним слоем которых непосредственно является слой стабилизирующих лент; в зданиях, где часть сечения опорного контура располагается вне отапливаемого объема.
Исчерпание растягивающих усилий в оболочке от вертикальных нагрузок наиболее вероятно в покрытии, где несущие ленты более пологи, чем стабилизирующие; в несущих лентах, расположенных в четверти пролета покрытия.
Конструктивное решение и способ монтажа
Опорные контуры при овальных планах рекомендуется выполнять из монолитного железобетона, при прямолинейных контурах — из сборного железобетона и при техникоэкономическом обосновании — из стали. Контур овального в плане покрытия следует проектировать внешне безраспорным, т. е. свободно деформируемым в горизонтальной плоскости. Сечение контура может быть развито в горизонтальной плоскости либо в плоскости покрытия (для не пологих оболочек).
В утепленных кровлях между несущими и стабилизирующими лентами применяется плиточный утеплитель с пределом прочности при сжатии не ниже 0,1 МПа. Между утеплителем и лентами нижнего слоя при необходимости следует предусматривать пароизоляцию. По плиточному утеплителю наклеивается один слой гидростеклоизола и кладется два слоя полиэтиленовой пленки на смазке. Рекомендуется между нахлестнутых кромках стабилизирующих лент уложить каучуковый герметик, обжатие которого при предварительном напряжении обеспечивает водонепроницаемость оболочки.
Монтаж утепленного покрытия проводится в следующем порядке. Вначале на опорный контур навешивают несколько монтажных лент строго определенной длины (рис. 8.10, а), а затем подвешивают несколько несущих лент, которыми поднимают монтажные ленты; небольшим натяжением обес-
295
Рис. 8.10 Последовательность монтажа седловидной оболочки.
а — навешивание монтажных стабилизирующих лент; б— начало навешивания несущих лент (образование стабилизированной монтажной основы); в — рихтовка поверхности, образованной несущими лентами; г — укладка утеплителя; д — начало укладки стабилизирующих лент; е — предварительное напряжение стабилизирующих лент.
печивается стабилизация системы из редко расположенных лент, способная воспринимать ветровой напор (рис. 8.10,6),
К этой системе снизу притягиваются все несущие ленты, начиная со средней, и затем попарно все ленты от середины к краям (рис. 8.10,в). После рихтовки несущих лент на них укладывают при необходимости пароизо-ляцию и плитный утеплитель, начиная с верхних участков покрытия (рис. 8.10,г). Заделав все щели между плиточным утеплителем, по нему наклеивают слой гидростеклоизола, укладывают два слоя полиэтиленовой пленки, а затем монтируют стабилизующие ленты, начиная от середины покрытия (рис. 8.10,д), При укладке стабилизирующих лент на их кромки наносят каучуковый герметик. После укладки всех стабилизирующих лент (рис. 8.10,е) производится предварительное напряжение покрытия, осуществляемое, последовательным натяжением стабилизирующих лент за несколько обходов. Рекомендуется постепенно ступенями увеличивать усилия в стабилизирующих лентах до расчетных значений. Обычно достаточно двух-трех обходов, чтобы усилия в лентах отличались от требуемых на 5—10%.
При монтаже сооружения в летнее время достаточно сравнительно небольшого предварительного растяжения, необходимого лишь для образования слитной поверхности и воспринятия ветрового отсоса. В зимнее время, когда на покрытие действуют снеговые нагрузки, система самопроизвольно получает необходимое предварительное напряжение, вследствие понижения температуры и более высокого по отношению к материалу опорного контура коэффициента линейного расширения алюминия. [2] [5]
Экспериментальные исследования
С целью экспериментальной проверки возможности создания слитной поверхности двоякой кривизны из плоских лент путем их предварительного напряжения в ЦНИИСК В. И. Кудишиным была изотовлена большая модель размером в плане 8 X 8 м со стрелой провисания несущих и стрелой подъема стабилизирующих лент 2 м. Число лент одного направления принималось 35, ширина ленты 500 мм, толщина 0,5 мм. [6] [7]
296
Рис. 8.11 Большая опытная модель седловидной оболочки
К концам лент прикрепляли уголки, которые болтами притягивались к опорному контуру; этими же болтами создавалось и предварительное напряжение. В процессе натяжения было установлено, что середины лент перемещаются по направлению к седловой точке поверхности, при этом щели между лентами постепенно закрываются. Не перемещаются лишь средние несущие и стабилизирующие ленты. При достижении определенной величины предварительного напряжения все щели между лентами закрылись и оболочка приобрела сл итную поверхность (рис. 8.11).
Затем предварительное напряжение было снято, щели между лентами снова раскрылись и в них с помощью шприца был инъецирован герметик УМС-50. После этого модели было сообщено предварительное напряжение.
С целью проверки основных расчетных предпосылок в ЦНИИСК В. И. Кудишиным были проведены испытания модели, имеющей размеры в плане 200 X 200 см, в которой прогибы несущих и стабилизирующих лент равнялись 20 см. Ленты (по 45 каждого направления) — из фольги толщиной 0,1 мм и шириной 75 мм. Опорный контур — из швеллеров № 12, расположенных вертикально. К концам каждой ленты приклепывали обрамления из пластинок, к которым шарнирно прикрепляли тензометрические динамометры. К динамометрам также шарнирно прикрепляли полусферические упоры, соединяемые с опорным контуром. Такой способ присоединения позволял осуществить предварительное напряжение любой ленты независимо от других, а также обеспечивал варьирование угла наклона натяжного винта (рис. 8.12).
В процессе монтажа покрытия несущие ленты под действием собственного веса и веса утеплителя работали по схеме свободно висящей упругой нити. Давление, которое испытывает система стабилизирующих лент на несущие ленты, равномерно распределено по площади покрытия. Это условие позволило при определении продольной силы и на стадии предварительного напряжения использовать в расчетах схему свободно висящей нити, находящейся под действием равномерно распределенной нагрузки.
297
Рис. 8.12 Малая опытная модель в процессе испытания.
Сопоставление теоретических и экспериментальных усилий в несущих лентах от веса утеплителя показало, что для средних лент расхождения составляют примерно 7,5%, а для крайних — 11—20%. Увеличение расхождения на краях, очевидно, объясняется тем, что в этих местах нагрузка существенно отличается от равномерно распределенной. Упругая и кинематическая составляющие приращения стрелы провисания средней ленты, вычисленные теоретически составили 2,8 мм; экспериментальное их значение 2,6 мм, несовпадение — 6,7%. В стадии предварительного напряжения максимальное усилие в стабилизирующих лентах составило 118 Н, при этом прогиб несущих лент оказался равным 22,9 см, а стабилизирующих — 17,8 см. Усилия в несущих лентах, вычисленные теоретически, составили 147 Н. Усилие, замеренное при эксперименте, было 142 Н. Как видно, разница не превысила 3,4%.
Таким образом, с учетом податливости контура общее приращение стрелы провисания средней несущей ленты составило Д/= 2,41 —0,45 = = 1,96 мм. Экспериментальное приращение — прогиба оказалось равным 2,25 мм. Расхождение — 15,5%. Как видно, результаты испытания в основном подтвердили возможность использования принятых предпосылок для практических расчетов.
При натяжении лент их оси стремятся занять положение геодезических линий на поверхности покрытия, что влечет за собой изгиб лент в их плоскости.
Для расчета таких систем необходимо вывести формулы изгибающего момента, который возникает в лентах, установить его влияние на работу лент, а также минимальное усилие предварительного напряжения, при котором происходит формообразование покрытия двоякой кривизны из первоначально плоских лент. Этот вопрос исследовал в лаборатории алюминиевых конструкций ЦНИИСК В. И. Кудишин [7]. Задача решалась в предположении, что слитность поверхности осуществляется, когда оси предварительно-напряженных лент совпадают с геодезическими линиями и дальнейшее увеличение усилия предварительного напряжения не вызывает изгиба лент.
Очевидно, изгибающий момент, возникший в плоскости ленты от ее изгиба, получим как произведение Kg на изгибную жесткость ленты в ее плоскости, т. е.
М = K^J4.
298
Рис. 8.13 Поверхность гиперболического параболоида.
а — положение ненапряженной ленты на поверхности; б — проекции декартовых координат на поверхности; 1 - главная парабола; 2 — ось ненапряженной ленты (след нормальной плоскости); 3 — геодезическая линия; 4 — седловая точка
Таким образом, задача сводится к вычислению геодезической кривизны оси ненапряженной ленты. При таком подходе отпадает необходимость в выводе уравнения геодезической линии, связанном с преодолением ряда математических сложностей. На рис. 8.13а продольная ось ненапряженной ленты. На рис. 8.136 выражение геодезической кривизны, преобразованное к более привычной для инженеров декартовой системе координат.
После определения Kg нетрудно подсчитать изгибные деформации и напряжения по ширине ленты, используя формулы:
еи =	= ЕК^
где е — расстояние от оси ленты до рассматриваемой точки.
Как следует из формулы, по мере увеличения ширины ленты возрастают изгибальные напряжения, и при определенной ширине суммарные напряжения от изгиба и растяжения на одной кромке окажутся равными нулю, а на второй — 2о'и, Эту ширину ленты назовем предельной, поскольку ее превышение приводит к образованию сжимающих напряжений на одной кромке и потере ее устойчивости.
При лентах предельной ширины Вл необходимое для формообразования поверхности усилие определяется треугольной эпюрой напряжений и будет равно:
2
В месте пересечения лент с главной параболой поверхности геодезическая кривизна всегда равна нулю, поэтому изгибные напряжения в лентах здесь отсутствуют. С удалением от главной параболы вдоль оси стабилизирующей ленты геодезическая кривизна резко возрастает и, перейдя через максимум, плавно и монотонно убывает. В поперечном направлении максимальные значения геодезической кривизны каждой несущей ленты с удалением от средней также вначале довольно резко возрастают, а затем плавно и монотонно уменьшаются.
Экспериментальное исследование этого вопроса производилось на большой модели (рис. 8.12), имеющей значительную крутизну поверхности и достаточно широкие ленты, что предполагало появление больших изгибных деформаций при формообразовании поверхности. Измерение деформаций производилось в двух сечениях на трех лентах, выбранных в зоне максимального геодезического изгиба. Исследование показало, что в сечениях, расположенных вблизи опорного контура, наблюдается хорошее совпадение экспериментальных и теоретических данных. В сечениях, удаленных на 1/3 от
299
контура наклон эпюр практически одинаков, что указывает на совпадение экспериментальных и теоретических изгибающих моментов, однако продольная деформация, полученная в эксперименте была меньше теоретической, что объяснялось действием сил трения между соприкасающимися поверхностями лент, помимо изучения напряженного состояния по ширине лент при экспериментировании сопоставлялись очертания оси предварительнонапряженной ленты и геодезической линии. Форму геодезических линий определяли натянутые вдоль осей предварительно-напряженных лет капроновые нити. Для снижения трения нитей по поверхности модели ленты были покрыты туго натянутой полиэтиленовой пленкой, смазанной техническим вазелином.
Отклонение осей лент от капроновых нитей составляет всего 3—6%.
Экспериментальные исследования показали, что под действием внешней нагрузки перемещения лент по поверхности ничтожны, и их геодезическая кривизна не претерпевает изменений. При этом условии значительная изгибная жесткость лент в своей плоскости практически не влияет на работу оболочки, что позволяет за расчетную схему принять обычную вантовую сеть.
С целью проверки точности предлагаемой методики расчета В. И. Куди-шиным производились весьма тщательные испытания описанной выше модели с использованием большого числа измерительных приборов. Так, помимо 182 тензометрических динамометров было дополнительно наклеено 92 тензодатчика на лентах и 80 — на балках опорного контура. В 29 точках по площади оболочки с помощью прогибомеров системы Аистова измерялись перемещения поверхности.
Из сопоставления экспериментальных и теоретических эпюр можно заключить, что прогиб, определенный без учета деформации опорного контура, оказывается слишком заниженным. Так, например, при q3 теоретический прогиб в центре модели в 3 раз меньше действительного. Учет податливости контура приводит к сближению теоретических и экспериментальных данных, здесь уже разница между прогибами не превышает 15%.
Сравнение эпюр напряжений указывает на качественное их совпадение при определенном количественном расхождении, особенно в периферийных зонах. Учет податливости опорного контура в рассматриваемом случае мало влияет на напряженное состояние лент и не приводит к улучшению сходимости с экспериментальными данными.
Приведенные выше исследования к. т. н. В. И. Кудишина осуществлялись на небольшой модели, квадратной в плане и не могли охватить решения всех вопросов, связанных с реализацией натуральных конструкций, например выбор рационального плана, способы натяжения лент и степени равномерности усилия по их длине и т. д. Изучением этих вопросов в ЦНИИСК применительно к криволинейным в плане покрытиям занимался к. т. н. Ларионов А. М. Ниже приводятся результаты его исследований, а также опыт, накопленный в процессе расчета, проектирования и строительства реальных объектов [8] [9].
Институтом Моспроект-2 совместно с ЦНИИСК разработал проект покрытия павильона «Охота и охотничье хозяйство» на ВДНХ СССР. В сотрудничестве ПИ Минздрава РСФСР и ЦНИИСК запроектировано покрытие летней эстрады в пионерском лагере ВНИИстром в виде двух наклонных арок и седловидной ленточной поверхности между ними размером 25 X 32 м. Реализацию в строительстве получили проекты покрытий конференц-зала стоматологического института в г. Москве и клуб санатория им. Ломоносова в г. Геленджике, имеющие эллиптический железобетонный опорный контур с размерами главных осей 26 X 22 м (рис. 8.14). В реальной конструкции с отношением стрелки выгиба к ее пролету примерно равным 1/5 и ко-
300
Рис. 8.14. Ленточная оболочка конференц-зала стоматологического института в г. Москве.
эффициентом трения стали по стали при несмазанной поверхности ц = 0,2 потеря усилия по длине ленты составляет 28,7%.
Для снижения сил трения в конкретных условиях строительства предусматривается специальная антифрикционная прокладка, состоящая из двух слоев полиэтиленовой пленки, смазанной техническим вазелином. Расчеты показали, что если для пологих покрытий со стрелкой выгиба лент/// 1/20 осуществить между соприкасающими поверхностями смазку, обеспечивающую коэффициент трения не выше 0,1 и натяжение производить не с двух, как это принято, а с одной стороны ленты, потеря усилия не превышает 4%.
Переходя к инженерным методикам расчета, заметим, что вантовая сетка отрицательной Гауссовой кривизны умеренной пологости, в случае равных усилий предварительного напряжения в элементах одного направления, поверхность достаточно полно отвечает форме гиперболического параболоида, и легко описывается аналитически. При выводе разрешающих уравнений был использован метод предложенный В. Р. Кульбахом применительно к расчету вантовой сети на контуре конечной жесткости.
§ 8.4. Разработка инженерной методики расчета ленточных оболочек с эллиптическим опорным контуром конечной жесткости
Объектом исследования являлись покрытия умеренной пологости при совместном действии климатического перепада температур, предварительного напряжения и вертикальной равномерно распределенной нагрузки. Одним из существенных вопросов, подлежащих исследованию являлась оценка влияния трения на напряженное состояние лент по длине в процессе преднапряжения. В теоретических исследованиях этого вопроса рассматривалась контактная задача. При этом считалось, что контактная по-
301
Рис. 8.15. Геометрические параметры оболочки а = -———;
А + А а и б) соответственно большая и малая полуоси.
верхность абсолютно жесткая и характеризуется коэффициентом трения скольжения р. постоянным по длине лент.
Для оценки точности предложенной методики, результаты расчета на температурный перепад At = — 60° С конкретного покрытия, упомянутого выше конференц зала, сравнивались с результатами расчетов, полученных с использованием более точных численных методов. Сопоставление показало, что максимальные вертикальные перемещения, полученные вариационным методом, оказались заниженными на 2,1%. Расхождения по максимальным горизонтальным перемещениям опорного контура составили 2,2% и 6,8%. По усилиям результаты приближенного метода завышены для центральных лент обоих направлений примерно на 20%. Наибольшие приращения усилий имеют самые короткие несущие ленты. Здесь расхождение результатов по усилиям меньше, чем в центре и составляет 12%. Аналогично исследованию покрытия на температурный перепад производились исследования конкретных покрытий умеренной пологости на воздействие предварительного напряжения и вертикальную равномерно-распределенную нагрузку. Сопоставление результатов этих расчетов и расчетов с помощью численных методов показали в некоторых случаях существенные расхождения, в силу чего сделан вывод, что рабочее проектирование предпочтительней производить с использованием численных методов.
Исследование напряженно-деформированного состояния оболочек на эллиптическом контуре в стадии эксплуатации
Проведенные в этой части исследования позволили получить ряд необходимых сведений поведения оболочки при различном изменении ее геометрических параметров и в первую очередь от соотношения стрелок подъе-
/- А ч
ма 1(1 = — — I см. рис. 8.15.
\ А Н- А /
Так, например, при а > 0,5 от воздействия полной равномерно распределенной нагрузки растягивающие усилия в стабилизирующих лентах возрастают. При воздействии несимметричной нагрузки стабилизирующие ленты, расположенные на перегруженной половине оболочки, работают в «разгрузку» по отношению к состоянию предварительного напряжения в интервале 0,1 а 0,85. При а > 0,85 эти ленты получают дополнительное растяжение. Таким образом, за исключением небольшого интервала
302
0,1 < a < 0,25 величина усилий предварительного напряжения определяется воздействием не симметричной нагрузки.
Для покрытий, у которых a >• 0,5 вертикальные перемещения от совместного действия преднапряжения и температуры с одной стороны и вертикальной нагрузки — с другой, разных знаков. От преднапряжения и температуры сеть перемещается вверх, а от вертикальной нагрузки — вниз.
Таким образом, с точки зрения вертикальных перемещений ленточной оболочки, ее рациональная начальная форма на монтаже должна соответствовать значениям параметра a = 0,65 — 0,7.
Опорный контур имеет наибольшие горизонтальные перемещения для покрытий, форма которых соответствует наименьшим значениям параметра а. Изгибающие моменты от трех видов воздействий в этом случае одного знака. Для принятого сочетания безразмерных параметров контур безмомен-тен при a = 0,64. Для покрытий с более пологими стабилизирующими лен-тами( a > 0,5) перемещения опорного контура от совместного действия преднапряжения и температуры с одной стороны и вертикальной нагрузки — с другой, разных знаков. Практическая реализация ленточных оболочек с очень пологими стабилизирующими лентами а 0,85) оказывается нецелесообразной, поскольку в этом случае требуемые начальные усилия необходимо принимать из условия образования слитной поверхности, что приводит к значительным изгибающим моментам в опорном контуре от сочетания воздействий преднапряжения и температуры. При a = 0,64 расчетные изгибающие моменты будут определяться сочетанием воздействий преднапряжения и температуры. Внутри интервала 0,5 а 0,64 можно найти значение параметра а, при котором изгибающие моменты в контуре от преднапряжения и температуры будут равны моменту от воздействия вертикальной нагрузки. Форма поверхности в этом случае будет наиболее благоприятна для работы опорного контура. Резюмируя выше сказанное, можно заключить:
— воздействие температуры существенно влияет на напряженно-деформированное состояние конструкции, особенно в случае использования алюминиевых лент;
— исследованиями состояния оболочек при температурных воздействиях установлено, что при равных стрелках изгиба несущих и стабилизирующих лент (Д = fy) контур близок к безмоментному, изменение продольных усилий в лентах максимально;
оболочки с более пологими несущими лентами (fx < fy) при воздействии отрицательного перепада температур перемещаются вниз;
оболочки с более пологими стабилизирующими лентами в тех же условиях перемещаются вверх, что снижает общие прогибы покрытия при воздействии снеговых нагрузок;
— проведенное исследование статической работы покрытия при совместном действии преднапряжения, отрицательного перепада температур и вертикальных нагрузок от собственного веса и веса снега показывают, что рациональная исходная форма ленточной оболочки отвечает значениям параметра a — fj(Д + /у) в интервалах от 0,53 до 0,62 и зависит от формы опорного контура в плане, материала лент, соотношения расчетных нагрузок и воздействий. Рациональное значение параметра а внутри приведенного интервала увеличивается при уменьшении элиптичности опорного контура, коэффициента линейного расширения материала лент, начальных усилий преднапряжения, и расчетных перепадов температур, а также при увеличении расчетных вертикальных нагрузок.
303
§ 8.5. Разработка и исследование трехлепестковой непологой ленточной оболочки
Как уже отмечалось, проектным институтом Минздрава РСФСР (Л. Н. Винокурова, Р. Е. Колодина) совместно с ЦНИИСК (А. М. Ларионов) разработан проект плавательного бассейна в г. Сочи, строительство которого завершается. Конструкция представляет собой непологую седловидную оболочку, состоящую из трех секций (рис. 8.16). Максимальный размер покрытия в плане составляет 57 м, перекрываемая площадь — 2400 м2. Опорный контур конструкции состоит из трех стальных наружных арок и трех внутренних полуарок. Арки опираются на стойки, расположенные по периметру с шагом 3,2 м. Оболочка имеет три железобетонных опорных контрфорса, на каждый из которых сходятся пяты одной полуарки из пяты арок двух смежных секций. Конструкция запроектирована на крутом береговом склоне так, что высота контрфорсов различна и соответствует 9,12 и 16 м. Наружные арки имеют сварное коробчатое сечение с габаритными размерами 1,4 X 0,7 м, развитое в плоскости кривизны. Толщина поясных листов равна 18 мм, стенок — 8 мм. Сечение внутренних полуарок в виде сварного двутавра развито в вертикальной плоскости, его высота — 1,4 м и ширина 0,64 м. Толщина поясных листов — 24 мм, стенки — 10 мм. Ввиду повышенной агрессивности окружающей среды покрытие выполняется из алюминиевых лент шириною 1,5 м, толщиной 2,5 и 1 мм соответственно для несущих и стабилизирующих. Ленты крепятся к опорному контуру с помощью захватов, состоящих из прижимных пластин и болтового устройства, позволяющего осуществить натяжение лент.
Статические расчеты оболочки производились как по недеформирован-ной, так и деформированной схемам с использованием вычислительного комплекса «Корунд-М». Пролетная часть покрытия аппроксимировалась сетью из гибких вант скрепленных в узлах.
Расчеты производились на следующие виды нагрузок и воздействий: собственный вес контура на стадии монтажа; предварительное напряжение, снеговая нагрузка равномерно распределенная по всему покрытию и сосредоточенная в ендовах оболочки, температурный перепад для холодного и теплого времени года, ветровая нагрузка; смещение опор.
Для расчета на ветровую нагрузку использовались результаты исследований распределения аэродинамического давления по поверхности модели, проведенные в ЦАГИ в аэродинамической трубе Т-1. Сложность конструкции и ее статической работы потребовало проведения экспериментальных исследований на модели, которыми, в основном решалась задача выявления общего характера работы системы и проверки правильности выбора математической модели покрытия для расчета на ЭВМ. Геометрический масштаб модели был принят равным 1/10 к натуре, ее габаритные размеры в плане составляли 415 X 330 см, а наибольший размер по высоте был равен 1,45 см (рис. 8.17).
Контурные арки и полуарки модели имели коробчатое поперечное сечение из листов толщиной 3 мм, развитое в плоскости кривизны: сечением 130 X 50 мм и 120 X 50 мм соответственно для контурных арок и полуарок. Ленты имели ширину 200 мм и толщину 0,5 мм. Количество несущих лент на одну секцию оболочки составило 23 шт., стабилизирующих — 20 шт. Каждая лента у контура была снабжена натяжными устройствами, обеспечивающими сферический шарнир в узле.
Исследования показали, что в процессе преднапряжения слитность поверхности достигалась при сравнительно небольших продольных усилиях в стабилизирующих лентах, предварительное напряжение покрытия целесооб-
304
Рис. 8.16 Конструктивная схема модели трехлепестковой ленточной оболочки.
1	— станина;
2	— контурные арки;
3	— контурные полуарки;
4	— стойки;
5	— несущие ленты;
6	— стабилизирующие ленты;
7	— затяжка;
8	— опорные узлы.
Рис. 8.17 Опытная модель трехлепестковой ленточной оболочки.
разно осуществлять натяжением стабилизирующих лент от середины конструкции к ее краям. Для достижения проектных усилий требуется как минимум, два—три полных обхода конструкции и последующее уравнивание усилий в несущих лентах. Отмечена определенная неравномерность распределения напряжений в сечениях лент на стадии преднапряжения, вызванная, в основном, изгибом лент в плоскости минимальной жесткости сечения. Несмотря на сплошность поверхности ленточная оболочка подобно вантовым сетям весьма чувствительна к неравномерности распределения внешней нагрузки.
Опорный контур оказался более податлив при изменении усилий в стабилизирующих лентах, чем в несущих. При воздействии нагрузки, сосредоточенной в ендовах, перемещения опорного контура оказались существенно меньше, чем от равномерно распределенной нагрузки.
Нагрузка, сосредоточенная в ендовах для данного покрытия может являться определяющей по требуемым условиям предварительного напряжения.
305
§ 8.6	Исследование ленточных оболочек на динамические нагрузки
Реализация идеи использования лент в качестве исходного материала реальной конструкции потребовала выявления характера распределения по поверхности оболочки ветровой нагрузки, для чего производилась серия испытаний специальных моделей в аэродинамической трубе, а также испытания натурной конструкции на динамические воздействия.
Подобные испытания производил аспирант ЦНИИСК Т, П. Жоржоладзе в Институте строительной механики и сейсмостойкости имени К. С. Завриева [ 10]. Ниже приводятся результаты этих испытаний.
Моделирование ленточных оболочек, в гг. Москве и Геленджике осуществлялось согласно критериям подобия. В модели, выполненной в масштабе 1/10 размерами по осям эллипса 2,6 и 2,2 м оболочка была образована из алюминиевых лент толщиною 0,18 мм, опорный контур — из бетона марки 300, заармированный стержнями диаметром 4 мм. При испытании, наряду со стандартной аппаратурой были разработаны силовые и регистрирующие устройства. Были изготовлены динамические датчики, эксцентриковый вибратор, для возбуждения колебаний модели, а также вибратор для испытания натурной оболочки. Модель испытывалась при загрузке всей площади, половины и четверти. На основании проведенных испытаний было установлено:
—	наиболее благоприятной схемой нагружения с точки зрения напряженно-деформированного состояния является нагрузка, равномерно-распределенная по всему покрытию;
—	наибольшие напряжения в лентах возникают при нагружении половины покрытия, а максимальные прогибы при полном загружении.
—	кровельное покрытие несколько разгружает оболочку — прогибы уменьшаются в среднем на 12%, напряжения в несущих лентах — на 11 %.
—	при равномерно — распределенной нагрузке разница в усилиях лент одного семейства составляет не более 2%, Следовательно, принятие одинаковых усилий преднапряжения в лентах является оправданным.
Особенностью рассматриваемого покрытия в точки зрения обтекания его потоком воздуха является разница в отметках точек опорного контура в местах пересечения с продольной осью, составляющая 3,21 м. Поэтому испытания модели в аэродинамической трубе были проведены при пяти значениях угла скольжения а = 0°, 45°, 90°, 135°, 180°.
По результатам продувки установлено, что оболочка в основном подвержена отсосу различной интенсивности. При а ~ 0°, 45° отсос зафиксирован по всей поверхности, причем наибольшее разрежение имеет место на наветренной половине. При прочих значениях а появляются небольшие зоны положительного давления. Максимальное значение аэродинамического коэффициента, осре дне иное по всей площади покрытия, соответствует а = 0° и равно — 0,15. Максимальное положительное значение аэродинамического коэффициента 0,1.
При проведении экспериментов в аэродинамической трубе по установлению схем снеговой нагрузки была использована методика Г. С. Денисовой, В. А. Отставнова, Н. К. Жуковой. Сопоставление результатов экспериментов с распределением изодинам на поверхности модели дает возможность заключить, что снег сдувается с тех участков, которые либо подвержены положительному давлению воздушного потока, либо характеризуются отсосом интенсивностью до —0,3 qn. Граница отложения снега, как правило, проходит по изодинаме —0,4. Таким образом, возможно установление схем снеговой нагрузки по данным аэродинамических исследований моделей.
306
Полученные схемы снеговой нагрузки показали, что заветренные склоны поверхности покрытия сохраняют снеговой покров, равный по высоте слою выпавшего снега. Наветренная поверхность практически полностью свободна от снега. При нулевых и весьма малых уклонах в направлении действия воздушного потока снег переносится свободно. Если на пути встречается препятствие или перелом поверхности, образуется «снеговой мешок» толщиной, втрое превосходящей толщину слоя выпавшего снега. На вогнутых участках поверхности в направлении действия ветра или под некоторым углом к этому направлению, в зонах снеговых отложений, граничащих со свободными от снега участками, наблюдается утолщение снегового покрова до 1,6 толщины слоя выпавшего снега. Это утолщение образуется из-за обратного переноса снега вихревыми потоками воздуха. Ширина зон составляет 1/4—1/20 габаритного размера покрытия в направлении потока.
Таким образом, можно сделать следующие выводы:
1) в аэродинамическом отношении поверхность рассмотренной ленточной оболочки является благоприятной. Полученное максимальное значение отсоса для У района составляет 9% от собственной массы конструкции. Это позволяет в данном случае не учитывать этого фактора при проектировании;
2) при отложении снегового покрова на поверхности оболочки могут быть реализованы различные варианты односторонней нагрузки, из которых лимитирующей является рассмотренная при проведении статических экспериментов схема 2.
Испытание модели на действие динамической нагрузки проводилось в режимах свободных и вынужденных колебаний. Свободные колебания возбуждались сбросом сосредоточенной нагрузки. При вынужденных колебаниях возбуждающая сила была приложена в различных точках поля оболочки и опорного контура. С целью установления форм колебаний вибродатчики устанавливались попеременно в различных точках поверхности, а также на опорном контуре. Осциллограммы записывались на всех этапах нагружения и разных уровнях преднапряжения, в результате чего была получена зависимость между нагрузкой и частотой колебаний. Эта зависимость достаточно хорошо аппроксимируется выражением т = кт где к — эмпирический коэффициент, т — масса. Результаты испытаний показали, что при нагрузке, соответствующей собственной массе конструкции (0,95 кН/м2), частота равна 2,3 Гц, форма колебания состоит из двух полуволн в обоих взаимоортогональных направлениях, декремент колебания равен 0,3. С увеличением нагрузки декремент колебания уменьшается и при нагрузке «собственная масса + снег» (2,35 кН/м2) равен 0,2. При этом частота равна 1,5 Гц. В ходе испытаний также было установлено, что изменение преднапряжения с 26,7 МПа до 31,8 МПа слабо влияет на частоту колебания — последняя увеличивается на 0,3 Гц и на столько же при устройстве кровельного покрытия.
Испытание натурной конструкции на действие динамической нагрузки было проведено по завершении монтажа лент и преднапряжения оболочки. Были записаны свободные и вынужденные колебания оболочки. Для возбуждения собственных колебаний оболочки был реализован сброс груза, приложенного к центру покрытия. Для создания вынужденных колебаний был изготовлен специальный вибратор, устанавливаемый на полу помещения. Вибратор состоит из электрического привода и эксцентрикового механизма. Колебательное движение от вибратора передается конструкции через трос и систему пружин.
Осциллограмма свободных колебаний показала, что оболочка совершает сложное колебание. Так как начальная форма деформации покрытия перед
307
снятием нагрузки отличается от формы ее свободных колебаний, то при этом возникает несколько форм собственных колебаний, С целью выделения собственных форм и соответствующих им частот был проведен гармонический анализ. Поскольку возбуждающая сила была приложена в центре оболочки, то, естественно, при этом была реализована форма колебания без узловой точки в центре. Такая форма колебания соответствует пятому тону колебаний и соответствующая ей частота, полученная в результате гармонического анализа осциллограммы, составила 8,2 Гц, форма колебания состояла из трех полуволн в обоих взаимоортогональных направлениях. При вынужденных колебаниях были зафиксированы резонансные зоны с частотами 5 Гц и 7,5 Гц. Соответствующие величины по эксперименту на модели, пересчитанные на натуру, равны 5,1 Гц и 6,4 Гц, т. е. разница составляет соответственно 2% и 18,7%. Имея частоты модели на разных этапах нагружения и приняв такой характер соответствия результатов модельного и натурного экспериментов, экстраполяцией можно установить, что частоты первого тона при нагрузках, соответствующих собственной массе конструкции и с учетом снежного покрова, соответственно будут равны 2,6 Гц и 1,7 Гц.
Имея динамические характеристики оболочки, согласно СНиП П-6-74 были вычислены значения динамической составляющей ветровой нагрузки, средняя величина интенсивности которой составила —80,3 Н/м2. Кроме того, по рекомендациям СНиП П-7-81 были вычислены сейсмические нагрузки. [ 11]
§ 8.7 Оболочки из переплетенных лент положительной гауссовой кривизны
Оболочки из переплетенных лент предназначены преимущественно для покрытий общественных зданий пролетом 30—50 м, имеющих форму плана в виде круга, овала или прямоугольника (в последнем случае оболочка подкрепляется диагональными вантами). По лентам укладываются пароизо-ляция, плиточный утеплитель, стяжка и рулонный ковер. Стабилизация осуществляется собственным весом покрытия.
Конструирование и особенности монтажа
Несущая часть покрытия состоит из замкнутого опорного контура и пролетной конструкции, образованной переплетением лент. Опорный контур может быть металлическим или железобетонным (в монолитном или сборном вариантах). Соединение лент с опорным контуром может осуществляться выносным на специальном фартуке и непосредственно на контуре. При выносном креплении сечения контура и фартука аналогичны применяемым для сплошных мембран (рис. 8.18). Когда крепление лент осуществляется непосредственно на контуре, его сечение в металлическом варианте может быть принято в виде 1——। — образного профиля с креплением лент на полке (рис. 8.18, а). В этом варианте отсутствует нижняя прижимная полоса, что является преимуществом такого крепления, однако здесь узел не центрирован и пояс испытывает дополнительные силовые воздействия.
Пролетная конструкция образуется из лент шириной 1 —1,5 м. Ленты переплетаются под углом 90°. Толщина лент в общем случае определяется расчетом, но не должна быть менее 1 мм.
Вода с поверхности покрытия отводится с помощью внутреннего водоотвода. Обрамление отверстия в ленточных оболочках осуществляется с помощью прижимных фланцев (рис. 8.18г). Водоотводные трубы и подвесной потолок рекомендуется прикреплять к специальным подвескам, которые
308
Рис. 8.18 Способы крепления лент к опорному контуру и устройство воронок.
а — непосредственное крепление к контуру; б — выносное крепление при железобетонном контуре; а — выносное крепление при металлическом или железобетонном контуре с жесткой арматурой; г — обрамление отверстий; 1	- фрикционный слой; 2 — высокопрочный болт; 3 — верхний прижимной элемент; 4 —
алюминиевые или стальные ленты; 5 — нижний прижимной элемент; 6 — болтовой шарнир; 7 — анкеры;
8 — труба (фланец).
пропускаются через плиточный утеплитель и имеют на конце приваренную пластину, передающую нагрузку на плиту утеплителя. При необходимости устройства светового или аэрационного фонаря в ленточной оболочке предусматривают отверстия, обрамленные по аналогии с узлом, изображенном на рис. 8.18г.
Монтаж пролетной конструкции рекомендуется осуществлять в следующем порядке: рулоны лент одного направления раскатывают на всю длину параллельно друг другу с зазором между лентами не менее 20 мм, при этом контролируется одинаковый напуск концов лент на закладные детали для крепления мембраны к контуру (рис. 8.19а1); ленты сворачивают в рулоны до середины покрытия (рис. 8.19аП); рулоны через один раскатывают на ширину ленты и в образовавшемся коридоре раскатывают ленту поперечного направления (рис. 8.19я1П); рулоны продольного направления раскатывают через один на величину удвоенной ширины ленты и укладывают вторую поперечную ленту (рис. 8.19aIV). Поочередной раскаткой лент в двух взаимно перпендикулярных направлениях монтируют сначала первую, а затем вторую половины покрытия, после чего ленты закрепляют на опорном контуре.
Рулоны лент можно раскатывать на проектной отметке или внизу на спланированной поверхности. Первый способ требует устройства строительных лесов по всей площади покрытия и поэтому может быть рекомендован для небольших пролетов (до 36 м). При втором способе подъем оболочки на проектную высоту может производиться тремя вариантами: в опорном контуре оставляются отверстия для пропуска колонн, на которые устанавливаются домкраты для подъема пролетной конструкции вместе с опорным контуром; подъем покрытия производится монтажными кранами или мачтами и затем под опорный контур подводятся колонны; опорный контур монтируется на проектной отметке, а собранная внизу пролетная конструкция крепится к промежуточному опорному контуру, рассчитанному только на монтажные нагрузки.
При раскатке лент на плоскости стрела провиса оболочки составляет около 1 /60 пролета. Для получения большей стрелы провиса рекомендуется переплетенной системе задавать определенную рыхлость установкой во время монтажа в местах пересечения лент прокладок длиной, равной ширине ленты.
309
Рис. 8.19. Монтаж мембранных покрытий из переплетенных лент.
а) последовательность раскатки лент;
б) фрагмент монтажа;
310
Экспериментальные исследования
Ставилась задача привести материал поверхности с помощью пригруза в пластическое состояние и образовать вогнутую поверхность со стрелой провисания порядка */25 —!/20 диаметра, при этом исследовать геометрию вогнутой поверхности и характер распределения деформаций как по оболочке в целом, так и по длине и ширине отдельных лент. После этого подействовать на систему неравномерными нагрузками и не переходя за упругую работу материала установить напряженно-дефор мированное состояние оболочки и опорного контура.
Требовалось также наметить предпосылки статического расчета ленточной оболочки. Исследования проводились в лаборатории алюминиевых конструкций ЦНИИСК к. т. н. Е. Ю. Давыдовым [2, 12, 13].
Исходя из поставленных задач была разработана конструкция большой модели с внутренним диаметром 6,22 м. Опорное кольцо модели компоновалось из трех стальных полос, сваренных в Z-образное сечение, и опиралось на часто расположенные стойки, что практически исключало его изгиб в вертикальной плоскости. Место сопряжения стоек и кольца почти совпадало с точкой приложения вертикальной составляющей усилий в лентах, благодаря чему почти полностью устранялось кручение контура.
Ленты принимались из сплава АМг-М, имели ширину 300 мм и толщину 0,5 мм. Вся пролетная конструкция образована из 22 лент в каждом направлении. Ленты крепились на опорном контуре с помощью прижимных полос и высокопрочных болтов. На соприкасающуюся с алюминием поверхность прижимных полос и стенки контура наносился фрикционный слой. Для раскатки и переплетения лент на уровне опорного контура был устроен настил, который после закрепления лент опускали и использовали для установки прогибомеров.
Измерение относительных деформаций производилось проволочными датчиками с базой 20 мм. Относительные деформации опорного контура измерялись в 12 сечениях, в каждом наклеивалось по четыре датчика. В качестве регистрирующей аппаратуры использовался тензометрический комплекс ТК-2 с автоматическим печатающим устройством. Горизонтальные и вертикальные перемещения пролетной конструкции замерялись в 42 точках, а горизонтальные перемещения и углы поворота опорного кольца в шести радиальных сечениях.
Для измерения вертикальных перемещений использовались прогибомеры с проволочной связью и с ценой деления 0,01 и 0,1 мм. Первые прогибомеры устанавливались у опорного контура в местах наименьших вертикальных перемещений. Перемещения опорного контура в своей плоскости измерялись индикаторами часового типа с ценой деления 0,01 мм.
С помощью клинометров, установленных в шести сечениях и прикрепленных к наружной кромке кольца, фиксировались повороты сечения контура.
Первые этапы нагружения производились песком (до 1000 Н/м2), а последующие чугунными чушками, которые для распределения их веса на большую площадь устанавливались на специальные упругие подкладки.
Эксперименты показали, что в процессе нагружения форма провисания поверхности совпадает с квадратной параболой. Однако после формообразования, когда нагрузка снята, уже не все вертикальные ординаты оболочки описываются квадратной параболой. Это объясняется тем, что ленты, расположенные у опорного контура, в течение всего периода формообразования работали упруго и их вертикальные перемещения были обратимыми. Стадия пластической работы наблюдалась в основном в средних лентах, поэтому и зоны наибольших необратимых перемещений сосредоточивались вблизи и
311
вдоль осей симметрии оболочки. Конечную форму провисания лент можно приближенно описать функцией:
у =	,
где I — пролет лент; f — стрела провисания в середине пролета; т — произвольная постоянная, зависящая от степени развития пластических деформаций (изменяется в пределах 3—5).
Стрела провисания в центре оболочки получилась равной 1 /24 диатетра при нагрузке 4000 Н/м2 и 1/28 диаметра после снятия нагрузки (в исходном состоянии стрела провисания равнялась 1 /soдиаметра).
Наибольшие горизонтальные перемещения отмечаются в лентах, расположенных на расстоянии 1/4 радиуса от опорного кольца, и достигают 7 мм, или 1 /890 диаметра оболочки.
Анализ развития деформаций по всей поверхности оболочки позволил установить, что при стреле провисания, равной 1/го—1/25, среднее относительное удлинение в пределах длины одной ленты не превышает 0,3%, местные же локальные удлинения достигают 0,7%.
С появлением пластических деформаций происходит выравнивание напряжений в лентах, расположенных на различном расстоянии от центра оболочки. Так, перед началом образования пластических деформаций отношение напряжения в ленте, расположенной на 1/8 диаметра от края, напряжению в средней ленте равно 0,67 и в конце формообразования — 0,975. Выравнивание напряжений в лентах, как будет показано далее, благоприятно сказывается на работе опорного контура. Усилия в оболочке изменяются от максимального, возникающего в ленте, идущей по диаметру, до нуля в ленте, примыкающей к контуру. При этом эпюра усилий, пологая в центральной части, с приближением к контуру круто снижается. В соответствии с этим по ширине лент отмечено неравномерное развитие деформаций, степень этой неравномерности увеличивается с приближением к контуру.
Пластическая работа материала, приводящая к выравниванию усилий в лентах, расположенных на большей части поверхности, способствует также выравниванию краевых деформаций. На сравнительно узких участках примыкающих к контуру, наблюдается обратная картина — неравномерность краевых деформаций возрастает.
При упругой работе характер распределения внутренних усилий в лентах не претерпевает качественных изменений, поэтому увеличение нагрузки сопровождается также увеличением изгибающих моментов и горизонтальных перемещений опорного контура.
С появлением пластических деформаций наблюдается выравнивание усилий в лентах, что, несмотря на увеличение нагрузки, влечет за собой уменьшение изгибающих моментов в опорном кольце. Так, при внешней нагрузке 2000 Н/м2, когда ленты работали еще упруго, изгибающие моменты оказались почти в 1,5 раза больше, чем при нагрузке 4000 Н /м2, когда за счет пластической работы материала усилия в лентах существенно сравнялись.
Таким образом, развитие пластических деформаций в лентах положительно сказывается на работе опорного контура.
Наибольшего значения горизонтальные перемещения достигают при одностороннем загружении, когда временная нагрузка максимальной интенсивности расположена на половине площади круга. Зона максимальных деформаций здесь находится в интервале 0,48—0,72 радиуса от центра оболочки, где перемещения достигают 10 мм (*/622 диаметра), перемещения же центра оболочки равны 5 мм, что составляет только ‘/^„диаметра.
Относительные деформации по длине лент распределялись достаточно равномерно, при этом, как показали эксперименты, напряжения в лентах
312
практически определяются не схемой нагружения всей оболочки, а только нагрузкой, находящейся непосредственно над рассматриваемой лентой.
При этом максимальные напряжения по всей оболочке получаются при действии полной нагрузки, равномерно распределенной по всей площади оболочки.
Изгиб кольца достигает максимума, когда временная нагрузка располагается на половине площади круга параллельно одному направлению лент и в 3 раза превышает интенсивность постоянной нагрузки.
В упругой и пластической стадиях работы материала ленты работают в одном продольном направлении, а усилия в лентах практически одинаковы по их длине. В упругой стадии усилия в параллельных лентах неодинаковы: максимальные в средних наиболее длинных лентах и минимальные в крайних приконтурных лентах, что предопределяет неодинаковое развитие напряжений по ширине лент.
Развитие пластических деформаций приводит к выравниванию усилий в лентах и соответственно напряжений по их ширине. Выравнивание усилий в лентах способствует уменьшению изгиба опорного контура как в период формообразования оболочки, так и после формообразования, уже при упругой работе материала и неравномерных нагружениях.
К осуществленным покрытиям из переплетенных алюминиевых лент относятся покрытие над круглым в плане клубом-столовой диаметром 30 м в интернате Переделкино (Московской обл.), спроектированное Моспроектом-3 и ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, и овальное в плане покрытие над конференц-залом размером 20 X 22 м в г. Киеве, разработанное при консультации ЦНИИСК и Укрниипроектсталькоснтрукции. Научное обеспечение этих сооружений и непосредственное курирование объектов осуществлял со стороны ЦНИИСК д. т. н. П. Г. Еремеев.
Рекомендации по расчету
Расчет оболочек из переплетенных лент производится с помощью аналитических формул (на предварительной стадии проектирования) численными методами с применением ЭВМ (при рабочем проектировании). При расчете на ЭВМ рекомендуется оболочку из переплетенных лент аппроксимировать стержневой ортогональной системой с шагом стержней, равным однократной или удвоенной ширине лент. Далее расчет оболочки ведется с учетом геометрической нелинейности с использованием стандартных программ. Ниже излагается инженерный метод расчета оболочки, рекомендуется производить на действие равномерно распределенной нагрузки по всей поверхности покрытия. В этом случае усилия и перемещения в ее элементах получаются наибольшими. Временную (снеговую) нагрузку, расположенную на части (на половине) покрытия, следует учитывать, когда значение временной нагрузки в 2 раза и более превышает значение постоянной нагрузки. В этом случае изгибающий момент в опорном контуре может оказаться наибольшим. Сосредоточения нагрузка от технологического оборудования или подвесного потолка учитывается во всех случаях.
С достаточной для практических расчетов точностью можно считать, что в лентах оболочки возникают только нормальные растягивающие усилия, действующие вдоль осей лент. В опорном контуре возникают горизонтальные изгибающие моменты и нормальные осевые сжимающие усилия. При дискретном опирании опорного контура на стойки в нем возникают также изгибающие моменты в вертикальной плоскости и крутящие моменты
Для определения нормальных усилий в лентах пролетная конструкция заменяется ортогональной стержневой системой. Шаг стержней (/\ и Ь) принимается равным одной или двум ширинам лент.
313
Равномерно распределенная нагрузка на оболочку приводится к вертикальной узловой Рп = (g + v)bkbp где g и v соответственно равномерно распределенная на 1 м2 постоянная и временная нагрузки. При наличии односторонней временной или сосредоточенной нагрузки значения узловых сил Рп будут неодинаковыми во всех узлах системы.
Следующим этапом расчета является распределение нагрузки Рп между пересекающимися в узлах стержнями /с-го и Z-го направлений. Распределение нагрузки подробно изложено в [ 5].
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 8
1.	Курбатов О. А. Вантовые покрытия. Справочник «Современные пространственные конструкции». под ред. Ю. А. Дыховичного, Э. 3. Жуковского. М. Высшая школа, 1991. С. 344—380.
2.	Трофимов В. И. Ограждения сооружений из растянутых алюминиевых поверхностей.— М.: Стройиздат, 1975.
3.	Микулин В. Б. Висячее мембранное покрытие с ребрами жесткости. Строительная механика и расчет сооружений, 1972, № 6.
4.	Москалев Н. С., Курбанов Б. М., Васнецов П. Б. Расчет и анализ работы висячих ферм покрытия плавательного бассейна с. 121—134.
5.	Мембранные конструкции зданий и сооружений. М. Стройиздат 1990, с. 214—248.
6.	Кудишин В. И, Исследование напряженно-деформированного состояния ленточного покрытия в виде гиперболического параболоида в процессе его изготовления в кн. Алюминиевые конструкции. М., Стройиздат, 1970.
7.	Кудишин В. И. Исследование напряженного состояния металлических лент при образовании из них седловидной оболочки. Строительная механика и расчет напряжений. 1971. № 1.
8.	Ларионов А. М. Исследование напряженно-деформированного состояния трехлепестковой ленточной оболочки отрицательной гауссовой кривизны. Прикладные и теоретические исследования строительных конструкций. М. ЦНИИСК им. Кучеренко, 1981 — с. 4—12.
9.	Ларионов А. М. Несущая способность ортогональной сети с эллиптическим опорным контуром при температурном воздействии. Статика и динамика сложных строительных конструкций; Межвузовский тематический сборник трудов.— Л. ЛСИ. 1984 — с. 46—60.
10.	Жоржоладзе Т. П. Некоторые вопросы моделирования оболочек в форме гиперболического параболоида. В сб. докладов объединенной сессии НИИ Закавказских республик по строительству. Тбилиси, 1970, с. 26—29.
11.	Жоржоладзе Т. П. Экспериментальное исследование ленточной оболочки. В. сб. тезисов XI сессии НИИ Закавказских республик по строительству, г. Тбилиси, 1979, с. 59—61.
12.	Давыдов Е. Ю., Трофимов В. И. К расчету ленточной висячей оболочки. Строительная механика и расчет сооружений — 1972.
13.	Трофимов В. И., Еремеев П. Г., Давыдов Е. Л/.Мембранные (тонколистовые) висячие покрытия.— М. ВНИИС, 1981.— Вып. 1,— с. 66.
314
Глава 9
ВИСЯЧИЕ БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОЛИМПИАДЫ 80 В МОСКВЕ
Введение
Создание олимпийских спортивных сооружений — сложная и ответственная задача, при решении которой страна — организатор олимпиады максимально использует свои научно-технические достижения, новые идеи и возможности в области исследований, расчета, конструирования, изготовления и возведения большепролетных строительных конструкций. Конечная цель всех этих усилий-создание оптимальной по массе и стоимости конструктивной формы, определяющей оригинальный архитектурный облик сооружения и обладающей высокой надежностью, физической и моральной долговечностью.
Олимпийские сооружения последних десятилетий отвечают общему для всех них требованию функциональной универсальности, то есть возможности использования их в будущем. Оптимальны с точки зрения эксплуатации крытые спортивные арены- их можно использовать круглый год. Но они должны иметь такие размеры, которые позволяли бы без дополнительных затрат проводить и соревнования по любым видам спорта, и различные общественные мероприятия- фестивали, конгрессы, концерты, театрализованные представления на льду и др. Универсальность крытых спортивных залов связана с созданием больших пространств, свободных от промежуточных опор -стен или колонн, а это представляет собой сложную научную и инженерную проблему.
В плане темы данной книги начало нового этапа относится к XVIII Олимпиаде. Поэтому и представленный здесь обзор охватывает спортивные сооружения олимпиад двух последних десятилетий 1964—1984 гг. [ 1]
§ 9.1	Обзор висячих покрытий спортивных сооружений XVIII—XXI Олимпиад
ХУПЮлимпийские игры состоялись в 1964 г. (Т о к и о). Из воздвигнутых сооружений наибольший интерес представляет комплекс «Йойоги», в который входит большепролетный крытый плавательный бассейн с трибунами на 15000 мест, двумя спортивными и двумя тренировочными ваннами и большой спортивный зал для соревнований по различным видам спорта. Оба сооружения подчинены единому объемно-планировочному решению и выполнены в традициях японской архитектуры- имеют вид ввинчивающейся в небо пространственной спирали, символизирующей динамичное послевоенное развитие Японии, и гигантской океанской раковины, символизирующей ее географическое положение (авторы этих сооружений японские ученые-инженеры И. Цубои и М. Кавагучи). Они создали самое внушительное по тем временам сооружение - плавательный бассейн 120 X 214 м (в плане два серпа, смещенные относительно друг друга по длинной стороне и обращенные выпуклыми сторонами наружу) с покрытием висячего типа.
315
Главная несущая конструкция сооружения состоит из двух продольных параллельных друг другу стальных высокопрочных канатов (с пределом прочности стали 150 кгс/мм2) пролетом по 126 м и диаметром 330 мм каждый.
Покрытие здания образуется таким образом. К каждому из главных канатов с шагом 4,5 м подвешены поперечные стальные двутавровые балки криволинейного очертания. Их максимальный пролет на поперечной оси здания равен 60 м и сходит до минимума на концах продольной оси. Соответственно изменяется и высота двутавров — от 100 см до 50 см. Чтобы придать висячим поперечным балкам устойчивость в горизонтальной плоскости и обеспечить пространственную жесткость покрытия в целом, через стенки криволинейных двутавров с шагом 1,5—3 м пропущены предварительно напряженные стальные канаты диаметром 44 мм, занкеренные в опорном контуре.
Таким образом создана ортогональная канатно-балочная сетка, образованная предварительно-напряженными стальными высокопрочными канатами и перпендикулярными к ним жесткими криволинейными двутавровыми балками. К верхним поясам этих балок приварен стальной листовой настил толщиной 5 мм, являющийся кровельным покрытием.
Второе сооружение комплекса «Иойоги-спортивный зал-также универсально; в период Олимпиады-64 здесь проводились соревнования по баскетболу, волейболу и гимнастике. К круглому в плане сооружению (диаметр 67 м) примыкает криволинейный выступ — вход в здание. Покрытие спортивного зала также висячее, однако здесь главной несущей конструкцией служит один высокопрочный стальной канат.
К канату веерообразно и шарнирно прикреплены предварительно напряженные, провисающие по кривой вантовые фермы с поясами и решеткой из высокопрочных стальных канатов.
XIX летние Олимпийские игры состоялись в 1968 г. (Мехико). Здесь с применением висячих систем осуществлен комплекс «Альберка Олимпика», под одним висячим покрытием находятся плавательный бассейн (112 X 102, 6 м) и универсальный спортивный зал (38,7 X 76 м). Несущими конструкциями покрытия служат девять двухпролетных стальных высокопрочных канатов с пролетами 112 и 38 м. Канаты натянуты между тремя рядами железобетонных опорных пилонов, соединенных в продольном направлении железобетонными балками-распорками. Натяжение двухпролетных канатов воспринимается стальными оттяжками, заанкеренными в массивные фундаменты, расположенные по боковым сторонам двухпролетного здания. Кровельное покрытие состоит из уложенного поверх несущих канатов стального настила, слоя легкого бетона и асбестоцеметных листов.
XX летние Олимпийские игры состоялись в 1972 г. (Мюнхен). Организационный комитет Олимпиады-72 объявил Мюнхен олимпийским центром «коротких расстояний и зеленых ландшафтов». Эта идея была реализована путем размещения их под одним покрытием: стадион, Дворец спорта и плавательный бассейн были объединены общим покрытием площадью 74800 м2( 34550 м2 приходилось на стадион, 21750 м2 — на Дворец спорта, 11900 м2 — на бассейн и 6600 м2 — на промежуточные площадки). Все покрытие в плане имеет вид серповидной полосы длиной по внутренней кривой 440 м. Конструкция покрытия предложена профессором Ф. Отто и состоит из многопролетных, предварительно напряженных сетчатых вантовых оболочек двоякой кривизны, подвешенных на разновысоких мачтах. Использованная здесь ортогональная вантовая сеть с размерами квадратных ячеек 75 X 75 см образована пересечением стальных высокопрочных канатов двух форм — провисающих и вспарушенных.
316
Рассмотрим эту конструкцию подробнее. Многопролетные вантовые сетчатые оболочки имеют общий внутренний опорный контур, а по наружному периметру — оттяжки, заделанные в фундаментные блоки. Ванты оболочек выполнены из высокопрочных стальных канатов с пределом прочности 160 кгс/мм2. Внутренний опорный контур параболлического очертания длиной 440 м состоит из десяти стальных высокопрочных канатов диаметром 130 мм. Концы опорного контура заанкерены в мощные железобетонные фундаменты, которые воспринимают растягивающую силу, равную 50 МН. Плавная передача таких больших усилий на опорный контур осуществляется с помощью многочисленных тросов-подборов, которые как бы постепенно подбирают усилия с каждой гибкой оболочки и передают их на главную ванту. Такое конструктивное решение, в отличие от решений с жесткими элементами, исключает возникновение в опорном контуре усилий сжатия, изгиба и кручения, что приводит к значительной экономии материала. Вся масса висячего покрытия передается на 12 опорных мачт высотой от 40 до 80 м. Мачты выполнены из стальных труб диаметром от 2 до 3,5 м (толщина стенок труб -30—75 мм). Они собраны из отдельных секций длиной 10 м и крепятся высокопрочными болтами. По архитектурному замыслу форма сооружения должна была отвечать рельефу местности, поэтому мачты установлены с различными углами наклона — от 65° до 87°. Кроме основных, имеются еще дополнительные мачты, подпирающие покрытие снизу, высотой 10—30 м; они также изготовлены из стальных труб (диаметр — 0,5—1 м, толщина стенки — 20—40 мм).
Для защиты помещений от атмосферных воздействий и создания рассеянного света, благоприятного как для зрителей и спортсменов, так и для кино-, фото-, телесъемок, кровля этого огромного сооружения выполнена из светопрозрачных тонированных листов оргстекла (толщиной 4 мм), обрамленных профилями из алюминиевого сплава.
Колоссальное вантовое покрытие — носитель идеи одного из прогрессивных направлений в архитектуре и строительстве — бионики. Волнообразная сеть вантовых оболочек — это как бы призыв к поиску новых эффективных форм и конструкций, аналогичных природным формам — морским волнам, листьям, паутине и др. Кроме того, это- эффективная демонстрация возможностей современных строительных материалов и техники.
Какова же эффективность этого огромного по площади и оригинального по форме покрытия? Для изготовления его вантовой сети потребовалось 410 км высокопрочных стальных канатов (с пределом прочности 160 кг/мм2) общей массой 1645 т. Расход стали на 1 м2 покрытия — 22 кг, но в пересчете на обычную строительную сталь (с пределом прочности 37 кг/мм2) он составил бы 94 кг/м2, а с учетом опорных мачт еще примерно 54 кг/м2, то есть общий расход (но без учета анкерных болтов) — 148 кг/м2.
XXI летние Олимпийские игры проходили в 1976 г. в Монреале (Канада). Главный олимпийский стадион представляет собой эллипс в плане (в осях 490 X 280 м), трибуны его рассчитаны на 56,5 тыс. постоянных и 20 тыс. временных мест. Несущие конструкции покрытия трибун — 34 криволинейные консольные балки, расположенные по периметру здания.
По проекту центральная часть олимпийского стадиона должна была перекрываться подъемно-складывающейся тентовой оболочкой из синтетической ткани. Установку и складывание оболочки предполагалось осуществлять с помощью стальных канатов, закрепленных в вершине наклонной железобетонной башни, нависающей над ареной стадиона. Здесь же предусматривалось помещение для хранения оболочки в свернутом виде. Однако в
317
связи с экономическими затруднениями и недостатком времени пришлось отказаться от устройства тентовой оболочки, наклонная башня была возведена только до половины высоты, и центральная часть олимпийского стадиона оставалась открытой.
§ 9.2	Принятые конструктивные решения основных висячих покрытий Олимпиады 80 и их научное обоснование
Как отмечалось. Олимпийские игры являются не только главным событием спортивной жизни всего мира, но и смотром достижений строительной науки и техники страны-организатора.
За последние годы эти игры ознаменовались созданием выдающихся сооружений как с архитектурной, так и с конструктивной точки зрения. Наиболее сложной инженерной задачей при строительстве крытых спортивных сооружений является необходимость перекрытия больших пролетов без промежуточных опор при условии их осуществления в сравнительно короткие сроки, с минимальными материальными и трудовыми затратами.
Для выполнения этой задачи применительно к Олимпиаде-80 ведущими проектными и научными организациями разрабатывались различные конструкции покрытий из стали, алюминия, железобетона, дерева, а также из этих материалов в различных сочетаниях.
В качестве несущих конструкций предлагались в основном вантовые и стержневые системы с ограждением из профилированного стального настила и железобетонных, керамзитобетонных и других плит, а также системы, сочетающие несущие и ограждающие функции, такие как мембраны и оболочки.
ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с Моспроектом-2, МНИИП объектов культуры, отдыха, спорта и здравоохранения, институтом Союзспортпроект также представили технические решения мембранных покрытий трех спортивных сооружений (крытого стадиона на просп. Мира, велотрека в Крылатском и универсального зала в Измайлове), а также плавательного бассейна на проспекте Мира, перекрытого гибкими висячими фермами, по которым уложен профилированный настил.
Анализ представленных технических решений выявил, что с точки зрения быстроты осуществления и трудоемкости работ на монтаже, а также снижения массы пролетной части для перекрытия больших пролетов преимущества имеют висячие системы и главным образом системы, основанные на идее использования растянутых мембранных поверхностей. В силу этого было отдано предпочтение мембранным и висячим конструкциям покрытий четырех названных сооружений.
Позднее, на стадии рабочего проектирования мембранного покрытия крытого стадиона на проспекте Мира, институт ЦНИИПпроектстальконст-рукция предложил осуществить его покрытие двухслойными стальными предварительно напряженными блоками, что со стороны Госгражданстроя при Госстрое СССР не нашло поддержки. НИИЖБ совместно с МНИИТЭП предложил осуществить покрытие стадиона с применением вант и керамзитобетонных плит. В связи с этим Главэкспертиза Госстроя СССР организовала из наиболее видных членов Национальной группы Международной организации по пространственным конструкциям (ИАСС) комиссию, которая сопоставила мембранное покрытие с предлагаемым вантовым. Решение комиссии было в пользу мембранного покрытия.
Широкое применение легких утеплителей, наличие мощных производственных баз, позволяющих перенести в заводские условия основные трудо-
318
Рис. 9.1 Крытый стадион («Олимпийский») на проспекте Мира (строительство)
Рис. 9.2 Велотрек в Крылатском
емкие процессы создания конструкций, а также наличие мощного кранового оборудования и универсальных способов монтажных соединений позволили резко повысить эффективность мембранных систем и создать за последние годы ряд большепролетных мембранных покрытий, таких, например, как покрытие Дворца спорта имени В. И. Ленина во Фрунзе и плавательного бассейна в Харькове пролетами по 63 м, стадиона диаметром 160 м в Ленинграде на 25 тыс. зрителей. Накопившийся опыт строительства, а также проведение крупных экспериментально-теоретических исследований позволили уверенно применить их в покрытиях основных объектов Олимпиады-80.
319
Рис. 9.3 Универсальный спортивный зал в Измайлове
Рис. 9.4 Плавательный бассейн на проспекте Мира
Наиболее крупным из возводимых сооружений является крытый стадион на 45 тыс. зрителей на проспекте Мира, в плане представляющий собой эллипс с размерами главных осей 224 X 183 м, перекрытый стальной мембраной положительной гауссовой кривизны со стрелой провисания 12,5 (рис. 9.1)
Госгражданстрой при Госстрое СССР совместно с Союзом архитекторов организовал конкурс проектов крытого велотрека в Крылатском.
Из двадцати проектных предложений конкурсная комиссия остановилась на проекте МНИИП.
Это сооружение имеет в плане форму, близкую к эллипсу с размерами осей 168 X 138 м, и компонуется из двух мембранных покрытий толщиной 4 мм, имеющих форму гиперболических параболоидов, внутренние контуры которых связаны между собой ферменной конструкцией (рис. 9.2)
Дворец Спорта «Измайлово» состоит из двух объемов: основного зала площадью 66 X 72 м и тренировочного площадью 36 X 72 м (рис. 9.3). На
320
стадии вариантного проектирования рассматривались рамно-ферменный вариант покрытия, состоящий из стальных продольных рам с шагом 6 м и кровли из оцинкованного настила, а также пространственная стержневая плита типа «Структур» и мембранное покрытие. По весовым показателям и сроком монтажа предпочтение было отдано мембранам.
Здание бассейна имеет форму овала с размерами по главным осям 126 X 104 м (рис. 9.4). В отличие от предшествующих конструкций покрытие представляет собой систему висячих ферм очерченных по параболе пролетом 40—104 м и подвешенных с шагом 4,5 м к двум железобетонным двухшарнирным аркам, расположенным в наклонных плоскостях. Фермы и арки совместно с системой стабилизирующих связей образуют седло видное покрытие.
Помимо четырех названных сооружений с висячими покрытиями, научное курирование которых осуществлялось ЦНИИСК, к Олимпийским играм в Москве было осуществлено пятое сооружение с висячим покрытием — Универсальный спортивный зал на ул. Лавочкина. В этом сооружении размером в плане 74 X 68 м покрытие выполнено из профилированного металлического настила по висячим трехшарнирным фермам (жестким вантам) опертым на замкнутый решетчатый полигональный контур. Висячие фермы покрытия располагались с шагом 6 м и закреплялись в замкнутый опорный контур, имеющий затяжку в плоскости покрытия. Опорный контур и пояса висячих ферм изготавливались из стали 14Г2. Расход материалов на I квадратный метр покрытия составил: стали кг/м2 — 94/167; бетона см/м2 — 0/16,5. Здесь показатели приведены в виде дроби: в числителе — только на покрытие, в знаменателе — с учетом поддерживающих конструкций (колонн, устоев и т. д., без фундаментов).
Характерным для Универсального зала является усложненное объемнопланировочное решение, связанное с «вывешиванием» основного зала на мощных консолях, что привело к значительному усложнению общего конструктивного решения и увеличению расхода материалов [2, 3].
§ 9.3	Расчет, методика и конечные результаты исследований
Расчет несущих конструкций покрытий
Все проведенные расчеты покрытий были подчинены обеспечению повышенной надежности и максимального приближения расчетной модели к действительной работе конструкции. Статические расчеты выполнялись в упругой постановке, при этом расчетные модели представлялись в виде пространственной системы, поведение которой под нагрузкой рассматривалось с учетом совместной работы и взаимодействия ее составных элементов. Опорные контуры висячих конструкций рассчитывались с учетом сжатия, изгиба в двух плоскостях и кручения.
Повышенная деформативность висячих покрытий потребовала проведения их расчетов не только в линейной, но в нелинейной постановке. В процессе расчета решалась контактная задача сопряжения геометрически нелинейных мембран с деформируемым опорным контуром.
Все расчеты покрытий выполнялись в аналитической форме или численными методами с использованием ЭВМ. Для аналитических расчетов применялись методы прикладной теории упругости (вариационные), а для численных — метод стержневой аппроксимации, состоящий в замене мембраны и ее контура дискретной системой, состоящей из соединенных друг с другом стержней, при этом жесткости стержней опорного контура соответствовали реальным, а жесткости элементов безмоментной стержневой плиты устанавливались из условия эквивалентности их деформации мембранной оболочки.
11 — 5982
321
Расчет покрытия универсального крытого стадиона на проспекте Мира на стадии эксплуатации выполнялся методом стержневой аппроксимации.
В расчете учитывались четыре схемы загружениях покрытия, включающие равномерно распределенную нагрузку от собственного веса покрытия и технологического оборудования (2,1 кН/м2), а также различные варианты снеговой нагрузки, в том числе неравномерные, по рекомендациям лаборатории надежности ЦНИИСК.
При расчетах покрытия учитывались температурные воздействия (Ai = —40° на наружный опорный контур. Согласно расчета максимальные растягивающие усилия в мембране, как радиальные (1500 кН/м), так и кольцевые (1000 кН/м) находятся у центральной плиты.
Максимальный прогиб покрытия от односторонней нагрузки с учетом температурных воздействий, равный 174 см, не намного превысил соответствующий прогиб от симметричной нагрузки — 171 см. Максимальные усилия в наружном опорном контуре оказались равными: сжатые — 60800 кН, изгибающий момент в горизонтальной плоскости — 16150 кНм изгибающий момент в вертикальной плоскости — 11600 кНм, крутящий момент — 1500 кНм. Максимальные усилия и колоннах не превышали следующих величин: сжатие — 10000 кН, изгибающий момент в радиальном направлении — 1000 кНм.
Расчет конструкций покрытия велотрека в Крылатском выполнялся аналитическим и численным методами. Оба метода предусматривали расчет по деформированному состоянию с учетом нелинейных факторов и совместной работы мембранной оболочки с контурными арками. Учитывались различные варианты распределения снеговой нагрузки на мембранном покрытии: сплошное равномерное давление, а также несимметричное относительно центральных осей симметрии. Стальные конструкции покрытия рассчитаны также на температурный перепад, равный 40° С.
Контактная задача сопряжения мембранной оболочки с деформируемым арочным спорным контуром решалась энергетическим методом в перемещениях, при этом мембрана заменялась упругой средой с вычисленными характеристиками отпорности.
Численное решение мембранной седловидной оболочки производилось путем аппроксимации мембраны и ее контура дискретной стержневой системой. Результаты, полученные по обоим расчетам, оказались близкими.
Расчет покрытия Дворца спорта в Измайлово производился как единой пространственной системы, состоящей из мембраны с подкреплениями, опорного контура и колонн. Расчетная нагрузка была принята равной 2,71 кН/м2, причем постоянная нагрузка составляла 1,31 кН/м2, а временная (снеговая) — 1,40 кН/м2.
Основной зал рассчитывался на 3 варианта расположения снеговой нагрузки на покрытии, тренировочный - на 2 варианта. Принятая последовательность монтажа покрытия, при которой мембрана соединялась с опорным контуром после приложения к ней постоянной нагрузки, определила расчетные схемы и соответствующие им две стадии расчета.
Наибольших значений в опорном контуре продольные силы (13160 кН) и поперечные силы (2860 кН) достигли при равномерно распределенной нагрузки. Максимальный изгибающий момент в опорном контуре получен в горизонтальной плоскости 695 кНм при неравномерном расположения временных нагрузок.
Максимальные прогибы (0,596 м) получены в центральной зоне покрытия при неравномерном распределении нагрузок. При равномерно распределенной нагрузке получены максимальные усилия в мембране и подкрепляющих элементах. Напряжения в мембране оказались равными 194,5 МПа, а напряжения в диагоналях с учетом местного изгибающего момента в зоне сопряжения их с контуром — 155,2 МПа.
322
Расчет покрытия плавательного бассейна на проспекте Мира на стадии эксплуатации производился в два этапа: в начале рассчитывались плоские висячие фермы и затем производился расчет пространственной системы арки-колонны с учетом передачи на арки цепных усилий от ферм. В обоих случаях расчет велся на ЭВМ.
Снеговая нагрузка учитывалась по четырем схемам при различном коэффициенте распределения «С». За единицу принята нагрузка 1,4 кН/м2 горизонтальной проекции кровли. В расчетах учитывались температурные воздействия (= —40° С) на наружные элементы покрытия.
Расчет показал, что все конструкции покрытия — висячие фермы, связи и контурные арки работают в упругой стадии, напряжения в элементах не превосходят расчетных сопротивлений. От эксплуатационных нагрузок перемещения и деформации конструкций сравнительно невелики. От действия нормативной снеговой нагрузках прогиб висячих ферм не превышает 25 см — 1 /400 пролета наибольшей фермы. Прогибы контурных арок при этом не превышают 11 см, что составляет 1/1000 их пролета.
Экспериментальное исследование работы конструкций на моделях
1.	Исследование ветровых воздействий проводилось в ИСМиС АН Груз.ССР на специальных моделях в аэродинамической трубе.
Анализ результатов аэродинамических испытаний крытого стадиона на пр. Мира показал, что на большей части поверхности покрытия возникают силы отсоса. Положительному давлению ветра подвержены небольшие зоны оболочки, расположенные со стороны, противоположной ветровому потоку. Экспериментальные значения аэродинамических коэффициентов, зафиксированные в эксперименте, составили: активное давление — С = 0,22 (при а = 15°) и отсос С = — 0,75 (при а = 75°). Осредненная величина аэродинамического коэффициента не превышала значения С = —0,4).
Продувка модели плавательного бассейна на проспекте Мира показала наличие значительного отсоса, особенно на краевых участках покрытия при направлении воздушного потока под углом 45°, 135° и 180° относительно продольной оси здания.
Изменение направления ветрового потока сильно влияет на величину площади покрытия, подверженную действию отсоса. Например, при углах 90° и 180° вся площадь поверхности покрытия испытывает отсос а при углах 45° и 135° испытывает отсос лишь 1/2—1/4 части площади покрытия.
При расчете висячего покрытия плавательного бассейна рекомендовано принимать отсос интенсивностью 0,5 нормативного скоростного напора ветра на половине площади покрытия и положительное давление на остальной части покрытия интенсивностью 0,2 нормативного скоростного напора. Второй вариант — отсос по всей площади, равный 0,3 нормативного скоростного напора ветра.
Анализ продувок велотрека в Крылатском показал следующее: независимо от направления ветра, 70% площади покрытия испытывает незначительный отсос со средней интенсивностью 0,1 нормативного скоростного напора ветра; ветровое давление на остальной части покрытия весьма незначительно и не превышает 150 Па.
На основании продувки модели Дворца спорта в Измайлово было выявлено, что определяющим явилось направление ветра, нормальное к стороне плана покрытия. При этом в качестве расчетной нагрузки следует принять действие отсоса интенсивностью — 0,4 на наветренной половине площади покрытия и давление интенсивностью 0,2 qQ на остальной его части.
1Г	323
Рис. 9.5. Модели олимпийских сооружений, испытанные в ЦНИИСК на статические нагрузки
Анализ результатов продувок показал, что геометрия поверхности большепролетных покрытий исследованных олимпийских сооружений благоприятна с аэродинамической точки зрения.
2.	Экспериментальное исследование моделей на статическую нагрузку проводилось ВЦНИИСК с целью: (рис. 9.5)
—	определения напряженно-деформированного состояния основных элементов моделей при различных схемах загружения;
—	проверки расчетных предпосылок и соответствия экспериментальных результатов данным аналитического расчета;
—	выявления особенностей работы покрытий при возможном в практике некотором отклонении конструкции от расчетной схемы.
324
При испытаниях на статическую нагрузку пролетная часть моделей покрытий, опорные контуры, колонны, а также сечения всех остальных элементов моделировались в соответствии с теорией подобия при учете физико-механических свойств применяемых материалов и действующих нагрузок. Для сопоставления величин перемещений и усилий элементов моделей с натурными конструкциями были определены масштабные коэффициенты.
Испытания проводились на действие равномерной и неравномерной нагрузок, при этом равномерная нагрузка в основном определялась собственным весом покрытия, а неравномерная имитировала технологическое оборудование и снеговую нагрузку, расположенную на части покрытия.
Схемы расположения снеговой нагрузки применялись на основе рекомендаций, данных отделением расчета сооружений ЦНИИСК, которые принимались в зависимости от конфигурации кровли и расположения объекта на местности. Характер этих нагрузок в значительной степени подтвердился при изучении действительного распределения снегового покрова на натурных объектах.
В задачу экспериментального исследования крытого стадиона на проспекте Мира помимо оценки общих вопросов эксперимента входило выявление влияния изгибной жесткости радиальных ребер, на работу покрытия, а также характера деформирования мембраны на эллиптическом контуре при учете всех возможных перемещений последнего, в особенности при неравномерных нагрузках.
Для проведения экспериментального исследования была изготовлена модель покрытия в масштабе 1 :65 с основными размерами в плане 2,80 X 3,43 м и стрелой провеса 19 см.
Проверка точности проведенных расчетов и надежности работы покрытия велотрека в Крылатском при действии разнообразных нагрузок и их сочетаний производилась на крупномасштабной модели, выполненной в масштабе 1 : 25 к натуре. Модель в плане имеет очертание, близкое к эллиптическому, с размерами осей 672 X 552 см. Максимальный пролет каждой из мембранных оболочек — 264 см; максимальная стрела провеса оболочки в плоскости замков арок — 16,8 см.
Исследование Дворца спорта в Измайлове проводились на модели размером в плане 3,3 X 3,6 м, что составляет 1/20 натурной конструкции. Модель испытывалась, когда мембрана была не соединена с контуром и когда она соединялась с контуром стальными планками. Испытания проводились при 6 схемах расположения нагрузки, которые соответствовали расчетным схемам.
Модель покрытия плавательного бассейна была изготовлена из стали в масштабе 1 : 25 натуральной величины сооружения с размерами в плане 4,35 X 4,19 м. Перемещения опорных пилонов имитировались тяжами, снабженными муфтами, позволяющими регулировать перемещения концов арки. Нагрузка прикладывалась непосредственно к висячим фермам. Модель испытывалась на 6 комбинаций нагрузок, при которых определялись перемещения и напряжения наиболее ответственных сечений элементов сооружения.
3.	Для получения экспериментально обоснованных данных о пределах огнестойкости покрытий с применением стальных мембран в лаборатории огнестойкости строительных конструкций ЦНИИСК совместно с ВНИИ ПО МВД СССР были проведены огневые испытания моделей мембранных покрытий.
Экспериментальные исследования проводились на двух моделях с размерами в плане 3000 X 3000 мм и 3000 X 1600 мм. Модели состояли из стального опорного контура и приваренной по периметру мембраны толщиной 1,2 мм.
325
Равномерно распределенная нагрузка на модели принималась равной 6,00 кН/м2 для первой модели к 2,380 кН/м2 — для второй, исходя из напряжений в стальных мембранах той же толщины при эксплуатации покрытий в натуральную величину.
Исследование огнестойкости моделей стальных мембран производилось в огневой камере при нагреве снизу, температура в которой повышалась по кривой «стандартного пожара».
В процессе испытаний установлено, что обрушения конструкций не произошло. Прогиб первой модели составил 250 мм (1/12 пролета), второй — 185 мм. Первая мембрана через 90 мин от начала испытания нагревалась до температуры 900° С. Температура второй мембраны на 30-й минуте составила 785° С, на 60-й — 890° С. Эти температуры значительно превышают критическую температуру (500° С), характеризующую наступление предела огнестойкости изгибаемых, сжатых и растянутых стальных элементов.
Отсутствие обрушения тонколистового покрытия объясняется тем, что при нагреве мембраны увеличивается стрелка провиса оболочки и соответственно уменьшаются в ней цепные растягивающие усилия. Однако, как показали испытания, при этих температурах покрытие имеет весьма значительный прогиб. Поэтому критическая температура для мембранных оболочек должна быть ограничена (не выше 800° С).
По результатам огневых испытаний моделей мембранных оболочек для тонколистовых покрытий олимпийских сооружений были составлены рекомендации, в которых указывалось, что мембранные покрытия могут быть допущены к эксплуатации без специальных дорогостоящих и трудоемких мероприятий по огнезащите. Данные рекомендации были утверждены в Госстрое СССР и ГлавУПО МВД СССР.
Испытание ответственных узловых сопряжений конструкций покрытий
Для оценки надежности соединений отдельных полотнищ мембранного покрытия на универсальном крытом стадионе, в ЦНИИСКе были проведены экспериментальные исследования трех натурных образцов. Образцы изготавливались из двух стальных пластин толщиной 5 мм, соединенных внахлестку высокопрочными болтами диаметром 24 мм. В каждом образце устанавливалось по 5 болтов в два ряда в шахматном порядке. Образцы испытывались на одноосное растяжение до разрушения с замером нагрузки и сдвига листов друг относительно друга. Разрушающее усилие для всех образцов оказалось примерно равным 750 кН. Приняв усилие, равное 550 кН за минимальную несущую способность испытываемого болтового узла (ограничение по деформациям), в данном соединении был получен примерно двухкратный запас прочности против расчетной несущей способности, определенной по СНиП.
С той же целью, что и в предыдущем эксперименте, испытывались натурные узлы крепления мембраны к наружному опорному контуру. Было изготовлено и испытано три образца. Узлы испытывались на одноосное растяжение с изгибом, эквивалентным изгибу мембраны в месте примыкания к опорному контуру за счет изменения угла наклона касательной к поверхности оболочки при прогибе покрытия.
Минимальное разрушающее усилие в испытанной серии образцов равнялось 960 кН, что почти в пять раз превышает соответствующее максимальное расчетное усилие в мембране в месте примыкания к наружному опорному контуру.
В ЦНИИСКе также проводились испытания отдельных конструктивных узлов покрытия велотрека в Крылатском. К таким узлам покрытия относятся
326
сварное соединение краев «Фартука» с контурной аркой, которое находится в сложном напряженном состоянии. Была изготовлена модель этого узла, которая представляла собой сварной крестообразный элемент, образованный вертикальным листом и приваренными к нему с обеих сторон «в тавр» двумя горизонтальными листами. Вертикальные листы имели толщины, равные толщинам стенок поперечного сечения контурных арок, а горизонтальные листы имитировали «фартук».
Всего было испытано шесть образцов: четыре — с толщиной вертикального листа 20 мм и два — с толщиной вертикального листа 40 мм. Результаты испытаний показали, что несущая способность сварных швов на отрыв превышает их соответствующую расчетную прочность более чем в два раза, что свидетельствует о надежности данного соединения.
Другим узлом, подвергавшимся экспериментальной проверке, был сварной стык продольных кромок мембраны и направляющих полос, между которыми в процессе монтажа могут оказаться зазоры.
Сваривались внахлест два стальных листа шириной 200 мм и с толщинами, соответствующими натуре, т. е. 4 и 6 мм. При этом с помощью прокладок между свариваемыми поверхностями осуществлялся зазор, равный 1,2 и 3 мм. Для сравнения ряд пластин сваривались без зазора.
Результаты испытаний показали, что зазоры между листами величиной до 1,5 мм не оказывают практического влияния на несущую способность сварного шва. Дальнейшее увеличение размеров зазоров существенно снижает прочность сварного шва (на 30% и более). В действительности, как показал монтаж полотнищ, этот зазор не превышал 1 мм.
Ввиду того, что в арках велотрека применялась сталь толщиной 20 и 40 мм, в лаборатории металловедении ЦНИИСК исследовалась склонность толстолистовой стали к расслоению. В результате были получены следующие пределы прочности листов толщиной 20 и 40 мм в исследуемом направлении: о = 460 МПа и о — 430—450 МПа, из чего следует, что расчетные сопротивления вдоль листа оказываются близкими к расчетным сопротивлениям по толщине листа.
В пролетной части мембранных покрытий Дворца спорта в Измайлово применена нержавеющая сталь 10( 12)Х18Н10Т толщиной 2 мм. В связи с новизной применения этой стали для несущей конструкции и сравнительно малой изученности способов ее соединения проводилась проверка прочности отдельных узлов покрытия. Первые четыре образца представляли соединение мембраны с диагональными подкреплениями.
В этих образцах лист из нержавеющей стали шириной около 500 мм и толщиной 2 мм приваривался к толстым стальным пластинам. Приварка осуществлялась точками, выполненными методом сквозного проплавления, располагаемыми в три ряда с шагом 100 мм и шовной сваркой. Для этой серии образцов минимальная разрушающая нагрузка оказалась равной 51,5 кН. Запас прочности по сравнению с расчетными данными составил К = 2,65.
В плавательном бассейне на проспекте Мира весьма ответственным оказался узел крепления фермы к контурной арке. На экспериментальном заводе ЦНИИСК были изготовлены три точных копии узла. Испытание на разрыв показало высокую прочность этого соединения. Разрушение произошло при усилии равном 640 кН, что почти в четыре раза превышает расчетное усилие.
Другим соединением, потребовавшим специальных испытаний, был узел, крепления фасонки проушины к стенке арки.
Исследования склонности листовой стали к расслоению были проведены на круглых образцах диаметром 50 мм, вырезанных непосредственно из стенки короба опалубки, взятых в 10 различных местах. Испытания на расслоения металла ни в одном образце не обнаружили.
327
Натурные исследования работы покрытий в начальный период их эксплуатации
Методика исследований
Целью исследований являлась оценка надежности конструкций покрытий путем контроля напряженно-деформированного состояния основных несущих элементов и сравнения полученных данных с результатами расчета.
Задачами исследований являлось экспериментальное определение действительных перемещений и деформаций опорных контуров и пролетных конструкций покрытий.
Натурные замеры проводились в достаточно большом количестве наиболее характерных точек, зачастую с дополнительной проверкой независимыми методами, что позволило получить надежные и достоверные результаты.
Измерения перемещений производились с помощью высокоточных геодезических инструментов по методике и программам, разработанным специализированной экспедицией № 132 Главного Управления геодезии и картографии при СМ СССР.
Усилия (деформации) в элементах конструкций определялись с помощью переносных мессур с базой 1000 мм с применением упорных уголков, установленных на конструкции. При снятии отсчетов производились замеры температуры, что позволило вводить коррективы на температурные деформации.
С целью установления действительного характера снегоотложений на покрытиях, сотрудниками лаборатории нагрузок ЦНИИСК при участии сотрудников лаборатории новых форм металлических конструкций, начиная с зимнего периода 1979 г. проведены измерения толщины снегового покрова. Кроме того, производился отбор проб снега с целью определения его объемного веса в специальных приборах. Натурные исследования снеговых нагрузок проводились по мере нарастания снеговой нагрузки, а также совпадали с периодами наибольших снегоотложений в г. Москве (вторая полвина февраля месяца). В дальнейшем предполагается наблюдения и измерения перемещений продолжить при действии долговременной эксплуатационной нагрузки с целью выявления реологических явлений, связанных с усадкой и ползучестью бетона в контурных арках, релаксации стали в конструкциях и возможной податливости опорных фундаментов воспринимающих распор.
Результаты исследований. Натурные замеры деформаций и перемещений покрытия крытого стадиона на проспекте Мира проводились с августа 1979 г. по февраль 1980 г. За этот период к мембранному покрытию были приложены нагрузки от собственного веса подвесного потолка (около 10 000 кН) и снега (около 22 500 кН).
Натурные замеры величины и характера распределения снеговой нагрузки на покрытие проводились в январе и феврале 1980 г. Исследования включали измерения как высоты, так и плотности снегоотложений.
Результаты натурных замеров снеговой нагрузки на покрытии показали, что по большей части площади покрытия нагрузка распределена довольно равномерно с интенсивностью около 600 Н/м2. На кольцевом участке шириной 10—20 м, примыкающем к наружному опорному контуру снеговая нагрузка увеличивается, достигая величины 1900 Н/м2. В среднем интенсивность снеговой нагрузки на покрытии в январе 1980 г. составила 830 Н/м2, что соответствует величине снеговой нагрузки в Москве на этот период.
Замеры вертикальных перемещений мембранной оболочки производились в 32 точках. Прогиб покрытия от снеговой нагрузки и подвесного потолка согласно натурных замеров составил в центральной части покрытия
328
около 250 мм. Те же вертикальные перемещения мембранной оболочки оказались равными: 360 мм — согласно теоретических расчетов и 210 мм согласно экспериментальных исследований на крупномасштабной модели.
Горизонтальные перемещения контура, зависимые от его обжатия и температурных деформаций, замерялись в восьми точках, расположенных равномерно по периметру сооружения. Здесь также было получено достаточно хорошее совпадение натурных замеров с результатами расчетов, которые составили: по длинной оси -- 50 мм (59 мм); по короткой оси — 35 мм (34 мм) *.
Центральное место в исследованиях велотрека в Крылатском заняло определение фактических снеговых нагрузок и соответствующее им напряженно-деформированное состояние покрытия. Проведенные измерения показали, что характер и величина снеговых нагрузок на обеих мембранных оболочках приблизительно одинаковы. Минимальные величины снегоотло-жения наблюдались по центральным поперечным осям симметрии оболочек и постоянно возрастали от центра к угловым опорным зонам.
При действии на эксплуатируемом покрытии снеговой нагрузки измеренный прогиб внутренних арок стал равным 224 мм, т. е. 1/750 пролете. Увеличение прогиба арок от снеговой нагрузки находится в пределах 10— 12%, что свидетельствует о высокой жесткости внутреннего опорного контура. Вертикальные перемещения арок наружного контура незначительны и находятся в пределах 5—10 мм. Измеренный максимальный горизонтальный прогиб наружной арки составил 8,9 см, максимальный расчетный прогиб этих арок — 10,5 см.
Максимальные фактические прогибы мембранной оболочки от снеговой нагрузки, равные 675 мм, наблюдались, примерно, в середине пролета мембраны (ближе к наружной арке), что соответствовало 1/121 длины перекрываемого пролета.
Натурные исследования прогибов мембраны показали хорошую (в пределах 10%) сходимость с соответствующими теоретическими результатами, так и с данными экспериментальных исследований, проведенных в ЦНИИСКе на крупномасштабной модели.
Натурные исследования работы покрытия Дворца спорта в Измайлове производились под действие постоянной (вес тепло-гидроизоляционных слоев) и временной (снеговой) нагрузок в период 1978—1980 г.
Вес постоянной нагрузки устанавливался непосредственно в процессе ее приложения к покрытию. Вес временной нагрузки принимался по результатам натурных измерений.
В соответствии с последовательностью выполнения строительномонтажных работ этапами измерений явились: окончание монтажа мембраны; укладки тепло-гидроизоляционных слоев и наличие снеговой нагрузки.
Замеры снега на покрытии показали, что максимальных значений снеговой покров достигал по краям покрытия. В направлениях, параллельных опорному контуру, снеговой покров располагался довольно равномерно.
При первых измерениях усредненное значение веса снега на покрытии составило q = 0,44 кН/м2, а при вторых — q = 0,85 кн/м2 (или около 350 т на все покрытие).
Сопоставление величин снегоотложений на покрытии с данными измерений снегового покрова на земле, производимых в одно и то же время, показало, что на покрытии снега было на 20—25% меньше, чем на земле, что свидетельствует о частичном переносе и сдувании снега с покрытия.
* В скобках указаны теоретические величины.
329
Напряженное состояние основных элементов покрытия измерялось по мере изменения величины снегового покрова.
При наибольшей снеговой нагрузке, равной q = 0,86 кН/м2 экспериментальные значения напряжений в мембране оказались на 30—35% меньше расчетных. Распределение напряжений из эксперимента и определенных аналитически качественно совпадают.
При максимальной снеговой нагрузке значение прогибов центральной зоны покрытия составило в натуре 15,61 см, а в расчетах — 19,03 см.
В задачу исследования покрытия плавательного бассейна входило экспериментальное определение переменной и деформаций: арочного опорного контура колонн, поддерживающих арки; висячих ферм покрытия; контрфорсов, воспринимающих распоры арок.
Дополнительно проводились замеры прогибов профилированного настила кровли на участках покрытия с максимальной снеговой нагрузкой. Максимальный прогиб профилированного настила в зоне концентрации снеговой нагрузки (около 2 кН/м2) достигал 1 /300 пролета).
Натурные исследования подтвердили соответствие напряженно-деформированного состояния покрытия под нагрузкой расчетному.
На основе натурных исследований плавательного бассейна можно сделать следующие выводы:
—	перемещения под нагрузкой колонн и висячих ферм соответствуют расчетным;
—	перемещения опорных контрфорсов меньше предполагаемых;
—	перемещения контурных арок под нагрузкой — в допустимых пределах;
— несущая способность металлоконструкций покрытия (колонн, контурных арок и висячих ферм) соответствует расчетной.
Проведенные в ЦНИИСКе им. Кучеренко комплексные научные исследования подтвердили эксплуатационную надежность и высокое качество строительства крупнейших сооружений Олимпиады-80.
§ 9.4. Крытый стадион на проспекте Мира (конструкция, исследования, монтаж)
Конструктивные решения
Крытый стадион на проспекте Мира предназначен для многоцелевого использования с максимальной универсальностью сооружения, в нем проводились соревнования по боксу и баскетболу. В крытом стадионе можно проводить около 30 видов спортивных, зрелищных и общественных мероприятий. Основная арена, имеющая размеры большие, чем футбольное поле, —120 X 86 м оборудована устройством для образования ледяного покрытия. Стадион имеет постоянные трибуны на 35 тыс. зрителей. При проведении массовых общественных мероприятий — митингов, фестивалей, конгрессов — вместимость зала с помощью передвижных трибун может быть увеличена еще на 10 тыс. мест.
Напомним очертание здания (рис. 9.1) в плане принято эллиптическим исходя из его функционального назначения и объемно-планировочного решения. Основные размеры здания по главным осям 224 и 183 м, общая площадь покрытия без промежуточных опор 33,8 тыс. м2, объем 1,2 млн. м3. Высота зала до низа несущих конструкций принята, по условиям проведения соревнований по футболу, равной 23,5 м. [ 4]
В принятом варианте (рис. 9.6) здание перекрывается мембранной висячей оболочкой положительной гауссовой кривизны. Мембрана, работающая на растяжение в двух направлениях, воспринимает всю поперечную нагрузку на
330
9/StS
SHU
Рис. 9.6. Конструктивная схема покрытия крытого стадиона на проспекте Мира
покрытие (собственной массы, веса технологического оборудования, снега). Тонколистовая оболочка подкреплена системой радиальных и кольцевых ребер, в основном предназначенных для монтажа оболочки без устройства сплошных подмостей. Кроме того, радиально-кольцевая система ребер используется для создания подвесного акустического потолка. В межферменном пространстве установлены технологическое оборудование и мостики для его обслуживания.
В средней части покрытия расположена плита, к которой примыкают мембрана и радиальные ребра. Центральная плита, усиленная ортогонально расположенными балками, используется при монтаже покрытия и для установки части технологического оборудования. По наружному периметру мембрана и радиальные ребра соединены с опорным контуром, покоящемся на колоннах. Замкнутый опорный контур, испытывающий внецентренное сжатие, воспринимает в уровне покрытия горизонтальные составляющие цепных усилий с мембраны, а на колонны передаются в основном вертикальные усилия.1
По длинной оси сооружения опорный контур соединен с двумя парами железобетонных диафрагм, размещенных в плоскости стен лестничных кле
1 Авторы проекта крытого стадиона Ю. В. Радкевич, И. И. Чертков, В. И. Трофимов, П. Г. Еремеев. А. с. № 755973 «Висячее покрытие зданий и сооружений», опубл, в БИ., 1980, № 30.
331
ток. Диафрагмы обеспечивают общую устойчивость сооружения как при поступательном перемещении, так и при закручивании диска покрытия. Кроме того, эти диафрагмы воспринимают большую часть горизонтальных ветровых нагрузок, действующих на покрытие. Связи между диафрагмами и наружным опорным контуром допускают радиальные перемещения контура от его обжатия и температурных деформаций, но препятствуют свободным перемещениям контура в кольцевом направлении. Таким образом перемещению диска покрытия вдоль одной из осей сооружения препятствуют диафрагмы, расположенные у оси, перпендикулярной первой. Во время монтажа устойчивость сооружения обеспечивалась четырьмя предварительно напряженными крестовыми связями, поставленными между колоннами по главным осям стадиона и изгибной жесткостью колонн. Стеновое ограждение здания — самонесущее, не связанное с основным каркасом.
Геометрия оболочки в виде опрокинутого купола определяет внутренний водоотвод с покрытия. Для отвода дождевых и талых вод у внутреннего кольца в пределах 18 м над рамами трансформации организуются две ендовы с системой водосточных воронок. 44 воронки диаметром 150 мм присоединены гибкими шлангами к двум трубам-резервуарам, подвешенным к мембране. Вода из резервуаров отводится самотеком в ливневую канализацию четырьмя трубами диаметром по 400 мм, расположенными с уклоном между рамами трансформации.
Кровля покрытия теплая. На мембрану на битумной мастике укладывались гидрофобизированные стеклопластовые плиты толщиной 10 см. Рулонная гидроизоляция — из одного слоя гидростеклоизола на основе стеклоткани и трех слоев бутизола.
Пролетная конструкция покрытия в виде пространственной мембраны в форме эллиптического параболоида имеет стрелку провисания оболочки в центре 12,5 м. Начальная геометрия покрытия принималась по кривым провисания радиальных ферм, служащих «постелью» для образования тонколистовой оболочки, под воздействием нагрузок, прикладываемых к системе до объединения отдельных лепестков мембраны в сплошную оболочку. При этом ставилось условие, чтобы в горизонтальных сечениях поверхности покрытия получались подобные эллипсы. Толщина мембраны по большой части покрытия (90%) равна 5 мм, с увеличением ее до 10 мм в центре оболочки, на расстоянии до 20 м от центральной плиты.
Мембрана, выполняемая из малоуглеродистой стали 14Г2, собиралась из 64 трапециевидных секторов (лепестков) длиной примерно 90 м и шириной 1,7—10,4 м. Лепестки изготовлялись на Куйбышевском заводе рулонных заготовок из отдельных листов 1,5 X 6 м, свариваемых один с другим встык на специальной установке. Вначале изготовлялось прямоугольное полотнище, которое затем разрезалось по диагонали на два сектора. Тонколистовые полотнища доставлялись на строительную площадку свернутыми в рулоны. Для защиты от коррозии мембрана после монтажа покрывалась с двух сторон свинцовым суриком.
Радиальные ребра в виде легких висячих ферм высотой 2,5 м располагались с шагом 10 м по наружному периметру и с шагом 1,34 м у внутреннего кольца. Верхний пояс ферм выполнен из швеллера № 40, уложенного горизонтально полками вниз, а нижний пояс — из швеллера № 18. Треугольная решетка из одиночных уголков 100 X 7 крепилась на фасонках к верхнему поясу и к стенке швеллера нижнего пояса. Всего на покрытии установлены 64 радиальные фермочки.
Ребра крепили к наружному контуру на шарнирах, обеспечивающих свободу их поворота в вертикальной плоскости.
332
Таблица 9.1
Расход стали на основные конструктивные элементы покрытия
Конструктивный элемент	Расход	
	общий, т	приведенный, кг/м2
Тонколистовое покрытие	1420	42
Радиальные и кольцевые ребра, конструкции	493	14,5
подвесного потолка		
Центральная плита	181	5,5
Наружный опорный контур с арматурой	1530	45
Итого	3624	107
В средней части покрытия размещена плоская плита, имеющая в плане очертание эллипса с размерами по главным осям 30 X 24 м. Плита состоит из системы ортогонально расположенных балок и окаймлена по контуру сварным двутавром высотой 1 м. Балочная клетка покрыта стальным листом толщиной 8 мм, расположенным на уровне примыкания тонколистовой оболочки к окаймляющему кольцу и являющимся продолжением мембраны.
Наружный опорный контур выполнен в монолитном железобетоне с поперечным сечением 5 X 1,75 м. Сечение наклонено внутрь под углом 18° к горизонту, что совпадает со средним углом наклона касательной к поверхности оболочки в месте примыкания к контуру при полной нагрузке. Чтобы сократить сроки строительства, была применена стальная опалубка, площадь поперечного сечения которой учитывалась при расчете несущей способности опорного контура. Контур в плане очерчен восемью сопрягающими дугами окружностей трех радиусов. Расхождение между полученной таким образом осью контура и первоначальным эллипсом не превышало 10 см. В то же время это позволило уменьшить число типоразмеров элементов стальной опалубки, узлов примыкания радиальных ферм к контуру. Исходя из периметра здания равного 640 м, и шага колонн 20 м, контур был разбит на 64 прямоугольных участка. Опалубка выполнена в заводских условиях отправочными марками длиной около 10 м и шириной 2,5 м (половина ширины всего контура). Сечение опалубки — корытообразное со стенками и днищем из стального листа толщиной 12 мм.
Посредине внутренней грани опорного кольца к стальной опалубке приварен столик для крепления пролетной части покрытия к наружному контуру.
Контур покоится на 32 стойках, поставленных с шагом 20 м. Стальная стойка высотой 31,9 м опирается на железобетонный подколенник, связанный со сборными железобетонными конструкциями подиума. Стойка наверху жестко связана с опорным контуром, а внизу имеет цилиндрический шарнир в радиальном направлении и жестко защемлена в кольцевом. Такое соединение позволило при достаточной жесткости системы значительно снизить изгибающие моменты в стойках, возникающие в результате температурных и усадочных деформаций наружного опорного контура.
Стойка поперечным сечением 2 X 0,8 м выполнена сквозной с четырьмя ветвями из уголков 200 X 30, объединенных решеткой из уголков по длинной стороне и планками по короткой. В верхней части стойки длиной 15 м планки заменены сплошным листом толщиной 12 мм. По высоте стойки с шагом 4 м поставлены диафрагмы, обеспечивающие неизменяемость поперечного сечения. После монтажа стойки были обетонированы.
Расход стали на основные элементы покрытия приводятся в табл. 9.1.
333
Расчет покрытия
Расчет такой сложной системы проводился с применением численных методов и использованием ЭВМ.
Мембранная оболочка заменялась шарнирно-стержневой моделью, что соответствует ее безмоментному состоянию, со структурой в виде трапецеидальной ячейки с двумя диагоналями. При принятой радиально-кольцевой разбивке линии, образующие стороны ячеек, совпадали с меридианами и широтами поверхности оболочки. Разбивка проводилась таким образом, чтобы меридиональные пояса стержневой сетки совпадали с радиальными подкрепляющими ребрами, а стороны каждой ячейки были примерно равны (рис. 9.7).
Ребра центральной плиты, наружный опорный контур и стойки сооружения представлялись пространственной стержневой системой с проектными продольными, изгибными и крутильными жесткостями.
По полученным для стержневой модели усилиям, заменяющих мембрану, вычислялись нормальные и касательные напряжения в оболочке.
Расчет покрытия на стадии эксплуатации проводился на четыре вида загружения, включающих равномерно распределенную нагрузку от собственной массы покрытия и технологического оборудования (2100 Н/м2), а также различные варианты снеговой нагрузки, в том числе и односторонние.
При этом по каждому загружению проводился расчет как с учетом температурных воздействий на наружный опорный контур, так и без него. Наиболее невыгодными схемами загружения оказались вторая с максимальной интенсивностью снеговой нагрузки в центре покрытия и третья с максимальной интенсивностью снеговой нагрузки в трети длинной оси сооружения, результаты расчета по которым приведены ниже.
Эпюры вертикальных перемещений мембраны приведены на рис. 9.8. Максимальный прбгиб в центре покрытия при второй схеме нагружения с учетом температурных деформаций кольца составил 171 см —примерно 1/100 меньшего диаметра эллиптического плана. Тот же прогиб без учета температуры равен 154 см. При одностороннем загружении и учете температурных деформаций максимальный прогиб, равный 174 см, оказался на расстоянии 1/7 большой полуоси от центра покрытия. Прогиб от односторонней нагрузки без учета температуры оставил 156 см. Характер распределения цепных усилий при всех вида загружения был примерно одинаков. Траектории главных усилий в мембранном покрытии близки к кольцевым и радиальным линиям главных кривизн оболочки. Радиальные и кольцевые усилия почти равномерно возрастают от наружного к внутреннему кольцу. Сжимающие усилия в мембране в кольцевом направлении, обусловленные совместной работой с наружным опорным контуром, довольно быстро переходят в растягивающие. Разница между цепными усилиями у короткой и длинной осей сооружения невелика. Влияние температурных деформаций контура на цепные усилия в мембранной оболочке незначительно.
Наружный опорный контур находится под воздействием нормальных сил, изгибающих моментов в двух плоскостях и крутящих моментов. Сжимающие усилия при второй схеме загружения растут от 50 000 у длинной оси до 60 800 кН у короткой оси. При третьей схеме загружения максимальные сжимающие усилия 50 400 кН оказываются со стороны более загруженной части покрытия, примерно посредине между короткой и длинной осями. Учет отрицательного перепада температуры приводит к незначительному уменьшению сжимающих усилий в контуре (до 7%).
Эпюры изгибающих моментов в горизонтальной плоскости опорного контура имеют пилообразный характер, с переломами в местах опирания на колонны и сопряжений прямолинейных участков, составляющих опорное кольцо. Для обеих схем загружения максимальный изгибающий момент в
334
Рис. 9.7. Расчетная схема покрытия
Рис. 9.8. Эпюры прогибов покрытия, м
без учета температурных воздействий;
_______с учетом температурных воздействий
Рис. 9.9. Эпюры цепных усилий, кН/м
а — радиальные усилия;
б — кольцевые усилия;
в — касательные усилия
контуре, равный 16 250 кНм, оказывается таким же при расчете с учетом температурных воздействий.
Изгибающие моменты в вертикальной плоскости опорного контура от его собственной массы и вертикальных составляющих мембранных усилий с оболочки также имеют двухзначную эпюру с переменой знака над колоннами и в пролете между ними. Эти величины примерно одинаковы для одинаковых точек вдоль оси контура и незначительно зависят от температурных воздействий и схемы загружения. Максимальные значения изгибающих моментов оказались при второй схеме загружения: 11 600 над колонной и 11 200 кНм в пролете между колоннами. Крутящие моменты в опорном контуре не превышали 1500 кНм.
335
Таким образом, в эксплуатационной стадии опорный контур работает на внецентренное сжатие с небольшим эксцентриситетом и наиболее рационально его выполнять в железобетоне.
При второй схеме загружения перемещения наружного контура в горизонтальной плоскости в радиальном направлении составили: у длинной оси сооружения 0,5 см, у короткой — 4,8 см. Те же перемещения с учетом отрицательного температурного перепада оказались соответственно равными 4,8 и 10,8 см. При третьей схеме загружения максимальное радиальное перемещение контура с учетом температурных воздействий (9,7 см) было со стороны более загруженной части покрытия примерно по средине между большой и малой осями.
Внутреннее кольцо покрытия находится под воздействием растягивающих усилий и изгибающих моментов в вертикальной и горизонтальной плоскостях. Максимальные усилия в нем для второй схемы загружения оказались равными: растяжение 13 100 кН, изгибающие моменты в вертикальной плоскости 880 кН • м, в горизонтальной плоскости 570 кН • м [5].
Исследование модели покрытия
Модель покрытия в масштабе 1 : 65 с основными размерами в плане 2,8 X 3,43 м и стрелой провисания 19 см была выполнена с соблюдением полного геометрического подобия.
Модель состояла из пространственной мембраны покрытия, подкрепленной ребрами, центральной плиты, наружного опорного контура, колонн и постамента.
Эллиптический в плане опорный контур выполнялся из стали СтЗ в виде составного сечения из двух сварных швеллеров, между которыми болтами зажимались лепестки мембраны. Габаритные размеры каждого из швеллеров 21 X 65 мм при толщинах стенки 5 мм и полок 3 мм.
Оболочка была изготовлена из 16 трапециевидных секторов из алюминиевого сплава АМг-2АП толщиной 0,5 мм. В центре лепестки мембраны зажимались болтами между двумя стальными пластинами толщиной 1 мм, моделирующими центральную плиту.
Ребра в модели устанавливались в местах стыков и по центральным осям лепестков мембраны. Число радиальных ребер в модели было в 2 раза меньше, чем в натуре.
Наружный опорный контур опирался на 32 стойки, которые соединялись жестко с опорным контуром, а внизу имели цилиндрический шарнир в радиальном направлении.
Модель покрытия испытывали в упругой стадии на статические нагрузки. При испытаниях измерялись относительные деформации мембраны, радиальных ребер, наружного опорного контура и стоек, а также вертикальные перемещения мембранной оболочки, горизонтальные перемещения опорного кольца и центральной плиты. Относительные деформации замерялись проволочными тензодатчиками сопротивления с базой 10 мм.
Общее число активных датчиков 396, в том числе 33 контрольных, которые были необходимы для оценки надежности работы тензометрической аппаратуры.
Вертикальные перемещения отдельных точек мембраны измерялись с помощью 60 прогибомеров системы Максимова (с ценой деления 0,1 мм) и Мокина (с ценой деления 0,01 мм).
Испытания модели проводились по четырем схемам загружения (рис. 9.10): на нагрузку, равномерно распределенную по всей поверхности покрытия (I схема), на нагрузку с плавно увеличивающейся интенсивностью к центру покрытия (II схема) и на неравновесные нагрузки с максимальной
336
Рис. 9.10. Схема загружения модели (нагрузка в кН/м2)
Схема I
Схема!
Схема Ш
Схема В
интенсивностью в трети соответственно длинной и короткой осей сооружения (III и IV схемы). Первые три схемы соответствовали расчетным схемам загружения.
Интенсивность равномерно распределенной нагрузки (I схема) составляла 7,8 кН/м2 Нагрузка прикладывалась поэтапно пятью ступенями по 1,56 кН/м2. Три начальных ступени, составляющие в сумме 4,68 кН/м2, соответствовали постоянной нагрузке, а оставшаяся часть была равна снеговой нагрузке. На первом этапе нагрузка создавалась песком, на остальных этапах - чугунными грузами весом 200 Н каждый.
При первых двух схемах загружения (осесимметричных) максимальный прогиб был в центре покрытия. Для схем III и IV одностороннего загружения максимальные прогибы отмечены на расстоянии примерно 1/7 радиуса от центра покрытия, где интенсивность нагрузки была большей. Наиболее невыгодной, приводящей к максимальным прогибам, оказалась схема IV одностороннего загружения с осью симметрии по короткой оси сооружения. При этой схеме со стороны ненагруженной части покрытия наблюдалось поднятие оболочки. Максимальный прогиб от односторонней нагрузки (схема IV) на 18% превышал соответствующий прогиб от осесимметричной нагрузки (схема!!).
Увеличение жесткости ребер не привело к существенному изменению характера распределения и размеров прогибов в том числе и при неравновесных схемах загружения.
Радиальные напряжения вдоль радиуса оболочки изменялись незначительно, достигая максимума примерно в четверти пролета. Радиальные растягивающие напряжения вдоль длинной оси сооружения превышали соответствующие значения вдоль короткой оси. При односторонних схемах загружения под более нагруженной частью покрытия напряжения были на 35—55% больше, чем на противоположной стороне.
Максимальные радиальные напряжения для различных схем загружения модели различались незначительно (до 20%). Максимальные радиальные напряжения оказались при III схеме.
Кольцевые напряжения при всех схемах загружения были меньше радиальных в среднем на 15—35%. Значения их изменялись вдоль радиуса оболочки довольно неравномерно, достигая максимума в четверти пролета, а
337
минимума у наружного контура. При осесимметричных схемах нагружения кольцевые напряжения вдоль длинной оси сооружения оказались несколько меньше, чем вдоль короткой оси (на 5—10%). При односторонних схемах значения кольцевых напряжений под более нагруженной частью покрытия были в 3—4 раза больше, чем с противоположной стороны. Значения максимальных кольцевых напряжений при различных схемах нагружения отличались в большей мере (до 33%), чем соответствующие радиальные напряжения. Кольцевые напряжения оказались максимальными при III схеме.
Касательные напряжения были примерно одинаковыми по всей поверхности мембраны и мало зависели от схемы загружения. Значение их было существенно меньше (в 3—4 раза) значений радиальных и кольцевых напряжений. Это свидетельствует о том, что траектория главных напряжений в мембранной оболочке близки к линиям главных кривизн оболочки.
Экспериментальные исследования модели оболочки с увеличенной жесткостью радиальных ребер не показали качественного изменения напряженно-деформированного состояния мембранного покрытия. Однако напряжения в мембране в этом случае уменьшились в среднем на 25%.
Максимальные сжимающие усилия в контуре отмечены при IV схеме загружения.
Эпюры изгибающих моментов в горизонтальной плоскости опорного контура имеют пилообразный характер, с переломами в местах опирания на колонны и сопряжений с радиальными ребрами. Изменение моментов вдоль контура указывает на то, что они вызваны не только местными деформациями, обусловленными сосредоточенными упругоподатливыми связями, в местах сопряжений контура с колоннами, но и общей деформацией оси контура — изменением ее первоначальной кривизны. Максимальный изгибающий момент отмечен при И схеме загружения. Влияние жесткости радиальных ребер на значения и распределение изгибающих моментов и радиальных перемещений наружного опорного контура в своей плоскости оказалось незначительным (до 10%).
Экспериментальные и теоретические радиальные напряжения в мембране для схем I и II (осесимметричных) имеют довольно хорошее совпадение. Наибольшая разница для максимальных их значений составила всего 7%. Эти же величины для третьей схемы при качественном совпадении (большие значения со стороны более загруженной части покрытия, перелом эпюры по середине радиуса оболочки) имели большие количественные расхождения (до 30%). Экспериментально полученные радиальные напряжения были больше теоретических.
Разница между максимальными экспериментальными и теоретическими кольцевыми напряжениями в мембране достигала 20%. Однако в этом случае характер распределения напряжений имел значительные несоответствия. Достаточно близкое совпадение экспериментальных данных с результатами расчета было получено для сжимающих усилий в наружном опорном контуре. Так, для наиболее невыгодного второго варианта загружения разница между максимальными значениями составила 12%.
Ввиду ряда конструктивных упрощений в модели покрытия по сравнению с натурой не представлялось возможным дать прямое сопоставление экспериментальных и теоретических значений изгибающих моментов в наружном опорном контуре в горизонтальной плоскости. Однако в обоих случаях эпюры имеют пилоообразный характер и величина их меняется вдоль контура, что является следствием как местных изгибных деформаций, так и общей деформации оси контура. Разница между максимальными значениями изгибающих моментов не превышала 10%. Хорошее совпадение эксперимента с результатами расчета получилось и для горизонтальных перемещений наружного опорного контура.
338
В целом результаты экспериментального исследования (усилия, деформации, перемещения основных элементов конструкции) крупномасштабной модели покрытия при различных схемах загружения показали достаточно хорошее качественное совпадение с результатами численного расчета, что свидетельствует о приемлемой точности принятых теоретических предпосылок и разработанной методике расчета. Увеличение изгибной жесткости радиальных ребер за счет включения в работу нижнего пояса ферм не приводит к существенному изменению характера распределения и величин прогибов и цепных усилий в мембранной оболочке, а также усилий в опорном контуре [6].
Монтаж покрытия
Проект монтажа крытого стадиона разработан Ленинградским отделением ВНИПИпромстальконструкции и осуществлен Вторым МСМУ треста «Стальмонтаж» с августа 1977 г. по август 1979 г. При столь малом сроке монтажа необходимо было совмещать основные этапы строительства, осуществляя максимально возможное укрупнение конструкций на земле. Поскольку одновременно с монтажом покрытия снаружи осуществлялось строительство подиума, а внутри — трибун, установка монтажных кранов на кольцевых путях вокруг основного зала исключалась. Было решено разместить в центре здания неподвижный башенный кран БК-1000, а для обслуживания периферийной зоны основного зала на наружном кольце два гусеничных крана СКГ-100.
После установки всех колонн и вертикальных связей, а так же заглушки нижнего шарнира приступили к монтажу элементов наружного кольца, представляющих собой открытые сверху стальные короба сечением 5 X 1,75, длиной 20 м. В каждый элемент наружного кольца закладывали арматуру. Монтаж наружного кольца был начат в феврале и закончен в марте 1978 г. В апреле того же года кольцо было сдано под бетонирование и в последующие 3 месяца трестом Мосстрой-8 в него было уложено 6000 м3 бетона. Одновременно монтировали центральный узел — временную монтажную стойку в центре зала и внутреннюю плиту покрытия. Этот этап монтажа был закончен во II квартале 1978 г.
С III квартала начался второй этап монтажа — навеска системы стабилизации покрытия, состоящей из 64 радиальных ферм пролетами от 74 до 95 м, подвешенных между внешним кольцом и внутренней плитой. Перед подъемом две фермы объединяли в один пространственный блок, снабженный специальной распоркой, воспринимающей распорные усилия (рис. 9.11). Поднимали такие блоки краном БК-1000 и специальным шевром грузоподъемностью 50 т. Сначала установили восемь блоков симметрично по всей поверхности в диаметрально противоположных направлениях, затем при помощи винтового устройства разгружали распорки одновременно во всех блоках, передавая цепные усилия с блоков на внутреннюю плиту и внешнее кольцо. Если бы стали разгружать только одну распорку, то возникающая при этом горизонтальная цепная сила неизбежно привела бы к разрушению кольца и грандиозной аварии. Далее все восемь распорок опускали и оснащали ими новые блоки, которые поднимали в прежней последовательности. Масса поднимаемых блоков с траверсами-распорками в зависимости от их длины колебалась от 74 до 93 т. Монтаж системы стабилизации покрытия был начат в августе и закончен в ноябре 1978 г. Вслед за этим приступили к завершающей стадии — монтажу мембранной оболочки.
Напомним, что мембранная оболочка состояла из 64 лепестков, близких по конфигурации к треугольникам длиной от 74 до 96 м и массой от 21 до 24,5 т. Элементы мембраны поступали с Куйбышевского завода резервуарных металлоконструкций в виде прямоугольных полотнищ. На заводе
339
Рис. 9.11. Монтаж системы стабилизации покрытия стадиона «Олимпийский»
1 — кран БК-1000;
2 — временная центральная опора;
3 — сборочный стенд;
4 — собираемый блок;
5 — шеер-установщик;
6 — траверса
полотнища разделяли по диагонали прерывистым резом на два лепестка и свертывали в рулон массой от 42 до 49 т, диаметром коло 3,5 м. На строительной площадке рулон раскатывали, срезали диагональные перемычки, а затем каждый лепесток оснащали ограждением и ходовыми мостиками. Подъем лепестков осуществляли четырьмя траверсами-распорками (рис. 9.11) аналогично подъему стабилизирующих ферм.
После укладки всех лепестков их соединяли между собой и с верхним поясом стабилизирующих ферм при помощи высокопрочных болтов диаметром 24 мм, для установки которых потребовалось просверлить около 90 000 отверстий диаметром 27 мм через 3—4 слоя металла (общая толщина пакета от 18 до 32 мм). К концу июня 1979 г. работы по креплению лепестков мембраны были закончены.
Раскружаливание покрытия, т. е. освобождение центральной опоры и плавное включение в работу всей пролетной конструкции, осуществили 29—30 августа 1979 г. при помощи четырех песочных домкратов, на которых покоилось кольцо.
В III—IV кварталах 1979 г. были демонтированы центральная опора и кран БК-1000, разомкнуты временно заглушенные нижние шарниры колонн, обетонированы сами колонны. В марте 1980 г. все работы трестом «Сталь-монтаж» были завершены.
Исследование и расчет конструкции покрытия на стадии монтажа
В процессе монтажа конструкция покрытия с точки зрения расчетной схемы представляла собой крайне сложную нерегулярную изменяющуюся пространственную систему, состоящую из частично смонтированных элементов. В связи с этим при расчете системы проводимый в ЦНИИСК д. т. н. П. Г. Еремеевым [7] применялся принцип суперпозиции, заключающийся в рассмотрении изолированной работы отдельных элементов без учета их взаимного влияния, при совместной работе. Элементы рассчитывались на максимальные нагрузки, соответствующие обычно окончанию отдельных этапов монтажа, после которого изменялась расчетная схема, например за счет включения в работу вновь смонтированных элементов, появления новых условий их закрепления и т. п.
В соответствии с принятым порядком монтажа пролетной части покрытия радиальные ребра рассчитывали для четырех этапов: I — этап монтаж блоков, состоящих из двух ферм с элементами промежуточных кольцевых ребер и смотровых мостиков; II этап — монтаж недостающих элементов кольцевых ребер между блоками; III этап — частичный монтаж лепестков мембраны; IV этап — монтаж недостающих лепестков мембраны.
340
С учетом симметрии системы расчет проводился для 16 радиальных ребер (четвертьпокрытия)
Проектом производства работ было предусмотрено, что после укладки лепесток крепится у наружного контура, преднапрягается на усилие около 300 кН и затем крепится к внутреннему кольцу. В этом случае на все дальнейшие нагрузки лепесток включается в работу совместно с радиальными ребрами. Определенные расчетом максимальные усилия в верхних поясах ферм при наиболее неблагоприятном сочетания нагрузок изменялись от 1200 до 1800 кН в зависимости от расположения элемента в плане (соответственно от короткой и длинной оси). Те же усилия после раскружаливания центральной плиты при отсутствии нагрузки от снега и дополнительных лепестков равнялись от 850 до 1300 кН. Максимальное усилие в процессе монтажа в одном лепестке мембраны, на которое рассчитывалось временное крепление сектора к наружному и внутреннему кольцами, составило 2400 кН.
При расчетах радиальных ребер как висячих ферм растягивающие усилия в поясах изменяются по длине фермы. Максимальное усилие в верхнем поясе (1400 кН) оказывается в месте примыкания к наружному контуру, а к центру фермы эти усилия уменьшаются почти вдвое. В нижнем поясе усилия достигают максимального значения (900 кН) в середине фермы, а к концам они уменьшаются более чем в 3 раза. Максимальное сжимающее усилие в элементах решетки возникает во втором раскосе от места примыкания фермы к наружному контуру. Усилия распора в висячей фермочке получились на 25—30% меньше, чем при расчете радиальных элементов как гибких нитей. Одновременно с этим прогибы в висячих фермах оказались почти в 2 раза меньше соответствующих прогибов в гибких нитях.
Во время монтажа мембранной оболочки, когда стены здания еще не были закрыты, максимальная неравномерная ветровая нагрузка на покрытие принималась, согласно данным отделения динамики сооружений ЦНИИСК, следующей: на одной половине покрытия отрицательное ветровое давление с максимальным аэродинамическим коэффициентов С — —1, а на другой половине С — 0. В этом случае в системе, состоящей из 64 радиальных ребер с уложенными на них лепестками мембраны, связанной с наружным опорным контуром, а через центральную плиту с монтажной башней, при действии ветра возникают неуравновешенные горизонтальные усилия. Эти неуравновешенные распоры, воспринимаемые с одной стороны центральной монтажной башней, а с другой — колоннами основного каркаса и связями между ними, приводят к горизонтальным перемещениям центральной плиты и -наружного опорного контура.
Результаты теоретических исследований показали, что суммарный неуравновешенный распор для случая несмещаемых опор достигал 14 000 кН. При расчетах с учетом податливости опор значение неурановешенных распоров снижалось до 2000 кН.
Кроме неуравновешенных усилий в системе висячих радиальных элементов от неравномерного ветрового отсоса на покрытии, воспринимающихся монтажной башней и основным каркасом здания, на эти же конструкции в период монтажа воздействовали нагрузки от горизонтального ветрового давления на опорный контур и мембранную оболочку. При этом суммарное максимальное горизонтальное расчетное усилие, приходящееся на монтажную башню в уровне ее верха, составило 3000 кН, а соответствующее перемещение 2,7 см. Колонны и вертикальные связи воспринимали усилие, достигающее 1100 кН. Наружный опорный контур перемещался в горизонтальное направлении согласно расчету до 11 см.
34 J
Рис. 9.12 Эпюры изгибающих моментов (кН м) в горизонтальной плоскости наружного опорного контура на пяти этапах монтажа блоков пролетной конструкции.
Анализ влияния температурных воздействий на систему основных несущих конструкций покрытия в период монтажа показал, что они не изменяют усилий в элементах системы и геометрии «постели». Ввиду равенства коэффициентов линейного расширения железобетонного наружного опорного контура и стальных элементов подкрепляющей системы, радиальные перемещения контура от температурных деформаций равны соответствующим изменениям длины радиальных ребер.
Контур рассчитывался двумя независимыми методами. В первом случае, при расчете кольца, нагрузка от горизонтальных составляющих усилий в ребрах учитывалась независимо от нагрузки, вызываемой вертикальными составляющими. Расчет кольца выполнялся в линейной постановке без учета его податливости, что шло в запас прочности. Задача решалась с использованием метода сил и с учетом симметрии сводилась к расчету дважды статически неопределимой системы.
Для решения задачи кольцо было разбито на 64 отрезка, каждый из которых был ограничен точками примыкания радиальных ребер к контуру. На основе численного интегрирования была составлена программа для ЭВМ, в которой исходными данными являлись геометрические размеры и нагрузка. В итоге расчета определялись продольные и поперечные силы, изгибающие моменты в точках деления кольца. Максимальный изгибающий момент в горизонтальной плоскости наружного опорного контура оказался равным 30 000 кН-м при продольной сжимающей силе 13 000 кН. Эпюры изгибающих моментов в наружном опорном контуре для пяти этапов монтажа блоков приведены на рис. 9.12
§ 9,5 Велотрек в Крылатском
Конструктивные решения
В основном объеме здания велотрека размещается ездовое полотно длиной 333,33 м при ширине 9 м, трибуны на 6000 зрителей.
Компоновка ездового полотна и трибун определила форму плана покрытия, близкую к эллипсу с размерами осей 168 и 138 м. Площадь плана покрытия составила 17850 м2.
В связи с двусторонним расположением трибун функционально необходимая высота здания по концам короткой стороны эллипса получилась на 13,2 м больше, чем по концам длинной стороны.
342
Рис. 9.13 Конструктивная схема покрытия велотрека.
Важным обстоятельством, повлиявшим на генеральную форму покрытия, явилась необходимость обеспечения некоторого возвышения центральной части покрытия над его внешним контуром.
Эти соображения определили общую конструктивную форму покрытия. Оно решено в стальных конструкциях и представляет собой систему из двух мембранных седловидных оболочек, соединенных решетчатыми связями. Поверхность каждой оболочки ограничена двумя параболическими арками, имеющими разнозначные кривизны и общие опоры. Размер каждой мембранной оболочки по центральным осям симметрии 66 X 168 м (рис. 9.13)*
Опорными контурами, обеих мембранных оболочек служат наклонные плоские арки пролетом по 168 м, наружные арки наклонены к горизонтальной плоскости под углом 13°44’, а внутренние — под углом 56° 19’. Ось каждой арки очерчена по двум сопряженным окружностям. Центры и радиусы окружностей подобраны так, чтобы отклонения осей арок от близкой к параболической кривой давления при постоянной и равномерно распределенной снеговой нагрузке были минимальными. Замена кривой давления дугами двух окружностей позволила унифицировать заводские блоки арок.
Внутренние арки перекрывают пролет без промежуточных опор и объединены решетчатыми связями в пространственный блок. Наружные арки в своей средней части оперты на консоли балок трибун, расположенные через 12 м и являющиеся упругоподатливыми опорами арок.
Пяты контурных арок каждой мембранной оболочки попарно жестко заделаны в массивные железобетонные опоры. Фундаменты опор заложены на естественном основании, состоящем из песка и супесей средней плотности. Оба фундамента каждой оболочки соединены между собой затяжкой, опоры смежных оболочек связаны поверху железобетонной распоркой, а их фундаменты — горизонтальной железобетонной плитой.
* А. с. 678159 (СССР). Покрытие зданий седловидной формы/В. В. Ханджи, В. И. Трофимов, Л. И. Гольденберг, П. Г. Еремеев, И. В. Лисицын, Ю. С. Родиченко, В. А. Бородин.— Заявл. 25.5.77 № 2490215/2933; опубл, в Б. И., 1979, № 29.
343
Опоры воспринимают вертикальные реакции, изгибающие и крутящие опорные моменты и распор контурных арок. Сумма распоров наружной и внутренней арок, параллельной длинной оси покрытия, частично воспринимается трением фундамента о грунт и частично работой затяжки на растяжение. Масса опор и фундаментов такова, что возникающая по подошвам фундаментов сила трения составляет около половины расчетного распора. По исчерпании сил трения в работу вступает затяжка. Проектом учтена возможность неодновременного исчерпания сил трения под подошвами смежных фундаментов. Независимые перемещения одного из двух смежных фундаментов, могущие привести к нежелательным деформациям зоны покрытия между внутренними арками, исключаются соединяющей фундаменты железобетонной плитой. Разность распоров наружной и внутренней арок, перпендикулярная длинной оси покрытия, воспринимается соединяющей опоры распоркой, работающей на сжатие с небольшими эксцентрицитетами.
Контурные арки имеют сварное коробчатое поперечное сечение с одинаковыми габаритными размерам 2 X 3 м, образованное из листов толщиной 20 и 40 мм.
Каждая арка по длине скомпонована из участков, имеющих два типа поперечного сечения — приопорный и пролетный. В наружной и внутренней арках длина каждого приопорного участка составляет соответственно 24 и 16 м, и запроектированы они одинаковыми из листов толщиной 40 мм. Пролетные участки наружной и внутренней арок различны: в первом случае все элементы коробчатого поперечного сечения выполнены из листов толщиной 20 мм, а во втором — 20 и 40 мм.
Контурные арки собирались из прямолинейных сварных блоков коробчатого поперечного сечения длиной 10—12 м, изготовленных на заводе. Каждый блок имеет один фрезерованный торец с приваренным фланцем, а другой — с кромками, разделенными под сварку. Монтажный стык блоков запроектирован сварным, предусматривающим присоединение торца одного блока к фланцу смежного. Неизменяемость поперечного сечения арок обеспечивается торцовыми диафрагмами и поперечными ребрами жесткости.
Для прикрепления мембранной оболочки к аркам в середине высоты поперечного сечения приварен в тавр переходной листовой элемент — фартук. Он примыкает к плоскостям арок под переменны углом в соответствии с геометрией мембранной оболочки.
Внутренние арки объединены системой стержневых связей в единый пространственный блок. Они состоят из расположенных между арками с шагом 6,3 м ферм с параллельными поясами и размещенных в уровне верхних поясов ферм продольных связей. Верхние пояса ферм воспринимают и замыкают горизонтальные составляющие цепных усилий, приходящих на внутренние арки от мембранных оболочек.
По фермам, объединяющим внутренние арки, устроено светопрозрачное покрытие в виде занимающих большую часть площади фонарей со стеклопакетами, разделенных ендовами для стока воды.
Как отмечалось, все четыре арки запроектированы бесшарнирными. Жесткое соединение арок с опорами конструктивно проще шарнирного и способствует увеличению жесткости покрытия. Для передачи усилий с металла арок на бетон опор в опорных блоках арок с внутренней стороны выполнена система поперечных упорных ребер.
Пролетная часть покрытия состоит из двух мембранных оболочек отрицательной гауссовой кривизны. Каждая оболочка образована из тонколистовых стальных полотнищ шириной 6 м и толщиной 4 мм, раскатываемых на весь перекрываемый пролет по направляющим полосам, расположенным с шагом 6,3 м и имеющим поперечное сечение 740 X 6 мм.
344
Рис. 9.14 План направляющих полос и прогонов покрытия велотрека
Направляющие в поперечном направлении связаны между собой неразрезными прогонами из гнутых профилей швеллерного сечения ([160 X 80 X 4), приваренными к ним с шагом 3 м. Прогоны вместе с направляющими образуют «постель» для раскладки полотнищ мембранной оболочки (рис. 7.14)
На элементы «постели» уложены раскатанные из рулонов полотнища мембранной оболочки. Продольные края полотнищ по всей длине привариваются к направляющим, а их внутренняя зона электрозаклепками соединяется с прогонами.
Для защиты от коррозии внутренние полости арок, их наружные поверхности, закрываемые другими материалами, наружная и внутренняя поверхности мембранной оболочки покрыты битумным лаком БТ-177 по грунту ГФ-020,
Для защиты металлоконструкций от огня нижняя часть внутренних арок, находящаяся в помещении, а также фермы и связи между внутренними арками покрываются вспучивающейся при нагревании и образующей термоизоляционный слой краской ВМП-2.
Полный расход металла на покрытие составил 3560 т., что в удельном выражении соответствует 199,2 кг/м2. Расход стали по конструктивным элементам покрытия приведен в табл. 9.2.
Расчет контурных арок
Покрытие велотрека образовано двумя мембранными оболочками отрицательной гауссовой кривизны, объединенными между собой связями.
Опорными контурами обеих мембранных оболочек служат бесшарнирные наклонные арки параболического очертания пролетом по 168 м. Наружные контурные арки наклонены к горизонтальной плоскости под углом 13°44\ а внутренние — под углом 56° 19’.
Арки внутренних контуров перекрывают пролет без промежуточных опор и объединены решетчатыми связями в пространственный блок. Наружные
345
Таблица 9.2
Расход стали на основные конструктивные элементы
Конструктивный элемент	Расход стали	
	полный, т	на 1 м2-площади покрытия, кг/м2
Мембранная оболочка	485	26,2
Направляющие полосы и прогоны покрытия	160	9
Арки опорного контура: наружного	960	54,6
внутреннего	1120	62,6
Связи и покрытия хребтовой части	200	11,2
Затяжки оболочек (арматурная сталь)	635	35,6
Всего	3560	199,2
контуры арки в их средней части опираются по вертикали на консоли стоек трибун, расположенные с шагом 10—12 м.
Полная расчетная нагрузка на покрытие составляет 3 кН/м2, она складывается из постоянной, интенсивностью 1,6 кН/м2 и снеговой, равной 1,4 кН/м2. На площади покрытия между внутренними арками (хребтовая часть покрытия) полная расчетная нагрузка равна 5 кН/м2, в том числе постоянная составляет 3,6 кН/м2, а снеговая — 1,4 кН/м2
Расчетный температурный перепад принят 40° С.
Расчет контурных арок производился в ЦНИИСК аналитически д. т. н. Л. И. Гольденбергом, [9] численный проверочный расчет оболочки был осуществлен аспирантом ЦНИИСК В. М. Мельниковым. [10] В первом случае расчетной моделью покрытия является мембранно-арочная пространственная система, в которой соблюдается совместность деформаций ее элементов — мембранных оболочек и их опорных контуров, а также граничные условия по концам арок, обусловленные особенностями восприятия распора в данной системе.
В такой расчетной модели проявляется нелинейность двух типов. Во-первых, ввиду геометрической нелинейности мембраны учет ее совместной работы с деформируемыми контурными арками приводит к нелинейной контактной задаче. Во-вторых, конструкция опор мембранной оболочки такова, что в начале нагружения часть передаваемого на них распора воспринимается силами трения фундамента о грунт, а после их исчерпания оставшейся части распора сопротивляется затяжка, соединяющая фундаменты, т. е. в процессе деформирования изменяется расчетная схема конструкции, имевшей сначала неподвижные, а затем горизонтально смещаемые на размер удлинения затяжки бесшарнирные опоры. В этом проявляется конструктивная нелинейность расчетной модели покрытия.
Нелинейность первого типа выражается в том, что вследствие осевого сжатия и изгиба контурных арок цепные силы мембраны изменяются и соответственно меняется нагрузка, передаваемая на арки, в процессе деформации.
В соответствии с существующим подходом это изменение нагрузки представлялось как отпор некоторой упругой среды, при этом нагрузка считалась неизмененной. Определения коэффициентов «постели» упругой среды, создаваемой растянутой мембранной оболочкой по линии ее контакта с криволинейным опорным контуром приводится в [ 8]
346
Таблица 9.3
Расчетные усилия в арках
Наружная арка						Внутреняя арка		
	х—х	Af°“ У~У	М1* х—х	№ у—У	^кр		Л/0" х—X	м'^х
21000	8590	19700	3000	9200	1050	26500	52600	23600
Эпюры продольных сил и изгибающих моментов при полной расчетной нагрузке приводятся в разделе «Экспериментальные исследования». Там они сопоставляются с экспериментальным результатами.
Далее рассматривается случай приложения снеговой нагрузки на половине поверхности мембранной оболочки, находящейся под воздействием равномерно распределенной постоянной нагрузки.
Анализ результатов расчета показал, что в наружной арке, где влияние натяжения мембраны значительно, учет ее совместной работы с аркой снижает расчетные прогибы и изгибающие моментов в 2,5 раза по сравнению с раздельным расчетом элементов системы. Влияние мембранных сил на внутреннюю арку значительно слабее: уменьшение изгибающих моментов здесь находится в пределах 15%. Что касается продольной силы, то влияние здесь мембранного натяжения оказывается менее выраженным, однако в наружной арке оно все же приводит к уменьшению продольной силы на 15—20%.
Влияние горизонтального смещения главным образом сказывается на внутренней арке, почти не испытывающей влияния мембраны. Что касается наружной арки, то здесь разгружающая роль мембранного натяжения значительна и почти не дает проявиться негативным последствиям горизонтального смещения. Это наряду с отмеченным уменьшением изгибающих моментов и прогибов свидетельствует об эффекте учета совместной работы мембраны и ее контура.
Было показано, что возникающий в арке крутящий момент не оказывает существенного влияния на напряженное состояние поперечного сечения данной мощности. Что касается изгибающего момента из плоскости наружной арки, то по величине он соизмерим с действующим в плоскости кривизны.
При симметричном загружении мембранных оболочек внутренние контурные арки из плоскости на кручение не работают, так как в направлении возможных деформаций они раскреплены решетчатыми связями хребта. При одностороннем загружении системы обе хребтовые арки работают совместно, образуя пространственный блок из двух арок, совместно, образуя пространственный блок из двух арок, объединенных связями. Принимая во внимание мощность такого блока и совместную пространственную работу обеих мембранных оболочек, кручение внутренних арок и их изгиб из плоскости кривизны можно не учитывать.
Термический расчет контурных арок производится на воздействие положительного перепада температур как худшего варианта температурного воздействия. По аналогии с изложенным рассматривалась комбинация воздействия постоянной нагрузки и температуры (симметричная задача).
На основе анализа результатов при различных сочетания нагрузок составлена табл. 9.3 расчетных усилий, кН., кНм
Далее приведем результаты численного расчета, который производился с помощью вычислительного комплекса «Корунд-М», разработанного в НИИ-АСС Госстроя УССР в Киеве [ 10] предназначенного для расчета на ЭВМ
347
Рис. 9.15 Расчетная схема покрытия велотрека при численных расчетах.
М-222 с учетом геометрической и физической нелинейности при использовании метода перемещений.
Для решения нелинейной задачи используется шаговый метод.
Рассматривались два варианта расчетных систем пролетной конструкции. В первом варианте принималось, что пролетная часть покрытия работает как абсолютно гибкая оболочка, в дальнейшем будем называть эту схему мембранной. Во втором варианте расчета принималось, что мембрана не в состоянии воспринимать сжимающих усилий, которые приводят к потере местной устойчивости мембраны, и пролетная конструкция работает только в провисающем направлении как система гибких вант. Эту расчетную схему назовем вантовой.
Расчет по мембранной схеме проводился с использованием метода стержневой аппроксимации, (рис. 9.15) при двух видах граничных условий в опорных узлах контурных арок. В первом случае рассматривались абсолютно несмещаемые защемленные опоры, а во втором считалось, что распор от контурных арок воспринимается затяжкой и упругоподатливыми связями, моделирующими трение по подошве угловых опор при коэффициенте трения у = 0,25, массе каждой опоры Р — 4600 т плюс соответствующая расчетная вертикальная опорная реакция.
Система рассчитывалась на воздействие постоянной нагрузки от собственной массы покрытия, технологического оборудования и временной снеговой нагрузки.
Как показали расчеты максимальные вертикальные перемещения пролетного строения наблюдаются при нелинейном расчете с учетом податливости опор в мембранной схеме на расстоянии трети пролета от наружной арки, а в вантовой схеме — в середине пролета.
Максимальные перемещения для мембранной схемы 92 см, а для вантовой — 116 см. При защемленных опорах максимальные значения вертикальных перемещений составляют соответственно 56 и 85 см в тех же узлах.
Под действием неравномерной нагрузки максимальные прогибы в мембранной схеме с податливыми опорами составили 85 см, что на 8% меньше, чем максимальный прогиб при расчете на равномерно распределенную нагрузку по той же схеме. Максимальный прогиб в вантовой схеме практически не изменился.
Учет податливости опорных конструкций контурных арок отразился на прогибах системы следующим образом. Прогибы изменились во внутренней арке на 100% ив пролетной конструкции на 40—70% в точках максимальных значений для различных постановок.
348
При расчете на равномерно распределенную нагрузку максимальный прогиб внутренней арки для мембранной схемы равен 51,3, а для вантовой — 53 см; максимальный прогиб наружной арки в плоскости кривизны равен соответственно 18 и 27 см. При неравномерной нагрузке максимальные перемещения арок насколько уменьшились и составили во внутренней арке для мембранной и вантовой схем соответственно 45,3 и 46 см, а в наружной — 20 и 24 см. При этом характер эпюры перемещений изменился незначительно по сравнению с результатами, полученными в расчете от действия на систему равномерно распределенной нагрузки.
Нормальные силы во внутренних арках под действием равномерно распределенной нагрузки для мембранной схемы составили у опор 32 940 кН и уменьшились к середине пролета до 23 510 кН, для вантовой схемы соответствующие значения составили 32 000 и 28 900 кН. Расхождение нормальных сил у опор составляет 2% и возрастает к середине пролета до 20%. Уменьшение значений нормальных сил в расчете по мембранной схеме к середине пролета внутренней арки можно объяснить возрастанием подкрепляющего действия мембраны благодаря ее способности воспринимать сдвиговые усилия. Чтобы установить, какая из этих двух схем более правильно отражает напряженно-деформированное состояние системы, испытывалась большая модель оболочки. При нагружении модели статической нагрузкой практически не было обнаружено гофрирование листа, за исключением небольших площадей в ендовых покрытия. Сопоставление экспериментальных и теоретических данных показало возможность использования стержневой аппроксимации (мембранной схемы), моделирующей работу мембраны в плоском напряженном состоянии.
Экспериментальные исследования модели покрытия
Ввиду новизны и сложности расчета данной системы в ЦНИИСК им. Кучеренко была изготовлена и испытана крупномасштабная модель покрытия.
Для геометрического масштаба было принято соотношение модели к натуре 1 :25. В соответствии с этим модель в плане имеет близкое к эллиптическому очертание с размерами осей 672 X 552 см (рис. 9.5). Максимальный пролет каждой из мембранных оболочек 264 см; площадь покрытия модели 28 м2.
Поперечное сечение всех контурных арок было коробчатое размером 126 X 82 мм, толщиной стенки 4 и 2 мм. Мембрана изготавливалась из алюминиевого листа толщиной 0,5 мм.
Прогибы мембранной оболочки и арок внутреннего контура измерялись прогибомерами Максимова, горизонтальные и вертикальные перемещения наружных контурных арок — индикаторами (мессурами), углы поворота поперечных сечений арок — клинометрами.
Для измерения деформаций в контурных арках и мембранной оболочке применяли петлевые проволочные тензорезисторы с базой 20 мм и электронную аппаратуру, включающую автоматический комплект ТК-2.
Максимальная испытательная нагрузка на мембранную оболочку в соответствии с определенным масштабом нагрузки равна 2,7 кН/м2. При этом часть, моделирующая постоянную нагрузку, составила 1,4 кН/м2, а часть отражающая влияние временное нагрузки,— 1,3 кН/м2. Полная испытательная нагрузка на «хребтовую» часть покрытия 4,5 кН/м2, в том числе нагрузка, имитирующая постоянную, 1,5 кН/м2 а временную — 3 кН/м2. Постоянная нагрузка создавалась песком. Для того чтобы равномерно распределить песок по поверхности оболочки, на нее устанавливали решетку
349
Работа контурных арок. Экспериментальная картина прогибов контуров оболочки приведена на рис. 9.16а Как видно из рисунка, наружная арка в своей плоскости оказывается весьма жесткой: максимальные прогибы в замковом сечении при полной расчетной нагрузке составили всего 11,4 см, т. е. 1/1500 пролета. Прогибы наружной арки быстро падают в направлении от середины к спорам и даже меняют знак вблизи приопорной части арки. Прогибы внутренней арки также достигают максимума в середине пролета и при полной расчетной нагрузке равны 44,9 см, или 1/360 пролета, что свидетельствует также о высокой жесткости внутреннего опорного контура.
Экспериментальные эпюры продольных сил в контурных арках и усилия распора в затяжке приведены на рис. 9.166. При анализе этих эпюр следует отметить достаточно высокую точность моделирования основания модели, подтверждающуюся фактической работой затяжки, воспринимающей, как и предусматривалось, примерно половину расчетного распора оболочки (экспериментальное усилие в затяжке 26 200 кН). Максимальные значения продольных сил в контурных арках зафиксированы в приопорных сечениях, они оказались равными для наружной и внутренней арок соответственного 20 940 и 28 680 кН.
Экспериментальные эпюры изгибающих моментов в контурных арках от полной расчетной нагрузки, показан на рис. 9.16в Как видно из эпюр, изгибающие моменты в наружной арке невелики и характеризуются приблизительно одинаковыми значениями экстремальных — пролетного и опорного — моментов, равных примерно 9000—9500 кН-м. Близкая к этому картина распределения изгибающих моментов наблюдается и во внутренней арке при более высоком абсолютном значении экстремального момента (24 000 кН • м). В случае несимметричного нагружения оболочки измеренные экстремальные, отрицательные изгибающие моменты возникают в приопорных сечениях обеих арок, они равны для наружной арки 17 200 кН-м, а для внутренней — 36 000 кН • м. По условиям эксперимента непосредственно в опорных сечениях арок напряжения измерить не удалось. Фактические абсолютные значения моментов в опорных сечениях будут несколько больше зафиксированных.
Как видно из данных, приведенных на рис. 9.16, значения измеренных параметров напряженно-деформированного состояния контуров хорошо согласуются с расчетными значениями: расхождение не превышает 13%.
Работа мембраны. Наибольшие прогибы мембраны возникают вдоль поперечной оси симметрии. Их максимум достигает в середине пролета оболочки и от равномерной нагрузки составил 3,52 см, что для реальной конструкции при перемножении экспериментального на геометрический масштаб (1Гнатура = 25.VKMOfleJ1H) составил 88 см или 1/75 пролета.
Абсолютные значения максимальных напряжений ох и оу примерно равны; в местах наибольших нормальных напряжений кривизны провисающего и стабилизирующего направлений так же примерно одинаковы. Характер напряженного состояния в зоне контакта с внутренней аркой в большей мере обусловлен работой арки: наблюдается значительное уменьшение напряжений иу до 30 МПа) и резкое возрастание отрицательных значений и*, достигающих в месте контакта с внутренней аркой значения сжимающих напряженный, возникающих от действия продольной силы (оЛ = 111,5 МПа). Напряжения их вдоль оси X—X имеют разнозначную эпюру. Отрицательные напряжения с максимумов в центре (о* = — 69 МПа) распространяются на большей части рассматриваемой полосы оболочки. По мере приближения к опорам отрицательные напряжения падают до нуля, а затем меняют знак, достигая 45 МПа. На периферийных участках оболочки было зафиксировано двухосное поле растягивающих напряжений.
350
Рис. 9.16 Эпюры в контурных арках при полной нагрузке.
а)прогибов(см);
6) продольных сил (кг);
в) изгибающих моментов (кгм). экспериментальные данные.
— -----расчетные.
В скобках приведены значения теоретических усилий
Напряжения в оболочке <тд. в зоне ее контакта с аркой равны сжимающим напряжениям в ней, а краевые напряжения <уу оказываются также отрицательными и равными примерно половине (Ух. При этом напряжение <ту на расстоянии, равном примерно ширине поперечного сечения наружной арки (2,5—3 м) меняют знак и стабильно остаются растягивающими с максимальным значением су = 138 МПа в центре пролета. Отрицательные напряжения убывают значительно медленнее, чем ст^, однако в центральной части пролета они меняют знак и в центре достигают максимума (45 МПа), а затем резко падают, переходя в устойчивую область отрицательных напряжений.
Касательные напряжения вдоль поперечной оси симметрии изменяются от нуля у наружной арки до максимума (50 МПа) у внутренней арки. В продольном направлении касательные напряжения достаточно равномерны с минимумом в центральной части и максимумом (45—55 МПа) в периферийной зоне. [ 9]
Монтаж покрытия
По покрытию предстояло смонтировать следующий объем металлоконструкций, т:
Контурные арки	2115
Фермы и связи между	арками	160
Конструкция мембранной	оболочки	634
Итого	2909
К монтажу арок внутреннего контура приступили после завершения бетонирования фундаментов и выполнения соединяющих их затяжек, а также вслед за устройством проездов для монтажных кранов. Монтажные блоки арок были самыми тяжелыми элементами покрытия, поэтому в качестве основных механизмов согласно ППР были приняты два гусеничных башенно-стреловых крана СКГ-100/40 грузоподъемностью 40 т со стрелами длиной 35 м и клювами 19 м.
Внутренний контур монтировали методом наращивания одновременно обеих арок в направлении от устоев к центру сооружения. Блоки арок
351
устанавливали на монтажных опорах в положение, близкое к проектному, выверяли и временно закрепляли, затем приваривали к ранее смонтированным частям арок. Опорные блоки приваривали к предусмотренным проектом опорным узлам устоев и к выпускам арматуры.
Монтажные опоры арок представляли собой решетчатые башни с размерами квадратного плана 2 X 2 м и базами, защемленными в железобетонных фундаментах. Верхние части опор имели рабочую площадку, выполняющую функции подмостей, и специальную подставку, служившую для установки, выверки и временного крепления блоков арок в проектном положении, а в дальнейшем — и для раскружаливания арок.
Монтажные соединения блоков арок — сварные. Каждый блок имел один торец с приваренным к нему на заводе фланцем, а другой — без фланца, с разделанными под сварку кромками. Блоки арок соединяли приваркой свободных кромок коробчатого сечения блока к фланцевому листу толщиной 40 мм, приваренному заводским швом к торцу соседнего блока.
В связи с тем что доступ к стыкам арок был затруднен и нельзя было использовать механизированные способы сварки в различных пространственных положениях, была применена ручная дуговая сварка.
Все швы подвергали ультразвуковому контролю дефектоскопом ДУК-66П. Гамма-просвечивание остальных конструкций выполнялось дефектоскопом «Стапель-5» с использованием в качество источника излучения иридия-192.
Учитывая положительные результаты ультразвукового контроля стыков внутренних арок, ультразвуковой контроль наружных арок производили выборочно.
Фермы и связи между арками монтировали параллельным потоком со сваркой стыков секций арок, при этом сварка опережала монтаж ферм на одну секцию.
После окончания монтажа арок, ферм и связей производилось раскру-жаливание арок.
Раскружаливание арок наружного контура не представляло затруднений, так как деформации арок в вертикальном направлении по расчету составляли несколько миллиметров.
Две арки внутреннего контура раскружаливались одновременно, так как они конструктивно соединены между собой фермами и связями. Работы выполнялись с помощью 16 гидравлических домкратов ручного действия грузоподъемностью по 100 т каждый, которые были установлены на четырех парах (по две пары с каждой стороны). Раскружаливание производили ступенями. На каждой ступени величина опускания домкратов соответствовала одной и той же части расчетного прогиба арки над данной временной опорой. Каждая ступень состояла из следующих трех операций: восприятие домкратами нагрузки от арок и образование зазора в 1 мм между подставками арок и временными опорами; удаление одной прокладки между подставками и опорами; опускание арки домкратами на толщину прокладки + 1 мм.
На всех этапах монтажа ЦНИИСК им. Кучеренко вел контроль деформированного и напряженного состояния стальных конструкций покрытия.
Перемещения измерялись геодезическими методами: вертикальные — нивелирами с комплектом инвентарных реек, горизонтальные — Теодолитом УВКТ.
Прогибы, контурных арок измеряли в замках арок и четвертях пролетов. Таким образом, прогибы по каждому направлению (горизонтальные и вертикальные) измеряли в 12 поперечных сечениях контура. Прогибы мембраны измеряли по трем поперечным осям — центральной и двум, проходящим в четвертях пролетов арок.
352
a)
г
б)
Рис. 9.17 Процесс монтажа покрытия велотрека.
а) установка контурных арок; б) навеска мембранных полотнищ
После раскружаливания арок внутреннего и наружного контуров демонтировали временные опоры и башенные краны и приступили к монтажу мембранного покрытия. Было разработано несколько вариантов монтажа мембранной оболочки. В качестве основного был принят вариант крупноблочного монтажа.
Направляющие и прогоны монтировали укрупненными блоками, состоящими из двух направляющих, соединенных прогонами. Укрупнение
12 — 5982
353
монтажных блоков производили в межтрековом пространстве с использованием двух 5-т полиспастов, закрепленных за наружную арку, и одного 20-т полиспаста, закрепленного за внутреннюю арку. Рулоны двух направляющих устанавливали на роликовый стенд, который по мере монтажа перемещался. Стенд на каждой стоянке закреплялся анкерными болтами в фундаментах временных опор. Рядом со стендом размещался монтажный стол, на котором производили разметку, установку и приварку прогонов к направляющим по мере их вытяжки из рулона.
Блок направляющих и прогоны подтягивались к наружным аркам 5-т полиспастами по заранее натянутым канатам. Концы лент направляющих заводили в прорези наружной арки и временно заанкеривали болтами. Другие концы блока, застропленные с помощью траверсы, поднимали 20-т полиспастом и подтягивали к внутренним аркам, далее производили проектную приварку направляющих к «фартуку» арки. После геодезической проверки и выверки блока анкерными болтами создавали предварительное напряжение в элементах «постели» — направляющих лентах и прогонах — и затем приваривали направляющие к наружным аркам. Предварительное напряжение придало «постели» повышенную начальную жесткость.
Мембранное покрытие велотрека монтировали в следующей последовательности: рулон мембраны устанавливали в оборудованную рольгангом кассету, расположенную с наружной стороны сооружения в центре арки, свободный конец рулона с помощью специальной траверсы крепили к 20-т полиспасту, закрепленному к внутренней арке; полосы мембраны затягивали на направляющие и прогоны покрытия через вращающийся барабан, закрепленный на наружной арке, и подтягивали к внутренней арке, центральную полосу мембраны приваривали в проектном положении к аркам наружного и внутреннего контуров. Все последующие полосы мембраны сдвигали тяговыми и страховочными лебедками в направлении от центра к опорам в проектное положение (рис. 9.17).
Измерение прогибов мембранной оболочки, проведенное после окончания кровельных работ на покрытии, показало, что их максимальная величина наблюдалась примерно в середине пролета по центральной поперечной оси симметрии и была равна 544 мм, что соответствует 1/12 перекрываемого пролета и на 15% меньше расчетного значения при данной нагрузке. Напряжения в контурных арках имели максимальное значение на приопорных участках внутренних арок и были примерно равны половине их расчетных значений от полной нагрузки. Прогиб в замке внутренней арки по вертикали от собственного веса покрытия оказался равным 199 мм при расчетном значении 220 мм, т. е. расхождение не превышает 10%.
Проект монтажа конструкций разработан ВНИПИ Промстальконструкция, конструкции велотрека монтировало МУ № 28 треста Спецстальконструкция.[11]
§ 9.6 Дворец спорта «Измайлово»
Конструкция покрытия
Дворец спорта представляет собой прямоугольное в плане здание, которое включает два самостоятельных зала: демонстрационный размером 66 X 72 м и тренировочный 36 X 72 м. Залы по периметру объединены общим двухэтажным стилобатом, но имеют самостоятельные покрытия. По периметру установлены железобетонные колонны с шагом 6 м, развязанные по высоте и сверху объединенные железобетонным контуром сечением 6 X 0,5 м, имеющим по высоте криволинейное очертание (рис. 9.18),
354
Рис. 9.18 Конструктивная схема Дворца Спорта «Измайлово»:
1 - мембрана; 2 - диагональные подкрепления; 3 - опорный контур.
Для демонстрационного зала стрела провисания центра мембраны равна 4 м, а ее кромок 4,4 м, что позволяло организовать наружный водоотвод. Демонстрационный зал перекрыт одной оболочкой площадью 3960 м2, а тренировочный — двумя, площадью 1043 м2 каждая.
Покрытием залов служили мембраны из нержавеющей стали марки 12Х18Н10Т толщиной 2 мм. подкрепленные диагональными элементами из стали 14Г2 толщиной 25 мм переменной ширины. Форма покрытия образована пересечением четырех секторов, по очертанию близких к цилиндрическим, середина каждой оболочки расположена выше ее краев в средней части опорного контура. Общая масса мембранного покрытия составила 200 тн или отнесенная к одному квадратному метру площади =50 кг/м2
Опорный контур покрытия основного зала решен замкнутым, параболического очертания по вертикали и выполнен из сборномонолитного железобетона марки М300 сечением 0,5 X 6 м. По верху контура уложены гидроизоляционные слои, в качестве утеплителя применено пеностекло. Сборные элементы контура — обычные типовые плиты покрытий. Проектирование покрытия осуществлено Союзспортпроектом (К. Н. Илленко) и ЦНИИСК (В. И. Трофимовым и В. Б. Ми-кулиным) [12].*
Расчет покрытия
Поверхность покрытия образована пересечением четырех треугольных секторов цилиндрического очертания, представляющих собой поверхности переноса
Полная расчетная нагрузка на покрытие 2,71 кН/м2, в том числе постоянная 1,31 и временная (снеговая) 1,4 кН/м2. При этом учитывались различные варианты I—III расположения временной нагрузки на поверхности покрытия (рис. 9.19).
А. С. 685782 (СССР) Висячее покрытие прямоугольного в плане здания (К. Н. Илленко, В. И. Трофимов, В. Б. Микулин, И. Ф. Потапенко, И. А, Гунст, Заявл., 20.01.77, № 2445954/33; опубл, в Б. И., 1979. №34.
12’
355
Рис. 9.19 Схема поверхности покрытия и распределение нагрузок;
а — схема поверхности;
б — распределение снеговой нагрузки;
в — распределение единичных нагрузок при испытании модели (в кН/м2).
Рис. 9.20 Расчетная схема покрытия.
356
Последовательность осуществления монтажа основного зала, при котором мембрана соединялась с опорным контуром после загружения ее постоянной нагрузкой, определила две стадии расчета. На первой стадии имеем висячую систему, в которой воспринимаемые мембраной усилия от постоянной нагрузки передаются на диагонали, закрепленные в углах опорного контура. В этом случае края мембраны не связаны с контуром.
Исходя из подобной расчетной схемы было получено, что от постоянной нагрузки q = 1,31 кН/м2 максимальные усилия в мембране составляли 205 кН на метр длины (что соответствует напряжениям о — 102,5 МПа), а усилия в диагоналях — 9800 кН (что соответствует напряжениям о = 78,5 МПа).
На второй стадии работы покрытия, когда мембрана соединялась с опорным контуром, расчет производился по методу конечных элементов в линейной постановке.
Конструкция рассматривалась как единая пространственная система, состоящая из мембраны с подкреплениями, опорного контура и колонн, расположенных по периметру здания.
Расчетная модель принималась в виде стержневой конструкции, где упругая сплошная мембрана заменялась системой прямолинейных конечных элементов. Для этого вся оболочка делилась на прямоугольные в плане цилиндрические элементы одинаковых размеров, которые затем заменялись системой контурных и диагональных стержней с учетом изгибной жесткости контурных элементов в плоскости прямоугольника. Кроме того, для всех стержней задавалась жесткость на изгиб в вертикальной плоскости, учитывающая работу мембраны с покрытием.
Поскольку конструкции покрытия имела двойную симметрию, рассматривалась только ее четверть, что позволило уменьшить число узлов в расчетной модели до 294 (рис. 9.20). Во всех узлах, за исключением опорных и лежащих на осях симметрии, принималось по шесть неизвестных перемещений — три линейных и три угловых.
Характер загружения мембраны временными снеговыми нагрузками потребовал вначале загрузить расчетную модель собственным весом и отдельно шестью видами единичных нагрузок при различных условиях закреплений на осях х и у.
Максимальные перемещения опорного контура проявились в горизонтальной плоскости при 2 и 3 вариантах расположения нагрузок — 0,6 см, а в вертикальной плоскости — при варианте 1 (0,109 см — вниз) и при сочетании 2 (0,14 см — вверх). Наибольших значений в опорном контуре продольные (13160 кН) и поперечные силы (2860 кН) достигли при 1 варианте загружения. При варианте 2 крутящие моменты в опорном контуре имели наибольшее значение — 125 кНм. Максимальные изгибающие моменты в опорном контуре проявились в вертикальной плоскости при варианте 1 расположения нагрузок — 377 кНм, в горизонтальной плоскости — 6950 кНм при варианте 2. Что касается работы колонн, то здесь определяющим является вариант 1 расположения нагрузок, при котором максимальные значения изгибающих моментов достигли 717 кНм, а нормальные силы 1950 кН (растяжение) и 1746 кН (сжатие).
Работа пролетной части покрытия характеризуется максимальными прогибами 0,596 м, проявившимися в центральной зоне покрытия при варианте 2 нагрузок, а наибольшими прогибами в центре покрытия 0,561 м при варианте 1. Максимальные напряжения в мембране получены при варианте 1 и равны о = 194,5 МПа. Максимальные растягивающие усилия в диагоналях составили 15 470 кН, что соответствует напряжению 99,2 МПа. С учетом местного изгибающего момента в зоне примыкания диагонали к опорному контуру напряжения в ней достигли 156,2 МПа.
357
Прогибы при равномерно распределенной нагрузке представляют собой плавные кривые с незначительным переломом в зоне сопряжения мембраны с диагоналями. Прогибы покрытия в местах опирания на опорный контур практически отсутствуют и определяются вертикальными перемещениями контура.
Следует отметить, что максимальный прогиб от нормативной нагрузки 0,45 см.
На характер распределения напряжений в мембране существенное влияние оказало включение в состав покрытия диагоналей. В зонах сопряжения мембраны с диагоналями напряжения в мембране резко снижаются. Обращает на себя внимание, что наибольших значений напряжения достигают в 1/4 части покрытия.
Эпюры, отображающие напряжения относительно оси х, близки по значениям и очертанию к эпюрам распределения напряжений в мембране относительно оси у, ввиду того что геометрия покрытия близка по своим параметрам в обоих направлениях.[13]
Экспериментальное исследование модели покрытия
Исследование выполнялось на модели, выполненной в масштабе 1 : 20 натуры и имела размеры в плане 3,3 X 3,6 м. Модель испытывали на действие статической нагрузки при упругой работе материала. Опорный контур покрытия сечения 280 X 7,15 мм имел параболическое очертание со стрелкой провисания 270 мм (1/16L) и 214 мм (1/16, 5L) соответственно для сторон 3,3 и 3,6 м. В середине покрытия диагонали соединялись специальным элементом друг с другом. Сверху по диагоналям укладывался алюминиевый лист толщиной 0,5 мм. По контуру мембрана обрамлялась стальными полосами сечением 50 X 3. (рис. 9.5)
Модель испытывали при шести схемах расположения нагрузки на мембране (рис. 9.19) Схемы I, II и IV соответствовали расчетным случаям расположения временной (снеговой) нагрузки на покрытия, а схемы III, V и VI имитировали различные случаи неравномерного загружения. Максимальная равномерно-распределенная нагрузка достигала 4800 Н/м2. В качестве нагрузки применяли песок в пакетах и чугунные грузы весом 200 Н каждый.
Наибольшие перемещения оболочки при всех схемах загружения зафиксированы примерно в 1/4 части пролета. Так, прогибы в этих зонах при равномерно распределенной нагрузке (схема I) превышают на 6,5% прогибы середины покрытия.
При несимметричных загружениях прогибы достигли максимальных значений в зонах приложения наибольших нагрузок.
Максимальный прогиб зафиксирован при I схеме, он составил 1/200 части пролета модели.
При загружении модели несимметричными нагрузками по схемам III, V, VI характер распределения прогибов напоминает S-образное симметричное очертание.
При несимметричных загружениях по схемам II в IV наибольшие напряжения зафиксированы в зонах с максимальной нагрузкой, а наименьшие — в зонах, где нагрузка минимальна. Этот характер распределения напряжений особенно четко проявился в III, V и VI схемах, когда нагрузка располагалась лишь на отдельных участках покрытия. Здесь напряжения в загруженной части в 5—6 раз превышали напряжения незагруженных участков.
Максимальные значения напряжений при загружении по схемам I, II и IV отличались друг от друга на 10—15%.
Для диагональных подкрепляющих элементов при всех случаях нагружения усилия растяжения имеют наибольшие значения в углах и наименьшие в середине пролета.
358
Характер деформирования опорного контура для всех схем загружения выражался перемещением внутрь покрытия середины сторон при практически не смещаемых углах.
Распределение продольных сил в опорном контуре при всех случаях загружения происходило довольно равномерно. Наибольшие значения усилий сжатия зафиксированы по углам опорного контура, наименьшие — в середине его сторон.
При загружении покрытия как равномерно, так и неравномерно распределенной нагрузкой, угловые колонны оказались растянутыми, а колонны, расположенные в пролете,— сжатыми.
Сопоставление теоретических и экспериментальных эпюр прогибов показало, что качественно они совпадают, а по своим значениям имеют различие в средней зоне покрытия и хорошее совпадение в 1/4 части пролетов. Это несовпадение величин прогибов, по-видимому, вызвано наличием начальных несовершенств модели.
Теоретические прогибы при всех случаях загружения превышают соответствующие экспериментальные.
Максимальные значения напряжений при схеме 1 практически совпадают с теоретическими значениями, при схеме II разница достигает 5—15%, а при схеме IV 3 10%.
Максимальные усилия (в зоне крепления диагонали к опорному контуру), полученные в эксперименте при I схеме загружения, равны 45,25 кН, а определенные расчетом — 46,58 кН, т. е. расхождение составляет всего 3%. Близкое совпадение значений усилий наблюдается и при других случаях загружения покрытия.
Распределение продольных сил по длине опорного контура как в эксперименте, так и по данным расчета довольно хорошо согласовывалось. Различие между максимальными и минимальными усилиями в эксперименте составляет 25—30%, а по расчету 27—33%. Наибольшие значения продольных сил зафиксированы при загружении покрытия равномерно распределенной нагрузкой. При этом максимальные теоретические значения продольных сил на 20% превышают полученные в эксперименте.
Из сопоставления эпюр распределения изгибающих моментов по длине сторон опорного контура следует, что максимальные теоретические значения превышают экспериментальные на 15—20% при качественном совпадении. [14]
Монтаж покрытия выполняло первое МСМУ треста «Стальмонтаж». В июле-декабре 1977 г. на производственной базе треста «Стальмонтаж» производили укрупнительную сборку лент из нержавеющей стали в полотнища размером 5,9 X 60 м с одновременным их рулонированием для транспортировки к месту монтажа.
Монтаж покрытия начинали со сборки и сварки восьми полос диагональных элементов длиной 42,1 м и переменной ширины. Затем укрупненные элементы раскладывали попарно вдоль диагоналей пола и объединяли их только в центре покрытия. После этого по диагоналям раскатывали рулокированные полотнища мембраны и сваривали между собой точечной сваркой и сплошным угловым швом по кромкам. Крепили мембраны к диагональным элементам комбинированным (точечным и нахлесточным) соединением.
Перед подъемом мембрану разрезали по диагонали, в результате чего получались четыре треугольные в плане мембраны, связанные друг с другом только в центре диагональными элементами. Покрытие поднимали в проектное положение за четыре угла с помощью восьми электромеханических подъемников грузоподъемностью 50 т каждый. В качестве направляющих для подъемных цапф мембраны служили подъемные колонны высотой 28 м.
359
a)
Рис. 9.2 la,б Процесс подъема мембранного покрытия а) - начало подъема;
б) - покрытие поднято.
360
Рис. 9.22 План и разрез плавательного бассейна.
1	— подиум;
2	— помещение для прыжковой и демонстрационной ванн;
3	— контур прыжковой ванны;
4	— контур демонстрационной ванны;
5	— помещение для тренировочной ванны;
б	— контур тренировочной ванны;
7	— пилоны;
8	— разделительная перегородка;
9	— колонны, поддерживающие арки;
10	— висячие фермы;
11	— трибуны;
12	— ванны.
На первом этапе поднимали углы мембраны примерно на 4 м, тогда как середина еще касалась пола, при этом происходило клиновидное раскрытие диагонального зазора между мембранами от 50 мм в центре до 394 мм у подъемных колонн. Учитывая что образовавшаяся таким образом стрела провисания соответствует расчетной, щель между диагональными элементами заглушали и система приобретала геометрическую неизменяемость. Таким образом, в процессе подъема плоская поверхность преобразовывалась в четыре сопряженные цилиндрические поверхности (рис. 9.21). Подобный прием преобразования плоской поверхности в сопряженные цилиндрические был осуществлен впервые в строительной практике. [15]
§ 9.7 Плавательный бассейн на проспекте Мира.
Конструктивное решение
Здание бассейна представляет собой овальное в плане сооружение (с размерами по осям 126 X 104 м) общей площадью 10 000 м2, высотой около 40 м. На продольной оси здания расположены демонстрационная и прыжковая ванны, вдоль них — постоянные и временные трибуны на 15 тыс. зрителей.
Строительные конструкции были разработаны ОСК управления Моспроект-2 (Ю. В. Рацкевич, О. Л. Федорова) совместно с лабораторией новых форм металлических конструкций ЦНИИСК им. Кучеренко (Н. С. Москалев). [16]
Наибольший интерес представляют конструкции большепролетного покрытия, основными из которых являются: висячие фермы, образующие само покрытие, контурные арки и поддерживающие их колонны. Распор контурных арок воспринимается массивными железобетонными пилонами (рис. 9.22)
Висячие решетчатые фермы работают аналогично нитям, обладающим изгибной жесткостью.
Большая стрела провисания ферм позволила снизить величину распора до 1000—1300 кН при пролете около 100 м и позволила не только облегчить
361
сами висячие фермы, но дало возможность разгрузить арки, для которых распор ферм является основной нагрузкой. Фермы высотою 2,5 м расположены поперек оси здания, параллельно друг другу, с шагом 4,5 м; они крепятся к железобетонным опорным аркам, расположенным в наклонных плоскостях, и образуют седловидное покрытие. Общая устойчивость покрытия обеспечивается жесткостью арок, системой связей и опорами. Верхний пояс имеет криволинейное параболическое очертание, он выполнен из вальцованного швеллера № 40 (сталь 14Г2). Нижний пояс, имеющий ломаное очертание, приблизительно параллелен верхнему поясу, он выполнен из швеллера. Система вертикальных в горизонтальных связей обеспечивает жесткость покрытия в поперечном и продольном направлениях. Железобетонные контурные арки расположены в наклонных плоскостях, под углом к горизонту 27°26' и развернуты относительно продольной оси здания на 5° 14'. Угол наклона плоскостей выбран близким к направлению реакций висячих ферм.
Опалубка арок из листовой стали (14Г2) представляет собой жесткий короб, открытый сверху. Жесткость опалубки обеспечивается постановкой диафрагмы, горизонтальных и вертикальных ребер.
Металлическая опалубка наряду с арматурой включена в работу железобетонного сечения арки. Совместность работы опалубки с бетоном достигается сцеплением внутренней поверхности листа с бетоном и, главным образом, наличием ребер. Арматура арки из стержней диаметром 40 и 25 мм класса А-Ш.
Опорные шарниры арки выполнены из слябов стали 10Г2С1, остроганных по цилиндрическим поверхностям. Осевая сила, действующая в арке, передается через контактную поверхность верхнего балансира на нижний. Сдвигающая сила, порядка 5000 кН, передается на шпонки, приваренные к несущему балансиру.
Промежуточные колонны, поддерживающие арки по периметру, сечением 500 X 900 мм, состоят из четырех уголков 200 X 20 мм, скрепленных решеткой из уголков 100 X 10 мм.
Устойчивость колонн обеспечивается системой постоянных вертикальных связей и распорок, а также закреплением на отметке + 10,5 м к монолитному перекрытию.
В связи с необходимостью увеличения полезного объема здания, очертание арок существенно было отклонено от рационального, при котором их изгиб был бы минимальным. В связи с этим масса несущих конструкций оказалась несколько завышенной и составила 138 кг/м2.
Расчет покрытия
Поскольку очертание поясов ферм близко к параболическому, то усилия в них мало зависят от пролета ферм (если считать опоры неподвижными) и при полной нагрузке близки одно к другому.
Основная нагрузка фермы (вес кровли и снега) ложится непосредственно на верхний пояс, при этом изгибающий момент от действия внеузловой нагрузки в панелях частично погашается вследствие криволинейности растянутого пояса. Другая часть нагрузки — подвесной потолок, ходовые мостики, оборудование — передается непосредственно на нижний пояс.
Наиболее неблагоприятно для поясов расположение снеговой нагрузки по всему покрытию, а для решетки — на половине площади покрытия при односторонней загрузке пролета ферм.
Загружение по первой схеме складывается из веса покрытия 1500 Н/м2 и временной снеговой нагрузки, принимаемой с учетом коэффициента 1400-1,2=1680 Н/м2. Итого полная равномерно распределенная нагрузка 3180 Н/м2.
362
Загружение по второй схеме: постоянное - вес покрытия 1500 Н/м2, временное — снеговая с учетом коэффициента с 1400 0,8 =1120 Н/м2, всего 2620 Н/м2.
Фермы были проверены также на нагрузку от снега, лежащего в средней трети пролета.
Для удобства расчета условно принималось, что все нагрузки были сосредоточенны в узлах.
Так как перемещение арок зависит от загружения всего покрытия, независимо от нагружения отдельной фермы, расчет каждой фермы на ту или иную комбинацию нагрузки приходилось вести дважды: как при неподвижных, так и при подвижных опорах. Перемещения опор ферм принимались равными соответствующим горизонтальным перемещениям арок. Расчет проводился на ЭВМ по деформированной схеме с использованием программы АР—НГ (по шифру ЦНИИСК), при этом узлы ферм принимались шарнирными. Для этой цели нагрузка была разделена на 9 этапов (по частям 0,05; 0,05; 0,1; 0,1; 0,15; 0,15; 0,2; 0,2 от полной нагрузки). На каждом этапе нагружения учитывалась деформация фермы от предыдущих этапов нагружений, при этом были определены деформации узлов и опор, усилия в стержнях под различными видами нагрузки.
Для иллюстрации рассмотрим результаты расчета фермы, имеющей наибольший пролет, максимальную стрелу провисания и достаточно большое взаимное сближение опор.
Смещение опор ферм способствует резкому увеличению прогиба. При достижении элементами нижнего пояса предела текучести прогиб увеличивается еще больше. В то же время эксплуатационный прогиб фермы от нормативной временной нагрузки с учетом смещения опор оказался не столь велик и не превысил 1/420 пролета.
Расчет на полную нагрузку по всему пролету при неподвижных опорах показал. что усилие растяжения в приопорной панели верхнего пояса достигло 1181 кН и постепенно уменьшилось к середине пролетало 671 кН. Максимальные напряжения от осевого растяжения достигли 19 300 Н/см2, а с учетом краевых напряжений, вызванных изгибающим моментом от поперечной нагрузки, напряжения в поясе приблизились по значению к расчетному сопротивлению.
Растяжение в нижнем поясе было сравнительно небольшим, в крайней к опоре панели оно равнялось 126 кН, постепенно нарастая к середине пролета, где оно достигло 396 кН. Стержни решетки были мало загружены, максимальное усилие сжатия в стержне 3—5 не превышало 50 кН, что значительно ниже определенной согласно СНиП, критической силы Nкр = 119 кН. Прогиб фермы при неподвижных опорах был сравнительно мал, в середине пролета он составил 10,3 см.
Сближение опор существенно изменило картину напряженно-деформированного состояния. Расчет на полную нагрузку при учете отклонения каждой из опор показал, что ферма получает большой дополнительный прогиб. В верхнем поясе усилия снижаются в первой панели до 991 кН, а в середине пролета — до 20 кН, т. е. растяжение в середине верхнего пояса почти полностью исчезает и усилие переходит в нижний пояс, в котором оно возрастает с 232 кН в опорной панели до 921 кН в середине пролета. Для нижнего пояса, состоящего из швеллера № 20, такое усилие будет чрезмерным, поскольку в нем начнет развиваться текучесть материала.
Текучесть материала, как показали расчеты, начинается в одном определенном стержне, усилие в котором при дальнейшем нагружении не растет. Дальнейшее нагружение привело к повышению усилий в верхнем поясе, работающем упруго, при полном загружении оно достигло 1021 кН в крайней
363
панели и 175,4 кН в середине пролета (вместо 20 кН при неучете текучести материала).
Неравновесная нагрузка — снег на половине пролета и снег в средней трети — вызывала перемещение фермы в сторону нагрузки и изгиб на нагруженном участке. При этом в отдельных стержнях верхнего пояса полностью исчезало растяжение и возникало сжатие, которое без релаксирующего эффекта текучести нижнего пояса достигало 180—190 кН. [ 17]
Монтаж покрытия
Конструкции покрытия изготовлены на Молодечненском ЗМК. Монтаж металлических и железобетонных конструкций выполнен монтажным управлением № 28 треста Спецстальконструкция. Проект производства работ по монтажу конструкций плавательного бассейна разработан ВНИПИ Пром-стальконструкция. Большая часть металлических конструкций была изготовлена Всесоюзным объединением Союзстальконструкция. По предложению треста Спецстальконструкция внутри корпуса был установлен башенный кран БК-1000 для монтажа колонн и стальных арок. Применение этого крана в сочетании с другими кранами (КБ-160) позволило значительно сократить сроки монтажа. Окончательно принятая последовательность монтажа следующая (рис. 9.23)
I	этап — одновременный монтаж арок и поддерживающих их конструкций, подтрибунных этажерок и подиумов;
II	— монтаж висячих ферм покрытия и обеих ванн;
III	— монтаж тренировочной ванны и перекрытий над ней;
IV	— монтаж подвесного потолка.
Всего было смонтировано 6540 т металлических конструкций и 8924 м3 сборного железобетона.
Ввиду того, что устройство монолитных стен жесткости и монолитных участков, придающих каркасу устойчивость, своевременно выполнено не было, между колоннами, несущими арки, были установлены монтажные вертикальные связи. Монтаж колонн производился двумя подъемами. Элементы арок укрупняли на складе металлоконструкций в блоки, масса которых достигала 37 т. Блоки доставляли к месту монтажа автотранспортом на специально изготовленной тележке грузоподъемностью 50 т. Первым был смонтирован блок массой 37 т у северной опоры. Блоки устанавливали в направлении от устоев к замку арки. Каждый блок опирался на две колонны; стык блоков выполнен в пролете между колоннами.
Большой интерес представляет монтаж криволинейных ферм, пролет которых достигал 105 м. Для их монтажа внутри монтируемого помещения были установлены две продольные эстакады, расстояние между которыми равнялось 43 м. Перед подачей на монтаж на складе было выполнено частичное укрупнение ферм. Окончательное укрупнение ферм производили в вертикальном положении на выносных консолях в зоне действия крана. Первые две фермы были полностью укрупнены внизу на земле. Однако большая часть криволинейных ферм смонтирована из трех элементов. Вначале монтировались крайние части, различные для каждой фермы, затем средние части ферм, имеющие одинаковую длину 43 м. Крайние части фермы одним концом шарнирно подвешивались к аркам, другим опирались с помощью рихтовочного приспособления на эстакаду. Рихтовочное приспособление представляет собой постамент с опорной стойкой, по которой с помощью домкрата вертикально перемещалась обойма. Постамент захватами крепился к балкам эстакады. На обойме были предусмотрены консоли, на которые опирали верхние пояса стыкуемых частей ферм. Приспособление
364
Рис. 9.23 Схема монтажа конструкций покрытия.
1 - кран БК - 1000; 2 - кран КБ - 160. 2; 3 - тумба, рихтовочное устройство; 4 - эстакада временных опор.
Рис. 9.24 Процесс монтажа покрытия.
обеспечивало совмещение стыкуемых концов и позволяло точно устанавливать стык в проектное положение (по высоте и в плане).
После сварки верхних поясов ферму раскружаливали (путем перемещения обоймы вниз с помощью реечного домкрата). Нижние пояса криволинейных ферм сваривались после полного проектного загружения постоянной нагрузкой — весом кровли, мостиков и т. д. Фермы монтировали последовательно, одну за другой, полностью раскружаливая каждую после сварки узлов верхнего пояса. Из-за криволинейного очертания ферм
365
профилированный настил монтировали поэлементно листами 660 X 9300 мм. Направление монтажа — от центра (оси симметрии) к аркам. Профилированный настил подавался кранами в пакетах. К верхнему поясу ферм настил крепился само-нарезными болтами диаметром 6 мм. (рис. 9.24)
Качество сварных соединений контролировалось: 1) внешним осмотром всех сварных швов и измерением катетов швов по всей длине; 2) ультразвуковым способом всех узлов подвески ферм к аркам, всех узлов стенок металлической опалубки арки, а также узлов опирания арки; 3) просвечиванием швов проникающим излучением (не менее 2% всех силовых швов). [18]
Натурные исследования деформаций каркаса при монтаже плавательного бассейна
Натурные исследования каркаса плавательного бассейна при нагрузке от веса покрытия и снега в общем хорошо подтвердили расчетные данные и результаты испытаний на модели. Однако выяснилось, что перемещения пилонов, на которые опираются контурные арки, оказывают значительное влияние на перемещения арок и соответственно на перемещения опорных узлов висячих ферм и вершин колонн, поддерживающих арки. По проекту пилоны не имели между собой распорки и при расчетной нагрузке на покрытие (q = 2,9 кН/м2) воспринимали от арок продольную силу 14 120 кН, вследствие чего получали взаимное сближение по оси у около 20 см и перемещение по оси х 10—11 см. При этом суммарные перемещения контурных арок от нагрузки на покрытие и смещение пилонов вызывали перенапряжение некоторых висячих ферм и колонн по контуру здания. В целях стабилизации пилонов и уменьшения перемещений арок по рекомендации ЦНИИСК им. Кучеренко между пилонам № 1 и 2 сооружена трубобетонная распорка диаметром 900 мм, заполненная бетоном. Эта мера благоприятно повлияла на работу висячих ферм и колонн, однако оказалась недостаточной.
Анализ напряженно-деформированного состояния висячих ферм покрытия при различных видах возможной нагрузки и ,учете взаимного сближения опорных узлов показал, что пояса ферм, выполненные из швеллеров (верхний № 40 и нижний № 20) неравнопрочны. Поэтому при полном загружении расчетной нагрузкой в верхнем поясе некоторых ферм появляется сжатие, а в нижнем поясе текучесть металла. Кроме того, в некоторых стержнях решетки ферм, которая выполнена из одиночных уголков 100 X 100 X 10 мм, возникают силы, вызывающие потерю устойчивости при неравномерных временных нагрузках.
Из рассмотренных возможностей, исключающих возникновение текучести нижнего пояса и потерю устойчивости стержней решетки, выбран способ регулирования усилий в стержнях путем изменения порядка монтажа висячих ферм. Принятый порядок монтажа позволил передать усилия от постоянной нагрузки 1,5 кН/м2 (вес покрытия, подвесного потолка, коммуникаций, мостиков и части оборудования) только на верхние пояса ферм. Для этого в фермах, монтируемых из трех звеньев, стыки выполнялись только в верхнем поясе, а нижний пояс оставался разомкнутым до конца монтажа. Благодаря этому верхний пояс работал как гибкая нить и воспринимал всю цепную силу от постоянной нагрузки, а усилия в решетке и нижнем поясе были незначительны. Перемещения контурных арок от постоянной нагрузки также не оказывали неблагоприятного влияния на напряженное состояние ферм. После соединения звеньев нижнего пояса висячие фермы начали работать как жесткая нить, причем на работу фермы смогли оказать влияние лишь перемещения арок от временной нагрузки.
Такой метод монтажа висячих ферм позволил перераспределить цепные силы с нижнего пояса на верхний и разгрузить решетку, которая включается
366
в работу только от временных нагрузок. В результате этого мероприятия стержни ферм не испытывают перенапряжения, обеспечена их устойчивость, а также увеличена общая устойчивость ферм из плоскости и улучшилась работа связей покрытия.
Колонны по периметру здания воспринимают вес арок, междуэтажных перекрытий, витражей и ветровую нагрузку, передаваемую через витражи. Все колонны приняты одинакового сечения по высоте, размерами 900 X 500 мм, четырехветвевые из уголков 200 X 20 мм с соединением ветвей в плоскости меньшей жесткости планками и в плоскости большей жесткости решеткой из уголков 100 X 10 мм. Напряженное состояние колон определяется главным образом перемещениями контурных арок и соответственно вершин колонн. При этом максимальные изгибающие моменты возникают в сечении колонн в уровне первого междуэтажного перекрытия. Междуэтажные перекрытия связаны с колоннами посредством ригелей, передают на них вертикальную нагрузку, а в расчетном отношении являются шарнирными связями, препятствующими перемещениям колонн в горизонтальной плоскости (рис. 9.22). Напряжения в колоннах от продольной оси сравнительно невелики, всего 8—12 кН/см2, а напряжения от изгиба колонн в двух плоскостях от перемещений вершин достигают 15—16 кН/см2.
Для снижения напряжений от изгиба колонн при монтаже конструкций были приняты следующие меры:
1)	в узле соединения колонн с аркой диафрагма не устанавливалась, в результате чего узел работал как ограниченная заделка, а при моменте боле 800 кНМ становился шарнирным;
2)	все колонны в период монтажа не имели связи с междуэтажными перекрытиями выше отметки 10, 50 м, что позволило увеличить их свободную длину;
3)	изгибная жесткость колонн снижена на 20%, вследствие податливости решетки и расцентровки стержней решетки в монтажных стыках.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 9.
1.	Трофимов В. И., Гольденберг Л. И. Большепролетные покрытия олимпийских спортивных со-
оружений. Издательство Знание, 1984.
2.	Дыхоеичный Ю. А. Олимпиада-80 и научно-технический прогресс в строительстве. Опыт проектирования и возведения сооружений Олимпиады-80 в Москве. Общество «Знание» 1981 с.27— 4].
3.	Дыхоеичный Ю. А. Конструктивные формы большепролетных металлических конструкций в сооружениях Олимпиады-80 в Москве. Развитие металлических конструкций. Работы школ Н. С. Стрелецкого. М., Стройиздат, 1987, с. 229—237.
4.	Еремеев П. Г., Рацкевич Ю. В., Чертков Л. И. Конструктивное решение мембранного покрытия универсального стадиона на проспекте Мира. Большепролетные пространственные металлические мембранные и висячие покрытия Олимпийских сооружений. Стройиздат. М 1981.с. 36—54.
5.	Андреев О. О., Еремеев П. Г, Петров В. П. Расчет мембранного покрытия универсального стадиона. М., Стройиздат, 1981, с. 54—66.
6.	Трофимов В. И. Еремеев П. Г. Исследование моделей мембранного покрытия стадиона спорткомплекса «Олимпийский». Большепролетные металлические покрытия Олимпийских сооружений. М. Стройиздат, 1982. с. 4—18.
7.	Еремеев П. Г. Исследования и расчет конструкций покрытия стадиона спорткомплекса «Олимпийский» на стадии монтажа. Сборник научных трудов под редакцией В. И. Трофимова. М. Стройиздат, 1982.С. 90—102.
8.	Голъденберг Л. И. Аналитический расчет контурных арок велотрека в Крылатском. Большепро-
летные пространственные металлические мембранные и висячие покрытия Олимпийских сооружений. Под редакцией В. И. Трофимова. Стройиздат. М. 1981. С. 80—98.
9.	Гольденберг Л, И. Исследование модели седловидных мембранных оболочек покрытия велотрека в Крылатском. Большепролетные мембранные покрытия Олимпийских сооружений М., Стройиздат, 1981,с. 20—37.
10.	Мельников В. М. Численные исследования напряженно-деформированного состояния тонколистовой оболочки велотрека. М.. Стройиздат, 1981, с. 99—109.
367
11.	Гольденберг Л. И., Иванов А. Г. Монтаж стальных конструкций пространственного покрытия велотрека в Крылатском. М. Стройиздат, 1982. с. 103—113.
12.	Илленко К. Н., Микулин В. Б. Конструктивное решение мембранных покрытий универсального спортивного зала в Измайлове. М., Стройиздат, 1981, с. 135—148.
13.	Ульпи В. В., Микулин В. Б. Расчет мембранного покрытия Универсального спортзала. Большепролетные пространственные металлические мембранные и висячие покрытия Олимпийский сооружений. М., Стройиздат, 1981, с. 148—159.
14.	Микулин В. Б. Исследование модели покрытия дворца спорта «Измайлово». Сборник научных трудов под редакцией В. И. Трофимова. М. Стройиздат, 1982. с. 47—60
15.	Лобов Е. М., Микулин В. Б., Полуянов Е. П. Монтаж покрытий дворца спорта «Измайлово». Сборник научных трудов под редакцией В. И. Трофимова. М. Стройиздат, 1982. с. 122—134.
16.	Москалев Н. С., Рацкевич Ю. В., Федорова О. Л. Конструкции висячего покрытия плавательного бассейна. М., Стройиздат, 1981, с. 109—121
17.	Москалев Н. С., Курбанов Б. М., Васнецов П. Б. Расчет и анализ работы висячих ферм покрытия плавательного бассейна. М., Стройиздат, 1981, с. 121—135
18.	Москалев Н. С., Тимофеевич В. С., Гофштейн Г. Е, Монтаж конструкций покрытия плавательного бассейна спорткомплекса «Олимпийский». М. Стройиздат, 1982. с. 113—121.
368
Глава 10.
ПРОЛЕТНЫЕ КОНСТРУКЦИИ, РАБОТАЮЩИЕ СОВМЕСТНО С ОГРАЖДЕНИЕМ
Введение
На протяжении длительного времени инженерная мысль неоднократно направлялась на изыскание возможностей включения ограждения в работу основных пролетных конструкций. За рубежом еще в пятидесятых-шестидесятых годах было разработано немало оригинальных покрытий, объединяющих в себе несущие и ограждающие функции, заинтересовавших не только инженерные, но и широкие общественные круги. Но не все такие конструкции получили широкое применение. Так, например, оригинальные системы «пиродек», состоящие из набора алюминиевых тонкостенных «пирамид», использованные для покрытия здания Международного Союза Архитекторов в Лондоне и ряда других небольших сооружений, распространения не получили из-за сложности общестроительного обустройства и эксплуатации (трудности утепления, возможности образования снеговых мешков, отвода атмосферных вод). Значительное распространение за рубежом получили складчатые своды, выполняемые из тонколистового алюминия пролетами до 30 м. Триумфальный успех, особенно в США, завоевали геодезические купола системы Фуллера, собираемые из перегнутых ромбических или шестигранных ячеек, усиленных трубчатыми распорками. Широкое применение металлических кровель в отечественном строительстве с использованием профилированного настила дало толчок к разработке и реализации в нашей стране идеи совмещения.
К наиболее ранним конструкциям такого типа относятся шпренгельные панели пролетом 6 м из профилированного настила, в которых гофр расположен вдоль панели и усилен шпренгелем. Панели с использованием профилированного листа на большие пролеты предусматривали наличие каркаса, в работу которого включался настил. Осуществлялись большепролетные конструкции, в работу несущего каркаса которых достаточно эффективно включался профилированный настил.
Нашедшие признание за рубежом своды из ромбических элементов у нас не получили распространения из-за сложности их утепления и большой протяженности стыков в местах дождевых стоков.
Широкое распространение у нас получили подобные по классу покрытия из лоткообразных алюминиевых панелей, имеющих по размеру большие отправочные марки и меньшее количество монтажных швов при расположении их вне дождевого потока.
Использование гладкого тонкого листа, работающего по мембранной схеме, позволило разработать ряд новых эффективных пролетных конструкций, в которых идея совмещения нашла яркое выражение. К таким конструкциям относятся преднапряженные панели, которые впоследствии переросли в большепролетные «блоки» покрытия. Равным образом мембранные ограждения с успехом совмещают несущие и ограждающие функции в большом классе стержневых пролетных конструкций.
Ниже приводятся конструктивные решения, исследования и принцип расчета подобных конструкций.
369
§ 10.1 Тонколистовые складчатые своды
В практике строительства нашли применение складчатые своды, выполняемые в большинстве случаев из тонколистового алюминия пролетом 12; 18; 24 и 30 м. Складчатые своды компонуются из лоткообразных, ромбических или прямоугольных элементов, перегнутых по диагонали. В некоторых случаях используются раздвижные своды с серповидными гранями. Чаще всего отдельные элементы свода имеют отбортовку для соединения одного с другим на болтах.
Одно из достоинств складчатых конструкций — возможность унификации их элементов и изготовления «на склад». Это условие хорошо выполняется для однопролетных зданий правильной полигональной формы.
Опыт эксплуатации складчатых зданий, в частности выполненных из лоткообразных элементов, показал, что в случае повреждения или выхода из строя одной или нескольких складок эксплуатация здания не нарушается, замена поврежденных элементов новыми выполняется без особых усилий и устройства каких-либо поддерживающих конструкций. Складчатые конструкции, выполненные из алюминия, практически обладают неограниченным сроком службы при почти полном отсутствии эксплуатационных расходов. Двадцатилетние наблюдения над этими зданиями не выявили заметных признаков коррозии [ 1]. Под действием нагрузок в сводах возникают сжимающие усилия и изгибающие моменты, в результате чего все сечение свода оказывается сжатым или на одной части сечения возникает сжатие, а на другой — растяжение.
Одна из первых работ в Союзе по исследованию характера работы тонкого алюминиевого листа при развитии внутренних усилий была проведена в ЦНИИСК на модели многогранного алюминиевого свода из ромбовидных элементов.[2] [Рис. 10,1а] Исследования показали, что тонкие листы вблизи углов перегиба воспринимают нормальные напряжения. Начиная с определенного расстояния от угла перегиба, лист не воспринимает сжатие и теряет устойчивость. При этом в зависимости от напряженного состояния свода рекомендовалось принимать два расчетных сечения свода. Когда по всему сечению действуют нормальные сжимающие напряжения, то за расчетное сечение принимается часть сечения у углов перегиба на длине Сиу свесов на длине к (рис. 10.1.6 схема I). Их значения при выполнении складов из алюминия:
с = 1,16/ Л^Е/Ry; к = 12/,
где t — толщина листа; Ry — расчетное сопротивление; Е — модуль упругости. Когда в сечении действуют сжимающие и растягивающие напряжения, то в сжатой зоне за расчетное сечение принимаются только участки сечения на длине с и к, а в растянутой зоне — вся площадь (см. рис. 10.1,6. Схема II)
Результаты этих исследований были реализованы ЛенЗНИИЭП при разработке алюминиевых цилиндрических сводов из ромбовидных или прямоугольных элементов, перегнутых по диагонали (рис. 10,2а) предназначенных для гражданских, промышленных и сельскохозяйственных зданий, в том числе для строительства в отдаленных районах.
Дальнейшие исследования воспринятия сжимающих напряжений тонким листом в местах его перегиба осуществлялись на полигональных сводах, предложенных и разработанных в УкрНИИПСК соискателем ЦНИИСК А. Я. Прицкером. Эти своды многоцелевого назначения, образуемые из унифицированных складок (рис. 10,26) нашли широкое применение в основном в складских зданиях. В настоящее время на их основе разработаны
370
Рис. 10.1 Тонколистовой свод из ромбических элементов.
о) экспериментальная модель; б) расчетная схема поперечного сечения, включаемого в статическую работу свода, схема I — все сечение сжато; схема II — в верхней части сечения действуют сжимающие усилия, в нижней — растягивающие; схема III — в верхней части сечения действуют растягивающие усилия, в нижней — сжимающие.
большепролетные складчатые оболочки, в том числе двухслойные, повышенной несущей способности [ 3|. (рис. 10.3) (Рис. 10.4)
Соискателем экспериментально и теоретически было показано, что расчетное сечение возможно увеличить за счет включения в него дополнительно узких полос (шириной равной «С»), примыкающих к нейтральной оси поперечного сечения (рис. 10.1 схема III)
Сравнение аналитического расчета, выполненного с использованием рассмотренных расчетных сечений, с результатами испытаний показало, что характер напряженного состояния и несущая способность в расчете и эксперименте согласовываются, однако деформативность испытываемой конструкции из ромбовидных элементов оказывается в 5—6,5 раза выше, нежели в расчетной схеме, а конструкций из лоткообразных элементов — в 3—3,5 раза выше.
Анализ экспериментальных данных показал, что большая деформативность сводов объясняется податливостью соединений и тем, что потерявшие устойчивость средние участки листа не обеспечивают цельности сечения. Разработкой новой модели расчетного сечения тонкостенного свода, которая бы оценивала повышенную деформативность системы, занимался
371
Рис. 10.2 Тонколистовые складчатые своды.
ст) цилиндрический свод и:< ромбовидных элементов:
6) складчатый полигональный свод.
Рис. 10.3 Однослойные складчатые своды и оболочки (с левой стороны не утепленные, с правой -утепленные)
и - на пролеты 12.. .18 м;
б - на пролеты 24. . ЗЬм;
«  - большепролетные складчатые оболочки,
1	профилированные элемсн ты толщиной ),4. . .2 мм
2	нательник:
3	- наклеенный или напенен ный гхффективный утепли тел к
4	стыковой уголок;
5	соединительный элемент
Рис. 10.4 Двухслойные складчатые своды повышенной несущей способности а па пролеты 12. . .18 м: б - - на пролеты 24 36 м;
I профилированные элементы:
2 нащельник.
3 утеплитель, вспененный в полости двухстснчатых элементов
аспирант ЦНИИСК Ю. М. Сазанович на оригинальной раздвижной конструкции свода [ 4]. Прежде чем осветить результаты этих исследований, вкратце опишем конструкцию, которая представляет собой ряд серповидных арок, верхние и нижние кромки которых шарнирно соединены друг с другом. В сложенном виде складки занимают малый объем и в таком виде доставляются на строительную площадку. Далее посредством лебедок система раздвигается, и ее ребра фиксируются на фундаментах. Характерной особенностью данной конструкции является то, что в процессе ее раздвигания резко сокра-
372
Рис. 10.5 Трансформируемый свод:
а - исходное положение;
б - формообразование свода;
1	- пакет;
2	- стойка;
3	- ригели монтажных подмостей;
4	- монтажные тяги
в - модель трансформируемого свода в процессе испытаний.
щается пролет и грани получают предварительное напряжение (рис. 10.5) Ю. М. Сазанович предложил две новые расчетные модели поперечного сечения свода. Согласно первой модели тонкий лист воспринимает поперечную нагрузку и передает ее на пояса, при этом учитываются мембранные усилия, в результате чего пояса работают как арки, деформируясь в упругой среде. Отпорность упругой среды в месте контакта с опорным контуром характеризуется коэффициентом «постели», зависящим от величины мембранных усилий вертикальной нагрузки и физико-геометрических характеристик складок. Прогиб поясов и внутренние усилия определили из решения системы вариационных уравнений методом Ритца.
Согласно второй модели тонколистовые грани свода аппроксимировались форменной системой, состоящей из поясов и треугольной решетки. Стойки решетки сжаты и ориентированы в радиальном направлении свода. Раскосы растянуты и располагаются под углом 45° к стойкам.
В рабочую площадь стоек, согласно экспериментальным данным, включается лист шириной 55 1 (где t - толщина листа). В рабочую площадь растянутых раскосов по аналогии с мембраной на квадратном отсеке включается лист шириной 3001 [5].
Рабочая площадь поясов принимается в соответствии с рис. 10.16 схема I.
Исходя из этих предпосылок, определялся прогиб и величина внутренних усилий под действием поперечной нагрузки, при этом учитывалось понижение жесткости условных сжатых стоек в соответствии с изгибом поверхности складок свода под действием поперечной нагрузки. Сопоставление расчетных данных с экспериментом показало: перьая расчетная схема обеспечивает удовлетворительную (в пределах 17%) сходимость расчетных
373
Рис. 10.6 Общий вид пластинчатого купола в г. Лонгвью
прогибов поясов свода с экспериментальными при воздействии на конструкцию распределенной нагрузки; расчетные и экспериментальные напряжения в верхнем поясе свода разнятся между собой в пределах 18%; вторая расчетная схема также приводит к удовлетворительной (в пределах 14%) сходимости расчетных прогибов поясов свода с экспериментальными при воздействии на конструкцию распределенной, а также сосредоточенной по нижнему поясу нагрузок; расчетные напряжения в поясах свода близки к напряжениям, полученным согласно расчетной схеме на рис. 10.16, схема I.
§ 10.2	Пластинчатые купола
Желание включить ограждение в статическую работу конструкции привело к так называемым пластинчатым куполам. Одним из первых представителей подобных решений является купол в г. Лонгвью (США) над университетским залом диаметром 91,5 м, стрелой подъема — 25,9 м. Купол выполнен из алюминиевых листов толщиною 3,18 мм. При этом расход алюминия составил 22,6 кг/м2.
Монтаж купола осуществлялся кольцевыми рядами начиная с верхнего. По мере сборки готовые части оболочки поднимались электроподъемниками с помощью стального кольца. Весь купол собран из 15 кольцевых поясов. Нижний край оболочки прикреплен к предварительно выполненному железобетонному кольцу, воспринимающему распор оболочки. Верхнее отверстие закрыто световым фонарем. На рис. 10.6 показан общий вид купола в г. Лонгвью. [6]
Новые конструктивные возможности для куполов открывает разработанная в США конструкция так называемого геодезического купола. [7] [ 8].
Одним из ранних представителей подобной конструкции является алюминиевый купол в Дирборне (США) — диаметром 28 м и весом 7,8 т, построенный за 30 дней.
Геодезические сборно-разборные куполы диаметром 35 м и весом по 11,5 т применяют в США для передвижных ремонтных ангаров-мастерских и отдельными элементами (по 45 кг) перевозят на самолетах.
В 1957 г. в Гонолулу (Гавайские острова) построен геодезический купол диаметром 44,2 м и весом 15,1 т для аудитории на 2000 человек.
Купол смонтирован методом подращивания с земли при помощи центральной мачты высотой 29,2 м и тросов и поставлен на 25 бетонных опор 38 рабочими за 20 рабочих часов. Несколько таких куполов построено и в США. 374
Рис, 10.7 Купол из ромбовидных алюминиевых панелей.
Один из них смонтирован при помощи надувных баллонов, использованных в качестве подмостей; предложено применять такие куполы в качестве силосов на 15 000 м3 зерна.
Плосколистовой геодезический купол диаметром 60 м и весом 27 т построен в 1959 г. на американской выставке в Москве. Для соединения листов купола толщиной 2 мм применены болты-заклепки (лок-болты) диаметром 8 мм.
Интерес представляет также купол собираемый из ромбовидных панелей, запроектированный ПИ-1 Минстроя РСФСР в виде оболочки диаметром 76 м, получаемой радиально-кольцевой разбивкой сферического сегмента (рис. 10.7).
Подобная разбивка по сравнению с другими способами построения поверхности, аппроксимирующей сферу, дает возможность создания крупноразмерной панели, позволяющей сократить число монтажных единиц и монтажных швов;
отсутствие западаний по линии ската исключает образование снеговых мешков и обеспечивает хороший сток воды;
этот способ построения возможно использовать для любой (не только сферической) поверхности вращения, например для эллипсоида, параболоида и т. п.
Купол собирают из гнутых листовых панелей толщиной 3 мм; жесткость купола в меридиональном направлении и местная устойчивость тонкостенных сечений обеспечиваются граненностью поверхности, т. е. ее геометрией. Кольцевая жесткость придается куполу посредством системы жестких распорок, образующих пять параллельных колец.
375
Купол собирают из панелей семи типов с длиной сторон 6 м. В каждый ярус входят 72 одинаковые панели. Размеры коротких диагоналей «ромбов» меняются от 3,3 м в нижнем ярусе до 1,2 м в верхнем; размер длинных диагоналей (несколько меньше 12 м) увеличивается снизу вверх. Листы панелей могут быть цельными, клепаными или сварными. «Глубина» панелей, от которой существенно зависит жесткость купола, изменяется от 28 см для нижнего до 37 см для верхнего ярусов.
В верхнем алюминиевом кольце оболочка купола защемляется, а к нижнему стальному опорному кольцу примыкает шарнирно. Плиты утеплителя крепят к распоркам, расположенным с внутренней стороны купола.
Небольшой вес купола (около 80 Т) позволяет монтировать его на земле методом подращивания. Купол собирают ярусами при помощи несложных механизмов (вес панели не превышает 200 кГ). Отдельные панели на монтаже соединяют по отогнутым кромкам заклепками или болтами; швы заполняют герметиком [7].
Радиально-кольцевая разбивка была применена и при построении поверхности эллипсоидального купола покрытия спортивного зала в Ленинграде, запроектированного также в ПИ-1 Министерства строительства РСФСР. Купол диаметром 60 м имеет высоту 13,5 м и образуется из панелей шести типов. Размер длинных диагоналей — «ромбов» составляет около 10 м, коротких — от 3 до 1,7 м. Выбор поверхности купола в виде эллипсоида позволяет увеличить «глубину» панелей нижних ярусов и этим повысить жесткость конструкции в поясе, примыкающем к опорному кольцу. «Глубина» всех панелей получается примерно одинаковой и равна 30—35 см. Купол увенчан круглым остекленным фонарем диаметром 17 м. Стальное опорное кольцо опирают на кольцевую галерею железобетонных стоек.
Расход алюминия на купол составил около 60 т или 16 кг/м2 помещения. [8]
§ 10.3	Предварительно-напряженные своды из профилированного стального настила.
За рубежом широкое распространение получили своды с применением профилированного настила пролетом до 30 м для строительства одноэтажных промышленных, сельскохозяйственных и общественных зданий. Так, в Германии подобные покрытия собираются из пространственных секций размерами 3 X 12 м, состоящих из изогнутого профилированного листа и прогонов, опирающихся на две шпренгельные фермы. Аналогичная конструкция, включающая продольные фермы с криволинейными поясами, разработана в Казанском инженерностроительном институте.
С целью упрощения изготовления предлагается отказаться от верхнего пояса фермы с передачей его функции исключительно профилированному настилу. При этом необходимо использовать эффект его предварительного напряжения. Действительно, искривление настила вызывает в оболочке изгибающие моменты противоположного знака моментам от нагрузки, тем самым способствует увеличению области упругой работы материала и, как следствие, увеличению несущей способности конструкции.
В Белорусском политехническом институте и ЦНИИСК им. Кучеренко в период 1990—1992 гг. производились разработки конструкций преднапряженных панелей и их расчета в упругой постановке по программе Лира — С. М. При этом конструкция рассматривалась как статически неопределимая рама в виде многоугольника из прямолинейных элементов под действием только равномерно распределенной нагрузки. Исследовалась конструкция пролетами от 6 до 12 м при варьировании нагрузок от 0,24 до 21,4 кН/м2.
376
Таблица 10.1
Геометрия оболочек при различной интенсивности нагрузки
Расчетная схема		Тил пастила по ГОСТ 24045 -НО	Характеристики конструкции			Максимально щпмож нам HarpvsKa, кН/м2
			стрела арки, м	нысота шире нгсл иной части* м	пролет, м	
					л	
		Н 1 J4—01лН U,У	о.зо	—	12	0,75
1 1 . т			0,50	-	15	0,60
			0,70	—	18	0,40
			0.90	-	21	0,35
			1.20	—	24	0,25
		И 75-750-0,9	0.09	-	6	0,90
			0,17	-	9	0,57
			0,27	—	12	0,45
			0,33	-	15	0.35
		Н 60 -845 -0.8	0,09	—	6	0,60
			0,18	-	9	0,40
			0,26	-	12	0,30
		Н 114- 600- 0,9	0,29	—	15	0,24
			0,20	0,90	9	2,0
			о.зо	1,20	12	1,4
	* 			0.50	1,50	15	0,87
	, 1/1	t/1 . t.	'.		0.70	1,80	18	0,65
			0,90	2,10	21	0,58
			1,20	2,40	24	0,40
		Н 75- 750 -0.9	0.09	0,60	6	3,10
			0,17	0,90	9	1.25
			0,27	1,20	12	0.90
			0,33	1.50	15	0.55
		Н 60- 845- 0.8	0.09	0,60	6	2,10
			0,18	0,90	9	0,86
			0.26	1,20	12	0.60
		11 114 -600-0,9	0,29	1.50	15	0,40
			0,20	0,90	9	21,40
			0,30	0,20	12	13,20
	’К		0,50	1.50	15	10,20
			0,70	1,80	18	9,50
	t/a t/s e/j					
	_ . e '	;		0,90	2.10	21	6,50
			1,20	2.40	24	2.70
		Н 75- 750 -0,9	0,09	0,60	6	23,50
			0.17	0.90	9	13,65
			0,27	1,20	12	8,40
			0,33	1.50	15	6.45
		Н 60- 845—0,8	0,09	0.60	6	16,00
			0.18	0.90	9	9,00
			0,26	1,20	12	5,50
			0.29	1,50	15	4,20
377
Расчетные схемы, используемый профилированный настил и максимально возможные нагрузки для соответствующих типов профилированного настила приведены в таблице 10.1.
Как видно из таблицы, при стрелке выгиба от 1/50 до 1 /20, обеспечивающих упругую работу материала, несущая способность листа существенно возрастает. С увеличением количества стоек подкрепляющей шпренгельной системы несущая способность панелей-оболочек существенно возрастает, почти в геометрической прогрессии. [ 9].
С 1992 г. в Белорусском политехническом институте проводилась корректировка некоторых ранее разработанных конструктивных решений, в частности вместо одной использовались две затяжки, что предотвращало скручивание панели при ее испытаниях на нессиметричную по ширине нагрузку [рис. 10.8], также осуществлялось обширное экспериментальное исследование конструкций на натурных образцах размером 3 X 12 м, отличающихся как формой, так и составом шпренгельного подкрепления [ рис. 10.9]. В качестве настила использовался профлист Н 114—660—0,8. При испытании в 12-ти характерных сечениях располагались тензорезистры, по 16 резистров в каждом сечении, что позволяло фиксировать не только нормальные усилия, но и изгибающие моменты. Общее количество тензорезистров составило 380 штук. Для регистрации вертикальных перемещений использовались прогибомеры, а горизонтальных — индикаторы часового действия.
Настил изгибался пригрузом или с помощью домкрата и фиксировался натяжением затяжек. Выгиб настила производился до появления признаков потери местной устойчивости. Исходя из этого условия стрела подъема для всех испытываемых панелей принималась одинаково равной 1 /36 пролета. При этом сжимающие напряжения в средней, более напряженной части оболочки превышали предел текучести на 17—20%.
Усилия, замеренные в настиле в конце формообразования имели следующие значения:
наибольший изгибающий момент, соответственно, для 1-го, 2-го и 3-го конструктивных вариантов — 2154, 1245, 1513 кНсм;
среднее значение нормальной силы — 28,5; 30; 28; 16 кН.
Как видно, значения изгибающего момента имеют существенное различие, а нормальные силы почти одинаковы для всех вариантов.
После формирования на большей части пролета очертание оболочки почти совпадало с квадратной параболой. Эпюры изгибающих моментов и нормальных сил в профнастиле соответствующих нагрузке по всему пролету для 1-ого конструктивного варианта приведены на рис. 10.10. Как видно, внешняя нагрузка интенсивностью 1,4 кН/м2 способствует уменьшению изгибающих моментов, возникающих при формообразовании на 12,4% и увеличению нормальной силы на 47,7%. При нагрузке интенсивностью 1 кН/м2 по всему пролету наибольший изгибающий момент в пролете составил: для 1-ого конструктивного варианта — 267 кНсм; для 2-ого — 192 кНсм и для 3-его — 268 кНсм.
Вертикальные перемещения под равномерной нагрузкой монотонно увеличиваются к середине пролета. Перемещения оболочки от нагрузки на половине пролета (17,02 мм) превышают наибольшие перемещения при нагрузке по всему пролету (12,58 мм).
Наибольшее горизонтальное перемещение опорных частей оболочки отмечалось при односторонней нагрузке, оно составило 1 /5000 пролета. При нагружении по всему пролету перемещение было в 2 раза меньше.
На основе проведенных испытаний представилось возможным сделать следующие выводы:
378
Рис. 10.8 Цилиндрическая панель-оболочка.
а) общий вид; б) разрез. 1 — профилированный лист; 2 — упор; 3 — распорка; 4 — нижний пояс.
Рис. 10.9 Схемы экспериментальных панелей-оболочек.
1, 2, 3—соответственно NN схем.
Рис. 10.10. Эпюры М и N для первого конструктивного варианта.
(9=1,4 кН/м2) ------— после формообразования; • ——— при нагрузке по всему пролету.
— Распределение напряжений по сечениям оболочки имеет существенный разброс, что объясняется чувствительностью тонкого листа к имеющимся искривлениям, неравномерной передачей нагрузки и т. д.
— Решающей нагрузкой, определяющей несущую способность системы, является нагрузка, распределенная по всему пролету. При определении перемещений — нагрузка на половине пролета.
— Из трех исследуемых конструктивных схем № 1 (рис. 10.9), наибольшей жесткостью и несущей способностью обладает первая (с тремя стойками), которая может рекомендоваться для пролетов 18 м и более. Для зданий с пролетом 15 м может быть использована вторая схема и для меньших пролетов — третья схема.
— В результате экспериментального исследования подтверждена достаточная несущая способность и жесткость предварительно напряженных оболочек из профилированного стального листа.
379
§ 10.4	Гиперболические оболочки из профилированных настилов
Рассматриваемые оболочки собираются из гиперболических панелей, изготавливаемых с применением стального профилированного настила* и предназначены для покрытий прямоугольных в плане зданий и сооружений пролетами до 24 м, не оборудованных подвесными кранами. Профилированный настил, обладающий незначительной поперечной жесткостью, позволяет без особых силовых воздействий придавать поверхности форму гиперболического параболоида. Покрытие образуется совмещением панелей по длинным сторонам для однопролетных зданий и совмещением панелей по длинным и коротким сторонам для многопролетных зданий. В некоторых случаях для уменьшения металлоемкости панелей следует применять шпренгельное подкрепление длинных сторон опорного контура. Конструкция ограждающей части покрытия принимается аналогично традиционным покрытиям по стальным профилированным листам.
Гиперболические панели состоят из пространственного опорного контура и пролетной конструкции и имеют прямоугольный план. Размер короткой стороны прямоугольника 3 м, а размер длинной стороны равен пролету здания. Углы панелей, лежащие на разных диагоналях прямоугольника, расположены по вертикали в двух уровнях с разностью отметок 1—1,5 м (рис. 10.11).
Длинные стороны опорного контура рекомендуется образовывать из одиночных холодногнутых и горячекатаных швеллеров или из прямоугольных труб. При этом стенки швеллеров следует укреплять поперечными ребрами жесткости с расстоянием между ними, равным 2,5—3 высотам сечения. Короткие стороны контура изготовляются из аналогичных профилей, но с горизонтально расположенной стенкой. Сопряжение длинных и коротких сторон опорного контура панелей одна с другой обеспечивается болтами нормальной точности или сваркой. Пролетная конструкция панелей образуется из листов профилированного настила с расположением гофр вдоль длинных сторон опорного контура. Применение здесь профилированного настила, имеющего незначительную поперечную жесткость, способствует уменьшению вертикального изгибающего момента в длинных сторонах опорного контура и, как уже отмечалось, позволяет довольно просто образовать поверхность в виде гиперболического параболоида.
На строительную площадку панели поставляются комплексными, т. е. с уже уложенными элементами ограждающей части покрытия и, при необходимости, с встроенными водоотводными воронками.
Перед подъемом каждого монтажного блока заделываются стыки между смежными панелями для обеспечения непрерывности слоев ограждающих элементов покрытия. Затем укладывается последний верхний слой гидроизоляционного ковра. После монтажа блоков стыки между ними заделываются.
К осуществленным складчатым покрытиям из гиперболических панелей пролетом 15 м относится спортивный зал в Витебске и склад в Минске. В настоящее время разработаны проекты спортивного зала пролетом 18 м для универмага «Беларусь» в Минске и эллинга пролетом 24 м на водохранилище в г.3аславле.(рис. 10,12) [10] [11].
А. С. СССР, № 916697, Покрытие. (В. И. Трофимов, Е. Ю. Давыдов, Н. Л. Нестеренко, А. И. Шатило), № 12, 1982.
380
Рис. 10.11 Общий вид покрытия из гиперболических панелей
1,2 корей кие и длинные с тороны панели;
3 — пролетная Конструкция;
4 — элементы жесткости;
5 — распорки
Рис. НК 1 2 Интеры-'р ск.тил-чагоги покрытия СНОрi ИНИН ги ла. :.i к I Ви I пи Кс
Гиперболические панели (рис. 10.13) изготовляются по стендовой технологии в следующем порядке. Листы профилированного настила объединяются между собой для образования пролетной конструкции требуемой длины и ширины; длинные стороны опорного контура укладываются на стенд на расстоянии 3 м друг от друга и к ним присоединяется пролетная конструкция; два противоположных угла панелей, лежащие на одной диагонали прямоугольника, поднимаются на 1—1,5 м, устанавливаются короткие стороны опорного контура и к ним присоединяется пролетная конструкция; осуществляется принудительный выгиб панелей; укладываются элементы ограждающей части покрытия, кроме последнего слоя гидроизоляционного ковра.
Панели были изготовлены с применением дюбельного соединения пролетной конструкции с опорным контуром. Общая трудоемкость изготовления панелей составила 0,375 чел. час/м2, в том числе на сборку 0,111 чел. чаС/м2. Панели транспортировались на строительную площадку в плоском виде, а там объединялись в монтажные блоки по две панели в каждом. При этом предварительно перед переводом панели из плоского состояния в проектное устраивалась кровля. Перед подъемом блока производилась заделка стыков между панелями, а на проектной отметке после монтажа блоков производилась заделка стыков между блоками.
381
Рис. 10.13 Схема панели в виде гиперболического параболоида
1,2 — длинные и короткие стороны опорного контура;
3 — пролетная конструкция из листов стального профилированного настила;
4 — элементы жесткости
Панели монтируются блоками из двух, четырех и большего числа панелей в зависимости от шага колонн и наличия грузоподъемных механизмов. В блоке углы панелей, лежащие на одном уровне, объединяются распорками и растяжками для образования геометрически неизменяемой конструкции. Длинные стороны опорного контура смежных панелей соединяются болтами.
Гиперболические панели рассчитывают в геометрически нелинейной постановке, основываясь на стержневой аппроксимации их поверхности. Для этого пролетную конструкцию заменяют ортогональной сеткой, в которой стержни А-го направления направлены вдоль гофр профилированного настила, а /-го — поперек гофр. Шаг стержней к-го направления принимается равным шагу гофр профилированного настила, а шаг Ьк стержней /-го направления равным 2—3 м. Стержни Л-го направления обладают изгибной жесткостью в вертикальной плоскости и жесткостью на растяжение. Стержни t-го направления имеют только жесткость на растяжение.
Нагрузки на панели приводятся к узловым Рп, приложенным в узлах ортогональной сетки.
Определение усилий в стержнях А-го и /-го направлений осуществляется в два этапа. На первом этапе вычисляются максимальные горизонтальные составляющие усилий в стержнях. На втором этапе учитывается изгибная жесткость стержней £-го направления.
Аспирантом ЦНИИСК Н. Л. Нестеренко производилось экспериментальное исследование модели покрытия и его стальных элементов [ 11].
Испытывались одна панель размером 2 X 12 м и блоки покрытия из двух и четырех панелей. Панели имели опорный контур из гнутых швеллеров сечением 250 X 120 X 6 мм и пролетную конструкцию из двух листов профилированного настила марки Н60 — 845 — 1, уложенных гофрами вдоль длинных сторон опорного контура, (рис 10.13)
При испытании блоков покрытия, для обеспечения геометрической неизменяемости системы, верхние и нижние углы панелей объединялись в подстропильную систему, раскосами которой являлись короткие стороны контура.
Все соединения были болтовыми. Материалом элементов покрытия являлась малоуглеродистая сталь.
Загружение панелей осуществлялось равномерно распределенными и сосредоточенными вертикальными и горизонтальными нагрузками.
В процессе эксперимементальных исследований были определены упругие прогибы пролетной конструкции и остаточные, вызванные раскрытием волн профнастила. При повторных нагружениях наблюдались только упругие прогибы. Максимальное значение остаточных прогибов пролетной конструкции, при напряжениях в материале соответствующих пределу его упругой работы, составило для всех высот подъема углов панелей около 1/65 их
382
пролета. Характер изменения остаточных прогибов по длине и ширине панелей хорошо описывается квадратной параболой.
Установлено, что приращения упругих прогибов пролетной конструкции при увеличении нагрузки и высот подъема углов панелей уменьшаются.
Максимально упругие прогибы пролетной конструкции наблюдались от равномерно распределенных нагрузок, расположенных по всему и на половине пролета панелей. При нагрузке по всему пролету интенсивностью 2,8 кН/м2, соответствующей пределу упругой работы материала пролетной конструкции, наибольшее значение ее прогибов для высот подъема углов панелей 500,750 и 1000 мм равно 1/77, 1/101 и 1/161 пролета покрытия.
Усиление пролетной конструкции элементами жесткости в виде полос приводит к существенному уменьшению ее прогибов. Это уменьшение для высот подъема углов панелей 500,750 и 1000 мм равно 44, 50 и 60%. (рис. 10.13).
§ 10.5	Включение мембранной кровли в статическую работу структурной плиты
Как известно, по характеру работы и распределению внутренних усилий структурные плиты можно подразделить на две группы. К первой относится система с геометрически изменяемыми ячейками поясных сеток, при которых система практически не воспринимает крутящие моменты и близка к работе перекрестных ферм. Ко второй группе относится система с геометрически неизменяемыми поясными сетками, при которых система воспринимает крутящие моменты, отчего усилия в поясах оказываются значительно меньшими, чем в первых системах и они распределяются более равномерно. Однако экономичность структур зависит не только от особенностей статической работы, но и не в меньшей мере от сложности узлового сопряжения. В этом отношении системы первой группы, объединяющие в узлах до 8 стержней (против 9—16 в системах второй группы) являются менее сложными в производстве и монтаже.
Целесообразно вовлечь простейшую систему в работу на кручение не добавлением диагональных стержней в поясные сетки, а включением в ее работу настила, обладающего необходимой жесткостью на сдвиг. При сравнительно небольшом размере ячеек поясной сетки одной из возможных кровель, способной воспринимать сдвиговые усилия и работать на поперечную нагрузку в двух направлениях, является мембрана, жесткость которой может быть повышена предварительным напряжением. Поскольку в структурах с ортогональной сеткой поясов узлы нижней поясной сетки приходятся в середине ячеек верхней сетки, преднапряжение легко осуществить путем распора мембранной ячейки посредством специальной штанги, опирающейся на нижний узел (рис. 10.14). В этом случае основная часть поперечной нагрузки практически не вызывает изгиба верхних поясов, а передается через штангу на нижние узлы. Верхние же пояса воспринимают в основном сжимающие усилия, что позволяет выполнять их из труб.*).
Высказанные суждения о возможности распорного способа преднапряжения и статических преимуществ таких систем нуждались в экспериментально-теоретическом обосновании, которое осуществлялось в ЦНИИСКе в двух направлениях.
• В. И Трофимов. Авторское свидетельство № 173909. Опубликовано в бюллетене «Открытия, изобретения, промышленные образцы и товарные знаки», 1965, № 16.
383
Рис. 10.14 Большая опытная модель структурной плиты с преднапряженной мембранной кровлей.
Первое исследование касалось изучения напряженного состояния мембраны под действием распорного усилия, а второе — работы преднапряженных панелей в составе стержневой плиты.
В первой части д. т. н. Л. И. Гольденбергом рассматривалась одна ячейка мембраны между поясами структуры в процессе ее преднапряжения, когда действует в ее середине сосредоточенная сила распора, передаваемая через штамп. Поскольку вблизи штампа происходит местное искривление поверхности, здесь задавалась своя форма деформирования поверхности и соответственно с этим задача разбивалась на два самостоятельных решения: в первом используется напряженно-деформированное состояние мембраны без учета местных искривлений, во втором — напряженное состояние у края штампа.
Используя метод С. П. Тимошенко в перемещениях и ограничиваясь первым рядом разложения были получены выражения напряженного состояния как на краю штампа, так и по всей поверхности мембраны [12]. Для проверки теоретических данных аспирантом ЦНИИСК Л. М. Пугачевской производилось экспериментальное исследование алюминиевой панели размером 4 X 4 м, толщина листа которой составляла 1 мм. Штамп, передающий на мембрану силовое воздействие сосредоточенной силы, представлял собой круглую стальную пластину диаметром 15 см. Сопоставление экспериментальных и теоретических данных дало вполне удовлетворительные результаты [13].
Экспериментальной проверкой возможности распорным способом предна-прячь не одну панель, а все мембранное покрытие структурной плиты и вовлечь его в общую работу системы занималась аспирант ЦНИИСК Л. М. Пугачевская [13]. Опытная модель в плане имела размеры 7,8 X 7,8 м и состояла из 36 квадратных ячеек со стороной 1,3 м и высотой 0,4 м (рис. 10.14). Нижние пояса и решетка выполнялись из стальных труб соответственно сечением 30 X 4 и 25 X 4 мм. Узловое сопряжение отдельных стержней осуществлялось посредством ванной сварки. Кровля и верхние пояса стержневой плиты выполнялись из 12 трехъячеечных алюминиевых панелей, ребрами которых служили уголки 40 X 5 и 32 X 3,2 мм, являясь одновременно и верхними поясами структуры. В качестве покрытия принят алюминиевый лист толщиной 1 мм. Для осуществления предварительного
384
Рис. 10.15 Эпюры прогибов опытной модели.
1	— экспериментальные прогибы при наличии преднапряжения;
2	— экспериментальные прогибы предварительно не напрягаемой мембраны;
3	— теоретические прогибы при аппроксимации преднап-ряженной мембраны двумя диагоналями;
4	— теоретические прогибы не напряженной мембраны, при ее аппроксимации одной диагональю.
Рис. 10.16 Стадия монтажа преднапрягаемых мембранных панелей на здании стадиона «Труд» в г. Иркутске.
напряжения на нижние узлы устанавливали стойки, снабженные у верхних концов гайками, в которые ввинчены болты. При вывинчивании болтов лист кровли распирался, и в нем возникали растягивающие напряжения. Модель нагружалась по нижним узлам сосредоточенными силами, каждая из которых равнялась 80, 160 и 240 кг.
На рис. 10.15 приводятся эпюры прогибов по двум главным осям покрытия. Как видно, в результате предварительного напряжения жесткость конструкций возросла почти в полтора раза. Однако в действительности система оказалась более деформативной, чем это следовало из теоретического расчета.
13 -5982
385
Рассмотренная структурная плита, в статическую работу которой вовлечено мембранное покрытие, реализована при строительстве покрытия спортивного корпуса стадиона ДСО «Труд» в г. Иркутске.
Здание размером в плане 42 X 42 м, вмещающее 3000 человек перекрыто структурной плитой из труб диаметром 114 мм (пояса) и 76 мм (раскосы), по которым уложены алюминиевые предварительно-напряженные распорным способом панели. Сопряжение узлов осуществлялось на ванной сварке. Общая расчетная нагрузка на покрытие составила 2,66 кН/м2, в том числе от собственного веса 1,66 кН/м2 и снега — 1 кН/м2. Опирание плиты осуществлялось по контуру. Удельный расход стальных труб на несущие конструкции составил 38 кг/м2, алюминия на кровлю — 6,1 кг/м2. (Рис. 10.16). По завершении конструкция подвергалась испытаниям при помощи залива на поверхность кровли воды (см. главу 2).
Испытания показали, что экспериментальные усилия в основных элементах конструкции на 25—30% меньше теоретических. Фактические прогибы также оказались на 25% меньше расчетных. Расхождения экспериментальных и теоретических данных, как нам кажется, в первую очередь объясняются отсутствием при расчете наличия предварительно-напряженной кровли, которая способствует приближению работы структурного покрытия к работе ортотропной плиты и способствует уменьшению прогибов и усилий в поясах, особенно средней части покрытия.
§ 10.6 Совместная работа ограждения из профилированного настила со структурной плитой в условиях подрабатываемых территорий и просадочных грунтов
Ниже рассматривается типовая структурная плита системы «Москва». Напомним, что в таких системах верхние пояса изготавливаются из длиноразмерных двутавров, на которые непосредственно укладывается профилированный настил кровли. Настил в обычных условиях эксплуатации конструкции, работая совместно с поясами, обеспечивает их устойчивость из плоскости. В рассматриваемых условиях, когда имеет место просадка и горизонтальная подвижка фундаментов, возводимых на просадочных грунтах и в условиях подрабатываемых территорий, роль настила в совместной работе с поясами существенно возрастает. При перекосе и кручении системы, вызванными деформациями земной поверхности, настил, обладающий сдвиговой жесткостью, включается в работу стержневой системы и не только обеспечивает устойчивость поясов, но и существенно способствует увеличению жесткости системы на сдвиг.
Как известно, в процессе эксплуатации здания в сложных горно-геологических условиях оно подвергается воздействию дополнительных нагрузок (деформаций), возникающих вследствие изменения формы земной поверхности от подработки территории, просадки лессовых грунтов, карстово-суф-фозионных явлений. Деформации зданий, расположенных на этих грунтах, являются следствием в основном неравномерных осадок.
В теоретическом исследовании, проводимом в ЦНИИСК аспирантом В. С. Муратяном по дискретной схеме, для определения сдвиговой жесткости стального профилированного настила последний заменялся крестовой решеткой из фиктивных стержней, расположенных в уровне верхних поясов.
Условная площадь этих стержней определялась из условия равенства сдвиговых жесткостей каждой связевой панели и соответствующего ей участка настила в соответствии с методикой и экспериментальными данными, приведенными в [ 14].
386
Таблица 10.2
Сдвиговая жесткость структурного блока с настилом
Варианты расчетных схем структурного блока	Сдвиговая жесткость структурного блока	
	при сдвиге по короткой стороне кН/мм	при сдвиге по длинной стороне кН/мм
1.С узлами в виде пространственных шарниров без учета сдвиговой жесткости настила	1,28	5,29
2. То же с учетом сдвиговой жесткости настила	3,07	12,67
3* Схема, учитывающая неразрезность элементов и жесткие сварные узлы	1,57	6,47
4. То же с учетом сдвиговой жесткости настила	3,15	12,98
5. Схема, учитывающая неразрезность элементов и жесткое сопряжение элементов, выполняемое на сварке и двух и более болтах	1,61	6,62
6. То же с учетом сдвиговой жесткости настила	3,16	13,03
Сдвиговая жесткость участка настила определялась по формуле:
й • Лр
С = К0а0р0с0 — о • ас
где с0 —- сдвиговая жесткость панели-эталона из профилированных листов рассматриваемого настила; Ь{) и а0 — соответственно ширина и длина эталонных панелей; а и b — расчетные размеры рассматриваемого участка настила, параллельные сторонам панели — эталона соответственно; Ко — коэффициент, учитывающий тип опорных креплений настила; а0 — коэффициент, учитывающий характер сдвигающей силы; — коэффициент, учитывающий конструкцию покрытия.
Условная площадь сечения фиктивных стержней-связей определялась по формуле:
с • d3
Fy“ = 2Еа2
где d — \'«2 — b2 — длина рассматриваемого участка по диагонали; Е — модуль упругости стали.
В табл. 10.2 приведены результаты расчета структурного блока типа «Москва» на сдвиг в горизонтальной плоскости при наличии профилированного настила с высотой гофра 80 мм и толщиной листа 1 мм, где условная площадь сечений стержней, апроксимирующих сдвиговую жесткость участка настила, вычисленная по выше приведенной формуле составляла
Fycn = 0,49 см2
Как видно из таблицы, наличие профилированного настила приводит к увеличению сдвиговой жесткости стержневой конструкции примерно в два раза.
Рассмотрим с качественной стороны напряженно-деформированное состояние структурного блока в начале при горизонтальных смещениях опор, при этом заметим, что на величину напряжений большое влияние оказывает жесткость колонн.
387
13*
Рис. 10.17 Расчетные схемы структурных блоков при воздействии горизонтальных деформаций сжатия земной поверхности.
а) в однопролетном здании; б) в двухпролетном.
Рис. 10.18 Внутренние усилия в стержнях и изгибающие моменты в бортовом элементе структурного блока типа «Москва» от горизонтального смещения опор.
о) усилия в элементах (кН); б) эпюра изгибающих моментов (кНм).
На рис. 10.17 приведены расчетные схемы при воздействии горизонтальных деформаций сжатия земной поверхности соответственно для однопролетного здания и двухпролетного. На рис. 10.18 представлены усилия и изгибающие моменты в крайнем поясе структурного блока типа «Москва», вызванные горизонтальным смешением.
Из представленных эпюр видно, что горизонтальное смещение вызывает усилия во всех элементах блока, но наиболее нагруженными оказываются крайние продольные пояса.
Переходя к рассмотрению работы плиты при воздействии вертикальных деформаций основания, расчетная схема которых изображена на рис. 10.19, принималась следующая разность оседаний, обусловленная кривизной земной поверхности: для 1 группы подрабатываемых территорий при пролете блока 18 м — 0,04 м и при пролете 24 м — 0,071 м.
На рис. 10.20 представлены усилия в стержнях и эпюры изгибающих моментов, вызванные этими воздействиями. Как видно, максимальные
388
Рис. 10.19 Расчетные схемы структурных блоков при воздействии вертикальных деформаций основания.
а) в однопролетном здании; б) в двухпролетном.
Рис. 10.20 Усилия в стержнях системы ( кН) и эпюра изгибающих моментов в верхнем поясе ( кНм) от вертикальных перемещений основания.
а) эпюра изгибающих моментов в верхнем поясе (кНм); б) усилия в элементах.
усилия при данном воздействии возникают в поясных элементах и раскосах приопорной ячейки, однако величина их сравнительно невелика и не превышает 10% усилий от основного сочетания нагрузок.
Качественная картина распределения внутренних усилий от вертикального смещения опор близка к распределению усилий от горизонтального смещения, однако здесь величина этих усилий оказывается существенно меньше, чем при горизонтальном смещении.
Для оценки правильности принятых расчетных предпосылок производилось экспериментальное исследование натурного блока типа ЦНИИСК. В процессе эксперимента были осуществлены четыре вида воздействий вертикальных деформаций, характерных для просадочных грунтов и подрабатываемых территорий:
—	подъем одной опоры на величины 48, 100 и 150 мм;
—	подъем двух опор на 150 мм, расположенных по длинной стороне блока;
—	подъем двух опор на 150 мм, расположенных по короткой стороне блока;
—	подъем опор, расположенных по диагонали на 100 и 150 мм.
389
Горизонтальная деформация земной поверхности имитировалась горизонтальной силой, приложенной на уровне опорной плиты башмака структуры и осуществлялась при помощи натяжных муфт, установленных вдоль четырех сторон структуры. В процессе эксперимента осуществлялись воздействия горизонтальной нагрузки:
—	вдоль одной и двух длинных сторон структурного блока;
—	вдоль коротких сторон;
—	вдоль длинной и короткой сторон
При этих видах приложения горизонтальной нагрузки на экспериментальный блок действовала расчетная нагрузка:
—	на одной половине блока поперек пролета, на другой половине блока — нагрузка, имитирующая собственный вес конструкции кровли;
—	на всей поверхности, равной расчетной и превышающей ее на 12%.
Сопоставление расчетных и экспериментальных данных показало, что в части перемещений имело место хорошее качественное и количественное совпадение расчета и эксперимента. Так вертикальные перемещения центрального узла продольных нижних поясов при подъеме угловой опоры на величины 63,90 мм, 45,75 мм, 27,45 мм и 9,15 мм в эксперименте соответственно равно 65.45,27 и 9 мм. Расхождение эксперимента и теории по соответствующим перемещениям всех узлов структуры не превышало 9%. При этом сопоставление усилий, действующих в верхних контурных поясах при воздействии вертикальных перемещений опор, полученных из расчета и эксперимента, показало хорошую их сходимость, при максимальных прасхождениях в контурных поясах, не превышающих 8—10%. Расхождение величин максимальных изгибающих моментов, действующих в узле пояса, непосредственно примыкающему к смещаемому опорному узлу, составило 5—10%. Однако дальнейшее распределение изгибающих моментов по длине пояса, полученное из расчета, при общем качественном совпадении с экспериментом имеет значительное количественное расхождение, достигающее 25%.
Сопоставление продольных усилий в верхних контурных поясах, полученных из расчета и эксперимента, показали достаточно хорошую их сходимость, расхождения составляли порядка 3— 11 %, причем для экспериментальных усилий характерны меньшие значения, чем для расчетных.
Таким образом, экспериментально подтверждена принятая расчетная схема, в которой профилированный настил аппроксимируется перекрестной стержневой системой, а также большая роль ограждения в восприятии совместно со стержневой системой тех дополнительных усилий, которые сопряжены с податливостью фундаментов в условиях подрабатываемых территорий и просадочных грунтов.
§ 10.7 Сводчатые и арочные покрытия, в которых затяжкой является мембранный потолок или кровля
Рассматриваются распорные большепролетные покрытия, в которых распор воспринимается ограждающей конструкцией в виде мембраны, в одном случае являющейся потолком, а в другом — кровельным ограждением. Иллюстрирует первую конструкцию лабораторный павильон Всесоюзного научно-исследовательского института гидротехники им. Веденеева, разработанный в ЛенЗ-НИИЭП (автор проекта О. А. Курбатов). Здание павильона размером в плане 69,7 X 158 м перекрыто сводами высотой 1,2 м и шириной 3 м, работающими на пролет 69,7 м, выполненными из стального листа толщиною 4 мм.
Для нижнего пояса, служащего одновременно подвесным потолком, использовали листы алюминиевого сплава АМг21/2н толщиной 3,5 мм. Листы шириной 1,5 м укладывали с нахлестом один на другой и соединяли оцинкованными болтами.
В целях обеспечения совместной работы обоих поясов, уменьшения изгибающих моментов в верхнем поясе и для повышения устойчивости последнего оба пояса связывались между собой трубчатыми стойками. Для обеспечения необходимой жесткости сечение свода имеет продольные вы-
390
Рис. 10.21 Монтаж мембранно-сводчатого покрытия в г. Ленинграде.
Рис. 10.22 Конструктивная схема мембранно-арочного покрытия.
а) схема поперечного разреза: б,в) варианты сечения стабилизирующих ферм.
1 _ мембрана; 2 — стабилизирующая ферма; 3 — распорные стойки; 4 — опорный контур; 5 — колонна.
391
штамповки и отбортовки. Элементы свода крепятся друг к другу фланцевыми соединениями. Свод собирается из элементов двух типоразмеров — рядового и опорного. Опорные элементы переменной высоты распластываются над колоннами в горизонтальную контурную балку, к которой крепят анкер нижнего мембранного потолка.
С учетом стесненных условий площадки строительства монтаж покрытия осуществлялся надвижкой блоков со сборочного стенда в проектное положение: по подстропильным балкам по мере наращивания блоков до размера температурной секции. На сборочном стенде, размещенном в торце здания, производились операции по раскладке алюминиевых листов, установке трубчатых стоек, блоков стального свода, их соединение и предварительное натяжение, позволяло несколько оторвать собранный блок со сборочного стенда для дальнейшей его передвижки. По окончании сборки шестиметрового блока его смещали лебедками со стенда и начиналась сборка следующего блока, стыкуемого с ранее собранным. (рис. 10.21)
Ко вторым мембранно-арочным системам относится разработанное в ЦНИИСКе покрытие здания размерами 120 X 156 м, у которого стрела провеса мембраны 7 м, очертание арок, устанавливаемых по колоннам с шагом 12 м, подбиралось таким образом, чтобы изгибающий момент от действия их веса погашался моментом противоположного знака от распора.
Пролетная часть покрытия образована мембраной и стабилизирующими ее фермами в первом варианте плоскостными, во втором — трехгранными (рис. 10.22). Расчеты, проводимые из условия размещения здания в 3-ем снеговом и 2-ом ветровом районах показали, что максимальный прогиб ферм первого варианта составил 41 см или 1/293 пролета при односторонней снеговой нагрузке. При этом первый конструктивный вариант потребовал, воизбежание от одностороннего загружения потери устойчивости нижнего пояса ферм, устройства достаточно металлоемких связей. С целью исключения связей был разработан второй вариант подкрепляющих элементов в виде трехгранных ферм (рис. 10.22,в). Здесь при односторонней нагрузке максимальный прогиб составил 45 см или 1/26/. Расход стали на пролетную часть покрытия первого варианта составил 1242 т или приведенный — 66,3 кг/м2, второго варианта соответственно 891 т, приведенная — 47,6 кг/м2 [15].
§ 10.8 Висячие мембранные потолки, преднапрягающие своим весом двускатные фермы
Как известно фермы в ряде случаев напрягают затяжкой, в результате чего возникают обратный изгибающий момент и сжимающая сила по нижнему поясу фермы (рис. 10.23а), приводящие к существенной экономии металла (20...30%). Такой же эффект можно получить, если вместо напрягающей затяжки к ферме подвесить мембранный утепленный потолок (рис. 10.236)
Варьированием стрелы провеса потолка можно достичь наивыгоднейшего в отношении работы фермы значения цепной разгружающей силы. Таким образом, мембранный потолок, выполняя ограждающие функции, включается в статическую работу основной несущей конструкции, способствуя тем самым существенному снижению ее массы.
Подобное решение было принято в Харьковском Промстройниипроекте при проектировании животноводческих и производственных зданий пролетами 18 и 24 м. Несущую часть конструкции — стальные решетчатые рамы устанавливали с шагом 6 м. С целью повышения гигиены помещения его внутренняя часть выполнялась из алюминия. Потолок в виде мембраны подвешен на распределительных балках к стойкам рамы и в середине к ригелю.
392
Рис. 10.23 Схема предварительного напряжения ферм.
а) затяжкой;
6} цепными силами от подвесного потолка.
Рис. 10.24 Монтаж мембранных подвесных потолков.
Потолки изготовляли в такой последовательности. Вначале ленты из сравнительно мягкого алюминия АМн-2М толщиной I мм на фальцегибочной инвентарной машине соединяли в полотна размером 6 X 12 м, после чего сворачивали в рулон и в таком виде доставляли на строительную площадку. Далее два рулона раскатывали на полу по небольшому слою соломы и соединяли друг с другом на стальной балке, к концам рулона присоединяли такие же балки. С помощью тросов среднюю балку поднимали вместе с полотнами и закрепляли на нижних поясах ферм. Затем поднимали балки, расположенные по концам, и закрепляли их на колоннах. После навески всех полотнищ их соединяли друг с другом и загружали синтетическим утеплителем, в результате чего поверхность потолка приобретала провисающую форму, (рис. 10.24) [15]
§ 10.9 Включение мембранных потолков в работу большепролетных ферм.
Мембранные подвесные потолки рекомендуются для применения в большепролетных производственных зданиях типа специальных ангаров и эллингов, оборудованных подвесными кранами большой грузоподъемности, к которым предъявляются повышенные эксплуатационные требования к жесткости конструкций покрытия и стабильности температурновлажностного режима, со-
393
Рис. 10.25 Конструктивные схемы покрытий с мембранными потолками
а — покрытие размером в плане 96 X 220 м; б — то же, 96 X 96 м; 1 — поперечные фермы; 2 — продольные фермы; 3 — мембрана; 4 — зоны размещения технологического оборудования; 5 — мембранные панели
держания пыли в воздухе и т. п. В этих зданиях предусматривается устройство подвесных потолков, с помощью которых межферменное пространство отделяется от рабочие зоны, т. е. прекращается воздухообмен между рабочей зоной и пространством над подвесным потолком.
Подвесные потолки обеспечивают также возможность размещения на них светильников, вентиляционных устройств и их обслуживание. Подвесные потолки следует выполнять в виде мембраны, расположенной в уровне нижних поясов ферм, которая работает совместно с ними и воспринимает нагрузку от технологического оборудования. При этом гладкая поверхность мембранного потолка обеспечивает архитектурную выразительность интерьера цеха, а также исключает отложение на потолке пыли, что способствует повышению коррозионной стойкости стали.
Включение мембраны в работу стропильных ферм покрытия достигается жестким креплением стальных мембранных полотнищ к нижним поясам, обеспечивающим совместность их деформаций, что позволяет в покрытиях ангаров и эллингов уменьшить площадь сечения нижних поясов ферм в среднем на 25—28% (по сравнению с раздельной работой поясов и потолка). Кроме того, мембранный потолок выполняет функции связей по нижним поясам ферм покрытий, предусмотренных требованиями СНиП П-23-81*.
Конструктивное решение мембранных потолков в составе покрытий производственных зданий размером в плане 96 X 96 и 96 X 220 м, разработано УкрНИИПСК, Харьковским филиалом Гипронииавиапрома и ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, в лице к. т. н. А. А. Бунякина [16].
Конструкция первого покрытия представляет собой системы перекрестных ферм, расположенных шагом 12 м и опирающихся на колонны по трем сторонам и на надворотную конструкцию в виде пространственной рамы по четвертой стороне (рис. 10.25) На верхние пояса продольных ферм опираются прогоны, по которым уложен стальной профилированный настил. На нижних поясах располагается мембранный потолок. Отметка низа стропильных конструкций — 34 м, высота ферм — 7,2 м, высота надворотной конструкции — 9,6 м.
394
Конструкция второго покрытия имеет продольно-поперечную компоновку. Поперечные фермы пролетом 96 м расположены с шагом 24 м и имеют высоту 9 м. Продольные фермы высотой 3,5 м расположены между поперечными с шагом би 12 м и примыкают к ним так, что уровни их верхних поясов совпадают. Отметка до низа поперечных ферм — 34 м. На верхних поясах продольных ферм располагаются панели размером 3 X 12 м. В уровне нижних поясов поперечных ферм выполнен подвесной потолок в виде мембранных полотнищ размером 6 X 96 м, располагаемых по обе стороны от поясов поперечных ферм с заполнением остального пространства панелями подвесного потолка мембранной конструкции размерами 3 X 12 и 36 X 6 м (рис. 10.25а). Мембранный потолок крепится к нижним поясам поперечных ферм непосредственно, а к нижним поясам продольных ферм с помощью подвесок.
Жесткость и устойчивость покрытия обеспечивается поперечными рамами каркаса, взаимным пересечением верхних поясов ферм, жестким диском, образуемых настилом в уровне верхних поясов ферм, системой горизонтальных связей и мембранным потолком в уровне нижних поясов ферм. Материал конструкций поперечных ферм — сталь марки 14Г2, мембраны и панели — сталь марки ВСтЗ.
Согласно экспериментальным исследованиям, проведенным в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, рекомендуется в случае выполнения ферм и мембраны с разницей в расчетных сопротивлениях 30—50 МПа подбор сечений производить исходя из расчетных сопротивлений материалов указанных конструктивных элементов.
Превышение напряжений в мембране сверх расчетных в данном случае не имеет места, благодаря определенной «рыхлости» мембраны в приопорной зоне, привариваемой продольными швами к поясам ферм. В результате такой «рыхлости» сначала включается в работу пояс фермы, а по достижении в нем напряжений порядка 30—40 МПа в работу сечения включается и мембрана.
Монтаж конструкций покрытия с мембранным потолком предусмотрен блочным методом. Монтажный блок состоит из двух поперечных ферм и продольных ферм между ними с консолями, равными половине шага поперечных ферм; возможен также подъем всего покрытия в сборе. Для зданий длиной 96 м — размер блока 24 X 96 м; для зданий длиной 220 м — размер блока 48 X 96 м.
Для покрытий квадратных в плане зданий рекомендуются следующие варианты раскатки мембранных полотнищ: по направляющим элементам нижних поясов поперечных ферм и последующей установкой продольных ферм; предварительной раскаткой мембранных полотнищ и последующей установкой на мембранном полотнище поперечных и продольных ферм.
При прямоугольном плане покрытий раскатка мембраны осуществляется вдоль поперечных ферм с последующим прикреплением свободных кромок подвесками к продольным фермам. Для создания ровной поверхности потолка, обеспечивающей удобство крепления мембраны к поясам ферм, рекомендуется производить небольшое предварительное напряжение мембранного полотнища до уровня 10—15 МПа.
Расчет мембранных потолков рекомендуется производить с учетом пространственной работы несущих конструкций покрытия. Приведенная ниже приближенная методика разработана в результате экспериментальнотеоретических исследований, проведенных в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко [ 16] и основана на предположении, что поперечные кромки мембраны свободны, а продольные обладают значительной жесткостью в направлении, перпендикулярном оси нижнего пояса ферм.
Выражения для нормальных и касательных напряжений в растянутом поясе и мембране имеют вид:
N,AM
К М . ъ„
Тм 7 tSA е ’
395
°рп
N
ХА
N ,
^мП= 77 (i — е )>
ZjA
где к — коэффициент, представляющий собой отношение жесткости конструкций на сдвиг(Cf/b) к ее жесткости на растяжение, определяемое произведением ЕА
Gt , 1	1 ,
к - ьр( д + д ) ’
ЬЕ А	А.,
р м
где т — касательные напряжения в мембране; ор(1 — нормальные напряжения, действующие в нижнем поясе фермы; ам — нормальные напряжения, действующие в мембране; Ар — площадь сечения нижнего пояса фермы; Ам — площадь сечения мембраны; b — ширина мембраны; t — толщина мембраны.
Площадь мембраны, включаемая в работу нижнего пояса, определяется с помощью редукционного коэффициента % значение которого находится по формуле
Эффективная ширина мембраны bt, включающаяся в работу нижнего пояса стропильной фермы, и площадь мембраны, учитываемая при подборе сечения нижнего пояса фермы соответственно равны:
Ь, = Ам = b.t.
Суммарная площадь нижнего пояса фермы и мембраны, принимаемая в расчете, будет
SA = Ар 4- Ам.
Исходя из вышеприведенных расчетных предпосылок и используя машинный способ расчета, было получено, что при равномерно распределенной нагрузке равной 5000 Н/м2 мембрана воспринимает более 50% усилий в нижнем поясе ферм. При наиболее неблагоприятных комбинациях нагрузки т. е. при постоянной, крановой и снеговой суммарной нагрузке равной 8900 Н/м2, восприятие усилий мембраной снижается до 25%.
§ 10.10 Преднапряженные панели с мембранными ограждениями, включаемые в работу продольных ребер
Панели с предварительно напряженными в двух направлениях обшивками. В ЦНИИСК еще в семидесятых годах предложена конструкция мембранной панели, в которой обшивки преднапрягаются в двух направлениях. Каркас панели состоял из ряда квадратных ячеек, обшитый с двух сторон алюминиевыми листами. В центре каждой ячейки предусматривается болт, при помощи которого возможно распирать обшивки или вбирать их внутрь конструкции, сообщая тем самым системе предварительное напряжение (рис. 10.26,а).
Загружение панели при распертых обшивках будет способствовать уменьшению прогиба верхней и увеличению прогиба нижней обшивки. Когда обшивки втянуты внутрь панели, происходит обратная картина — поперечная нагрузка способствует увеличению прогиба верхней и уменьшению
396
Рис. 10.26 Панели с предварительно напряженными обшивками в двух направлениях.
а) обшивки вбираются во внутрь при помощи болта; б) обшивки распираются при помощи вспенивания пенопласта.
прогиба нижней обшивки. Этому процессу как в первом, так и во втором случае сопутствует падение предварительных напряжений. Когда прогиб одной из обшивок достигает 2 w0, а второй соответственно пропадет, система полностью освобождается от предварительных напряжений.
Очевидно, если расценивать это состояние как одно из предельных, расчет панели распадается на два независимых расчета. В первом будем определять прогиб ненапряженной мембраны (%) от действия внешних нагрузок, включая и темературные, во втором расчитаем обшивку на действие сосредоточенной силы (стадия предварительного напряжения) и найдем также ее значение, при котором прогиб будет равен половине ранее определенного от внешней нагрузки, т. е.
2w0 = HI — % ±
где и-л — прогиб мембраны в границах одной ячейки под действием поперечной нагрузки; — прогиб мембраны в границе одной ячейки, вызванный изгибом каркаса, при этом знак плюс следует принимать для панелей с распертыми обшивками и знак минус для панелей, обшивки которых втянуты внутрь.
397
Конструктивная разработка панелей, обшивки которых предварительно напрягаются путем вбирания их внутрь системы, производилась применительно к стеновому ограждению главного и вспомогательных корпусов Якутской ГРЭС общей площадью 16 000 м2 и главного корпуса Билибинской атомной электростанций площадью 8000 м2, возводимых в период 1969—1971 гг.
Панель размером 1,5 X 6 м (рис. 10.26а имеет две обшивки толщиной 1мм из алюминиевого сплава АМц и четырехсекционный каркас с размером ячейки 1,5 X 1,5 м. Каркас состоит из двух алюминиевых уголков 30 X 30 X 2,5 мм из сплава АВ-Т, соединенных листом бакелизированной фанеры высотой 130 мм и толщиной 10 мм, покрытой огнезащитной окраской. В центре каждой ячейки установлен оцинкованный стальной болт диаметром 12 мм с помощью которого создается предварительной напряжение панели.’ Все соединения в панели клеезаклепочные. Заклепки алюминиевые диаметром 5 мм, клей эпоксидный ЭОРЦ-1. Для улучшения внешнего вида в обшивках предусмотрены диагональные мелкие гофры. В качестве утеплителя использованы минераловатные маты.
Расход материалов на 1 м2 панели составил 23,6 кг, в том числе алюминия 7,9 кг.*
Перед началом массового изготовления панелей были проведены экспериментальные исследования семи панелей. Испытания преследовали цель, с одной стороны, установить напряженно-деформированное состояние и несущую способность системы, а с другой — улучшить узловые сопряжения, по возможности приблизив конструкцию к равнопрочной. Нагрузку увеличивали до разрушения конструкции. Значения прогибов при нормативной нагрузке (q = 500 Н/м2), расчетной (q = 700 Н/м2) и предельной оказались меньше допустимых по СНиП П-В.5-64 (‘/125). Минимальный коэффициент запаса по прочности составил 1,9. Напряженное состояние обшивок, полученное в аналитическом исследовании, качественно подтверждалось экспериментом.
ЦНИИСК и Уральским Промстройниипроектом предложено производить предварительное напряжение панелей за счет энергии вспенивания пенопласта, помещенного в полости панели.
Каркас и обшивки рассматриваемой панели аналогичны описанной в предыдущем параграфе. Каркас также изготовляется из бакелизированной фанеры, обрамленной алюминиевыми уголками, и состоит из ряда квадратных ячеек, обшитых с двух сторон листовым алюминием (рис. 10.266). Такую панель укладывают в формы-матрицы, которые имеют синусоидальную, сферическую или иную вогнутость. Далее в полость панели укладывают пенопласт, который вспенивается, создавая при этом внутреннее давление до 0,1 -0,3 МПа, прижимает обшивки к формам и растягивает их. После отвердения пенопласта напряжение в обшивках сохраняется. Меняя стрелку вогнутости формы, можно изменить значение предварительного напряжения обшивок и задавать его таким образом, чтобы оно было равно или несколько превышало сжимающие напряжения от эксплуатационных нагрузок, что резко повышает надежность панелей и практически исключает возможность их расслаивания.”
Важным преимуществом рассматриваемых панелей является возможность применения в них фенольного пенопласта марки ФРП-1, имеющего относительно низкую прочность на растяжение, но значительно более огнестойкого, чем полистирольный пенопласт. * **
‘Трофимов В. И. Авторское свидетельство N<_> 214064. Опубликовано в бюллетене «Открытия, изобретения промышленные образцы и товарные знаки»-, 1968, № 11.
** Губенко А. Б., Трофимов В. И., Тамплон Ф. Ф., Годило П. В. Авторское свидетельство № 273415- Опубликовано в бюллетене «Открытия, изобретения, промышленные образцы и товарные знаки», 1970, № 20.
398
г)
Рис. 10.27 Предварительное напряжение обшивок в одном направлении.
а, б, в — изгибным способом; г, д, е — составные части панели при линейном способе преднапряжения;
1 — щитовые каркасы; 2 — обшивка; 3 — решетка; 4 — торцевые фермы жесткости верхней обшивки.
В ЦНИИСК и Уральском Промстройниипроекте разработана технология изготовления указанных панелей, проведено экспериментальное их исследование и разработана методика расчета
Большепролетные панели с предварительно напряженными обшивками в одном направлении. В подобных панелях используются два способа преднапряжения обшивок — изгибный и линейный. Согласно первому способу, предложенному в ЦНИИпроектстальконструкции Г. Д. Поповым, пояса каркаса выгибают в разные стороны (рис. 10.27,а) после чего прикрепляют к ним обшивку (рис. 10.27,6), затем пояса спрямляют и соединяют друг с другом решеткой (рис. 10.27,в). В процессе спрямления поясов обшивки получают растяжение, величина которого зависит от высоты ребра пояса, степени и формы кривой выгиба [ 17, 18].
Для исследования действительной работы конструкции в стадии изготовления, сборки и эксплуатации, а также для проверки технологии изготовления и принятых конструктивных решений в ЦНИИпроектстальконструкции были проведены испытания панели пролетом 12 м и шириной 3 м из алюминиевого сплава Д1-Т.
Предварительное напряжение обшивок по длине пролета задавалось одинаковым, для чего пояса выгибались по окружности.
При исследовании работы панели ее крепили к вспомогательным опорным устройствам в перевернутом виде, между полом и панелью помещали мешок из перхлорвиниловой ткани, в который компрессором подавался воздух. Эксперименты показали, что предварительно-напряженная верхняя обшивка включается в состав сжатого пояса, значительно повышает изгибную жесткость конструкции в целом и обеспечивает устойчивость верхнего продольного пояса. Экспериментальные напряжения в поясах значительно превысили не только критические напряжения, но и условный предел текучести для сплава Д1-Т.
Панели с изгибным способом преднапряжения нашли применение в качестве кровельного и стенового ограждения здания ТЭЦ Байкальского целлюлозного завода, возведенного в 9-бальном сейсмическом районе. В панелях.
399
предназначенных для работы на большие нагрузки, возникающие в местах образования снеговых мешков предусматривалось усиление с помощью стальных тяжей вблизи нижней обшивки или с помощью шпренгелей.
При втором линейном способе преднапряжения, разработанным автором и аспирантом ЦНИИСК Г. Г. Михайловым использована идея шеколды *.
Панели, в которых предварительное напряжение создается этим спосо-бом, состоят из двух конструктивных элементов — верхней обшивки, к которой прикреплены торцовые фермы жесткости (рис. 10.27), и стержневого каркаса, к которому прикреплена нижняя обшивка (рис. 10.27д). При сборке одна ферма жесткости прикрепляется к поясам и соединяется раскосами со стержневыми элементами лежащими в уровне нижней обшивки; вторая ферма вследствие разности длины обшивки и элемента каркаса наклонена (рис. 10.27е). Путем нажима наклонная ферма приводится в горизонтальное положение и закрепляется решеткой, при этом верхняя обшивка получает предварительное напряжение. Весь процесс предварительно напряжения занимает несколько минут.
Отработка всех стадий изготовления таких панелей и изучение их поведения под нагрузкой производилась аспирантом ЦНИИСК Г. Г. Михайловым на натурных панелях размером 3 X 12 м. Верхние продольные ребра панелей и их торцовые фермы жесткости изготовляли из уголков 75 X >0- Элементы каркаса соединяли аргонодуговой сваркой. Обшивки из сплава АМг-П толщиной 1 мм прикрепляли к карткасу заклепками диаметром 5 мм. Решетка выполнялась в четырех вариантах: из парных или одиночных алюминиевых уголков размером 32 X 32 X 3 сплава ABTI, а также из парных или одиночных стальных уголков размеров 40 X 40 X 3. Все раскосы устанавливали на высокопрочных болтах, в зонах с большой поперечной силой болты ставили с предварительной промазкой соединяемых элементов эпоксидным клеем ЭПЦ-1.
Подобная панель подвергалась статическим испытаниям, при этом панель напрягалась с различной степенью натяжения листа.
Испытания показали, что напряжения по ширине обшивки развивались неравномерно — по мере увеличения предварительного напряжения степень неравномерности уменьшалась. В основном на неравномерность влияют начальные несовершенства и неровности рулонного листа. По мере увеличения предварительного напряжения влияние этих несовершенств снижается и соответственно уменьшается степень неравномерности развития напряжений.
В элементах продольного каркаса напряжения развивались достаточно равномерно как по длине, так и по перечному сечению элементов, хорошо согласовываясь с их теоретическими значениями.
Опыт изготовления первых большеразмерных панелей с линейным способом предварительного натяжения показал достаточную простоту и технологичность шеколдочного способа натяжения, а также возможности регулирования величины натяжения обшивки введением дополнительных прокладок во фланцевое соединение.
Проведенные конструктивные разработки касались технических решений панелей пролетами 12 и 18 м для нормативных нагрузок 700, 1000, 1500 Н/м2, что соответствует II, III и IV районам снеговых нагрузок. Пояса принимались из сплава АВ-Т или АВ-Т1, обшивка из сплава АВ, уголковая решетка — из стальных уголков. В среднем расход алюминия составил 9—11 кг/м2, при этом увеличение пролета мало влияло на расход алюминия, что объясняется тем, что с увеличением пролета соответственно возрастает высота панели.
* Трофимов В. И.. Михайлов Г. Г. Авторское свидетельство № В 3201. Зарегистрировано в Государственном реестре изобретений Союза ССР 25/IV 1969 г.
400
Учитывая также и это в дальнейшем были разработаны так называемые «блоки покрытия», работающие на пролет, статическая работа которых близка к работе рассмотренных панелей. Идентичность статической работы авторам дала основание вопросы расчета преднапряженных панелей перенести в последующий раздел, посвященный «блокам».
§ 10.11 Большепролетные блоки покрытия
Подобно рассмотренным выше преднапряженным в продольном направлении панелям с мембранными обшивками, в ЦНИИПСК им. Н. П. Мельникова и ВИЛС в сотрудничестве с ЦНИИСК были разработаны и реализованы в покрытиях общественных и промышленных зданий большепролетные блоки покрытий, на пролеты от 30 до 120 м. Форма плана блока определялась схемой членения покрытия на монтажные элементы и выполнялась прямоугольной, треугольной или трапецевидной. Блоки опирались как по концам, так и имели консольные свесы. В зависимости от архитектурно-эксплуатационных требований с применением блоков возможно выполнять либо сплошные покрытия, либо покрытия, в которых между отдельными блоками устраивают разрывы для размещения светоаэрационных фонарей.
Блок покрытия состоит из пространственного стержневого каркаса и мембранных обшивок. Каркас образуется продольными фермами, системой поперечных элементов (прогонов), связывающих как верхние так и нижние пояса ферм и вертикальных стержневых диафрагм. Мембранные обшивки, располагаемые сверху и снизу пространственного каркаса, участвуют в статической работе блока и служат ограждением.
Верхняя обшивка, расположенная в зоне сжатого верхнего пояса, выполняется предварительно напряженной и служит кровлей. Нижняя обшивка выполняет функции подвесного потолка, включается в работу поясов/ В зданиях без подвесных потолков нижняя обшивка блоков может отсутствовать. В качестве материалов для изготовления блоков рекомендуется использовать сталь и алюминий.
Предварительное напряжение мембранных обшивок так же как в панелях может осуществляться двумя способами — изгибным и линейным.
При линейном способе полностью собирается весь каркас блока с нижней обшивкой, после чего осуществляется предварительное напряжение только верхней обшивки путем натяжения ее домкратами или поворотом натяжной рамы, что осуществляется в условиях строительной площадки. Нижней обшивке задается небольшое предварительное напряжение только для выравнивания листа. При изгибном способе конструкция собирается из предварительно напряженных панелей, изготовляемых в заводских условиях и соединяемых между собой решеткой. Предварительное напряжение обшивкам панелей задается выгибом каркаса, приваркой к нему листа и последующего спрямления панели (методом тетивы) [19].
Продольные элементы каркаса панелей рекомендуется выполнять из прокатных уголков, поперечные элементы каркаса панелей — из гнутых швеллеров, а торцевые элементы — в виде фермочек с раскосами и стойками из уголков;
поперечные элементы соединяются с продольными элементами шагом 1...2 м и выполняют роль прогонов, воспринимающих местную нагрузку от кровельного покрытия и снега;
торцевые элементы служат для передачи на продольные элементы усилий, создаваемых в процессе натяжения обшивки. В период эксплуатации они воспринимают неуравновешенные цепные силы, возникающие при работе обшивки как мембраны на местные нагрузки.
401
Торцевые элементы могут выполняться как в виде фермочек с раскосами и стойками, так в виде сплошного балочного элемента. Конструкция торцевого элемента зависит, главным образом, от способа натяжения обшивки и от требуемой силы натяжения. Поперечные элементы и торцевые крепятся между продольными элементами заподлицо с верхними полками последних так, чтобы образовалась ровная поверхность, по которой в дальнейшем укладывается обшивка. Все сварные швы, выступающие над этой поверхностью, зачищаются.
Тонколистовая обшивка панелей выполняется из листа толщиной 1—2 мм Как отмечалось при изгибном способе предварительного напряжения конструкция состоит из верхних и нижних панелей, изготавливаемых в заводских условиях и соединяемых между собой решеткой. Предварительное напряжение обшивки панелей задается выгибом каркаса, приваркой к нему листа и последующим спрямлением панели.
Для этих систем характерны две стадии работы: предварительное напряжение и воздействие полезной нагрузки.
При линейном способе предварительного напряжения обшивка натягивается на величину опр, подбираемую из сопоставления усилия Т разности длин обшивки и каркаса Л, при этом <гпр =* К{ Г, Т = К2&, где Kt и К2—коэффициенты, зависящие от геометрических параметров верхнего пояса каркаса, обшивки, торцевого элемента и модуля упругости.
Усилие предварительного натяжения обшивки воспринимается верхними поясами ферм. Нормальные напряжения в обшивке в сечениях, примыкающих к торцевой ферме, неравномерны и сильно зависят от жесткости торцевой фермы. По мере удаления от торца напряжения выравниваются и принимают вид прямоугольника.
Суммарные усилия в элементах верхнего пояса
N — — N — Л/Ф— N -N=N —Л* 4- У •
тк	тпр £’к м’	'’пр	~ JTM’
где No — усилие в обшивке; 2V* — ферменные усилия в каркасе и обшивке; NM — распорные усилия.
При расчетной нагрузке происходит исчерпание предварительного натяжения, тогда усилия в верхнем поясе каркаса и обшивке:
где N — максимальное усилие, приходящееся на верхний пояс блока.
При определении распорных усилий верхняя обшивка рассматривается как предварительно натянутая многопролетная гибкая нить. Связь между внешней нагрузкой q, полным распорным усилением Ны и оставшимся предварительным натяжением У:
=240	=	М
где I — расстояние между поперечинами; Е — модуль упругости; v — коэффициент Пуассона; t—толщина обшивки; b—ширина обшивки; Лк — площадь верхнего пояса каркаса.
Усилие, приходящееся на нижний растянутый пояс, воспринимается суммарным сечением каркаса и обшивки. Прогибы определяются с учетом площади обеих обшивок.
Методика расчета несущих конструкций из панелей заводской готовности с предварительно напряженными обшивками представляется следующим образом. Первоначально производится статический расчет продольных ферм с включением в площадь поясов 90% сечения обшивок (недостающие 10% учитывают начальные несовершенства). Затем по полученным силовым воз
402
действиям производится конструктивная компоновка каркаса и подбор сечений основных элементов. В предельном состоянии предварительное напряжение в сжатой обшивке исчерпано, в результате чего она выключается из работы, усилия воспринимаются лишь продольными элементами каркаса.
Основные положения по расчету блоков с линейным способом предварительного напряжения изложены в работе [20].
Характер работы конструкций с обшивкой, напрягаемой линейным, способом выявлялся экспериментальным путем, для чего ВИЛсом и ЦНИИСКом были проведены испытания блока размером в плане 50 X 4 м, конструкция которого аналогична конструкции блока пролетом 60 м.
Натяжение обшивки осуществлялось отдельными этапами при максимальном усилии 28 т. В результате предварительного напряжения в мембране возникли напряжения с эпюрой в зоне натяжной рамы в виде кривой, симметричной относительно середины листа и плавно возрастающей к его краям. За пределами натяжной рамы напряжения распространялись по ширине обшивки равномерно.
Далее по верхней обшивке поэтапно прикладывалась равномерная нагрузка, которая сначала была доведена до расчетной — 2,0 кПа, а затем до разрушающей — 2,6 кПа.
Анализ работы обшивки показал, что напряжения довольно равномерно располагаются по длине и ширине. Усилия, воспринимаемые обшивкой и поясами, пропорциональны их площадям поперечных сечений. При расчетной нагрузке прогибы блока в середине пролета оказались равными 31,5 см, что составило 1/160 часть пролета. Было выявлено, что при нагрузках, меньших чем расчетные, верхняя обшивка участвует в общей работе блока, при переходе к нагрузкам, превышающим расчетные, верхняя обшивка выключается из работы, отчего прогиб резко возрастает. Разрушение блока произошло при нагрузке около 2,6 кПа вследствие разрыва нижнего пояса в районе второй панели от опорного узла.
Помимо исследований работы блока на действие статической нагрузки, лабораторией динамики ЦНИИСК были произведены динамические испытания для определения частоты и формы собственных колебаний, а также параметров диссипации энергии колебаний, которые подтвердили достаточную надежность работы конструкции при статических и динамических воздействиях.
Блоки покрытия из алюминиевых сплавов применены в ряде объектов, в том числе во Дворце спорта «Крылья Советов» с размерами в плане 60 X 90 м. рис. 10.28а.Покрытие состоит из 28 отдельных блоков, конструкция которых разработана ВИЛС при участии ЦНИИСК.
Расход алюминиевого сплава на 1 м2 перекрываемой площади составил 21 кг (с учетом кровли и подвесного потолка).
Интерес представляет конструкция алюминиевых блоков в покрытии выставочного павильона в Москве размерами 84 X 6 м со стальными затяжками в средней повышенной части (см. рис. 10.28,6)
Обшивку собирают из двух полотнищ рулонного листа шириной 2200 и толщиной 1 мм из сплава АМг2п. Каркас блока из специальных профилей сплава 1915Т. Обшивка с каркасом соединена способом холодной сварки-клепки, разработанным в ВИЛСе при участии Института электросварки им. Патона. Общая масса блока с утеплителем 11,6 т при расходе алюминиевого сплава 19,75 кг/м2, стали 2,45 кг/м2.
Для зданий пролетами 24,36 м ВИЛСом, УкрНИИПроектстальконст-рукцией и ЦНИИСК им. Кучеренко разработаны блоки покрытий из алюминиевых сплавов с учетом условий индустриального изготовления. Эти блоки запроектированы применительно к отапливаемым бесфонарным одно-
403
Рис. 10.28 Конструктивная схема блоков с линейным способом преднапряжения верхней обшивки пролетами:
а) 60 м; б) 84 м; в) 24 м. 1 мембраны; 2 — поперечные элементы (прогоны); 3 — диафрагмы; 4 — продольные элементы (фермы); 5 затяжка.
этажным зданиям, возводимым в I...IV снеговых районах с расчетными температурами наружного воздуха —40° С и выше. Конструкция блоков (см. рис. 10.28в), представляет собой пространственный каркас из прессованных алюминиевых профилей с прикрепленными к нему тонколистовыми обшивками. Верхний и нижний пояса запроектированы из профилей Н- и П-образного сечений, решетка из двутавра. Соединение поясов фермы с решеткой бесфасоночное встык. Нижняя обшивка одновременно является основой для размещения на ней утеплителя и подвесным потолком. Верхняя обшивка выполняется из шести полос шириной 2,2 и 2,0 м, сваренных между
Таблица 10.3
Расход алюминия на блок покрытия из алюминиевых сплавов
Размеры блока в	Снеговой район							
	1		II		Ш		IV	
плане, м	Общий, т	Прине денный, кг/м2	Общий, т	Приведенный, кг/м2	Общий, т	Приведенный, кг/м2	Общий, т	Приведенный, кг/м2
24 X 12	3,93	13,7	3,95	13,7	4,05	14,1	4,38	15,18
30 X 12	4,93	13,7	4,93	13,7	5,32	14,8	5,58	15,5
36 X 12	5,99	13,9	6,31	14,6	6,62	15,3	7,07	16,4
404
Рис. 10.29 Конструктивные схемы блоков с изгибным способом преднапряжения.
а) пролетом 60 м; б) пролетом 84 м с консолями по 10 м; в) панель блока. 1 - мембрана; 2 — продольные элементы (фермы}; 3 — поперечные элементы (прогоны); 4 — торцевые элементы.
собой внахлестку. Предварительное напряжение обшивки производится на стенде с использованием натяжного устройства и лебедок. Обшивка к каркасу крепится посредством холодной сварки-клепки и электрозаклепок.
Блоки предусмотрены для зданий с шагом колонн 6... 12 м, их расчет произведен на действие собственного веса, постоянных нагрузок с нормативным значением 600 Па и снеговых в соответствии со снеговыми районами. Основные технико-экономические показатели по разработанным блокам приведены в табл. 10.3
Большепролетные блоки покрытия из стали, разработанные ЦНИИПро-ектстальконструкцией им. Мельникова применены на ряде объектов. Двухпролетное здание ангара по трем сторонам со стеновым ограждением, с четвертой устроены ворота, оборудовано двумя многоопорными подвесными кранами грузоподъемностью 15 т каждый.
Блоки покрытия длиной 60 м, шириной 5,7 и высотой 3,9 м представляют собой пространственную мембранно-стержневую конструкцию, в которой верхняя и нижняя обшивки предварительно напряжены (рис. 10.29а) Каркас блока образован тремя фермами полигонального очертания с крестовой решеткой, расставленными на расстоянии 2,85 м друг от друга. Пояса крайних ферм выполнены из одиночных уголков, развернутых обушками наружу блока, пояса средней фермы — из сварных уголков. В поперечном направлении по торцам каркаса установлены подстропильные фермы, в пролете — вертикальные связи. По верхним и нижним поясам ферм с шагом 2 м уложены прогоны из прокатных швеллеров, а по торцам блока, в середине
405
и четвертях пролета в уровне верхних и нижних поясов установлены подкосы из уголков для восприятия усилий предварительного напряжения.
Тонколистовые обшивки из стали марки ВстЗпе5 толщиной 1,2 мм прикрепляли к верхним и нижним элементам каркаса шпоночными швами и электрозаклепками. Блоки собирали на строительной площадке из отдельных элементов в виде секций торцевых стропильных и подстропильных ферм, связей, прогонов и прочих деталей, поставляемую россыпью. Обшивку доставляли в виде рулонов шириной 1,2 и 1,4 м, а ее предварительное напряжение на каркас производилось непосредственно на монтажной площадке натяжением одновременно шести лент домкратами.
После изготовления и окраски в межферменном пространстве блока монтировали оборудование для освещения и вентиляции здания, по верхней обшивке клали утеплитель и кровельное покрытие без последующего гидроизоляционного слоя, который устраивали после соединения всех блоков. Расход стали на блоки покрытия, включая подстропильные фермы и связи, составил 100,9 кг/м2.
Покрытие из стальных блоков Олимпийского спортивного комплекса ЦСКА в Москве, разработанное в ЦНИИПроекстальконструкция им. Мельникова [21], выполнено из предварительно напряженных панелей заводской готовности. Размеры здания в плане по осям колонн 84 X 300 м, при этом покрытие по ширине образовывает консольные свесы на 13 м.
Блоки покрытия длиной 104 и шириной 2,5 м сигарообразного очертания, образованы окружностями радиусом 677 м (рис. 10.29,6). Блок состоит из верхних и нижних панелей, объединенных между собой решеткой из одиночных уголков крестового очертания. Панели размером в плане 2,5 X 12 м запроектированы с продольными элементами каркаса в виде уголков из стали марки 10Г2С1. Верхние (сжатые) панели предварительно напрягаются до расчетного напряжения. Обшивка нижних (растянутых) панелей предварительно напрягается конструктивным усилием с целью создания гладкой поверхности (рис. 10.29,в). Монтировалось покрытие поточно-блочным методом.
Изготовление и монтаж
В практике строительства блоков с рулонированными обшивками осуществлялось из алюминия, тогда как блоков, собираемых из преднапряженных панелей — из стали.
В связи с этим вес первых блоков примерно при тех же габаритах был в 2,2—2,5 раза меньше вторых, отчего их монтаж был не одинаков. В начале остановимся на монтаже первых блоков. В связи со значительными трудностями, возникающими при перевозке готового крупногабаритного блока с мембранными рулонными обшивками, его сборку и предварительное напряжение осуществляли непосредственно на строительной площадке. Заводскими отправочными марками здесь являются составные части ферм провозного габарита либо элементы ферм россыпью, поперечные связи, торцевые элементы; прогоны; листовые обшивки.
Укрупнительная сборка блока проводится в стапеле, снабженном натяжным устройством. Сборка начинается с установки продольных ферм, верхние пояса которых соединяются на болтах через фланцы, а нижние пояса встык — сваркой. Вертикальные связи, поперечные элементы, торцевые фермы крепятся к продольным фермам либо сваркой, либо на болтах нормальной точности (оцинкованных или кадмированных). К нижним поясам собранного каркаса подвешиваются на поддерживающих роликах листы нижней обшивки, затем они подтягиваются до устранения видимых хлопунов и крепятся между собой и с каркасом заклепками.
В плоскости верхнего пояса через 10—12 м устанавливаются временные
406
Рис. 10.30 Преднапряжение верхней обшивки блока при помощи натяжной рамы.
связи, обеспечивающие устойчивость пояса при натяжения обшивки. Листы раскатываются по верхнему поясу, крепятся с одной стороны к торцевой раме, а с другой — к натяжной раме, которая может быть расположена либо под углом к каркасу, либо горизонтально в уровне верхнего пояса (рис. 10.30) В первом случае натяжение осуществляется поворотом натяжной рамы до горизонтального положения, во втором случае — продольным натяжением рамы. Натяжное усилие полностью передается на верхние пояса продольных ферм, при этом предварительное натяжение обшивки (о,) контролируется динамометром, связанным с натяжной рамой. Расчетному преднапряжению обшивки должна предшествовать технологическая вытяжка листа, которая осуществляется с применением тех же приспособлений, что и при предварительном напряжении.
Предварительное напряжение листа регулируется изменением толщины пакета прокладок, вставляемых между верхними поясами продольных ферм и натяжной рамой. Взаимосвязь предварительного напряжения Ор и толщина пакета прокладок А определяется формулой
где Z|, Av0 — длина и площадь сечения верхней обшивки; lk, Aki) — то же, верхнего пояса каркаса; Е, V — модуль упругости и коэффициент Пуассона материала блока.
В качестве примера конструкции блока с линейным способом преднапряжения и способом его монтажа рассмотрим покрытия Дворца спорта «Крылья Советов» в г. Москве, который имеет размер в плане 60 X 90 м. Покрытие состоит из 23 отдельных блоков, конструкция которых разработана ВИЛС при участии ЦНИИСК им. Кучеренко.
Каркас здания образован металлическими колоннами, расположенными с шагом 6 м. С внутренней стороны зала к ним примыкают трибуны, а с внешней — вспомогательные помещения, расположенные по продольным
407
сторонам здания. Колонны поверху объединены распределительными балками, к верхнему поясу которых крепятся алюминиевые блоки покрытия.
Блоки покрытия размером в плане 60 X 4 м представляют собой законченные объемные строительные элементы и состоят из пространственного продольно-поперечного каркаса и прикрепленных к его верхним и нижним плоскостям тонколистовых обшивок. Каркас образован двумя продольными фермами полигонального очертания и поперечными элементами, соединяющими пояса ферм в узлах крепления решетки. Внутри каркаса с шагом 12—15 м расположены вертикально диагональные связи, обеспечивающие геометрическую неизменяемость каркаса.
Каркас блоков выполнен из прессованных профилей, изготовленных из сплава марки 1915Т, обшивки из рулонированного алюминия шириной — верхняя 2200 мм, нижняя 1900 мм; толщиной 1 мм из сплава марки АМг-2П. Оба пояса каркаса полигонального очертания. Сечение верхнего пояса — двутавровое высотой 132 мм и шириной верхней полки 170, нижней — ПО мм; нижней пояс — тавр 100 X 100 X 6. Сжатые элементы решетки — трубы 140 X 5, 120 X 3, 100 X 3, 50 X 3; растянутые элементы решетки — спаренные уголки 50 X 4, 40 X 3,5, 30 X 3.
Крайние панели каркаса выполнены в виде торцевых ферм, обеспечивающих возможность натяжения обшивки и равномерное ее включение в работу блока. К поясам каркаса прикреплены обшивки, которые служат кровлей и потолком. Верхняя обшивка выполнена предварительно напряженной, нижняя — не напряжена. Каждая из обшивок собиралась из двух полотнищ рулонированного алюминия шириной 2200 мм каждая. Между собой полотнища соединялись заклепками, расположенными в два ряда. Обшивки крепились заклепками к поясам каркаса с напуском 200 мм. По нижней обшивке укладывался утеплитель и элементы пожарозащиты. Расход алюминия на 1 м2 покрытия составил 21 кг.
Сборка блока осуществлялась в сборно-разборном ангаре, каркас которого выполнен из труб обшитых светопрозрачной пленкой. Внутри ангара были установлены два кондуктора для сборки одновременно двух блоков, подмости и необходимое монтажное оборудование. Все отправочные марки каркаса на тележках лебедками завозили в ангар и при помощи талей устанавливали в сборочные кондукторы. В каркасе монтажные стыки верхних поясов были фланцевыми и осуществлялись на болтах, стыки нижних поясов перекрывались накладками на сварке.
После сборки каркаса к его нижним поясам и поперечным связям крепили обшивку. Обшивку натягивали поворотом натяжной рамы лебедкой вокруг фланцевого соединения. Регулировали предварительное натяжение пакетом прокладок во фланцевом соединении. После натяжения обшивки крепились к каркасу заклепками. Собранные блоки на тележках вывозили из ангара при помощи лебедок. Тележки двигались по направляющим в виде швеллеров, уложенных непосредственно на землю. Масса монтируемого блока вместе с утеплителем составляла 7 т, однако в связи со значительными размерами блока и высотой подъема для его монтажа применялся кран грузоподъемностью 25т (МКГ-25) (рис. 10.31).
Аналогично собирали алюминиевые блоки пролетом 84 м на здании выставочного павильона ВИЛС. Также полностью собранные блоки подавали к месту монтажа, а затем поднимали подъемниками до заданной отметки и надвигали по подстропильным балкам в проектное положение. Сборку блоков можно осуществлять и на открытом воздухе, для чего организуется сборочная площадка, оборудованная стапелями для сборки.
Приведем второй пример изготовления и монтажа блока, выполненного
408
a)
Рис. 10.31 Монтаж покрытия спортивного комплекса «Крылья Советов», а) общий вид монтажной площадки; б) подъем блока.
из предварительно-напряженных панелей заводской готовности, применительно к зданию спортивного комплекса ЦСКА в г. Москве.
Проект покрытия здания размером в плане 84 X 300 м (в осях колонн) разработан институтом ЦНИИПроектстальконструкция. Несущие конструкции покрытия выполнены в виде предварительно напряженных объемных блоков шириной 2,5 м, решенных по двухконсольной схеме. Опирание блоков предусмотрено по подстропильным неразрезным балкам.
В покрытии через каждые 24 м предусмотрены светоаэрационные фонари, которые служат также температурными швами. Очертания верхнего и нижнего поясов двояковыпуклых ферм определяются окружностями
409
Рис. 10.32 Монтаж покрытия спортивного комплекса «ЦСКА» в г. Москве.
радиусом 677 м. Длина блока покрытия основных залов составляет 104 м, его высота в коньке — 6 м, на краю консоли — 10 м.
Конструкция блоков состоит из верхних и нижних панелей, объединенных между собой решеткой крестового очертания из одиночных уголков. Панели размером в плане 2,5 X 12 м спроектированы с продольными элементами каркаса в виде уголков из стали марки 10Г2С1. В состав каркаса верхних панелей включены торцевые фермы для восприятия усилий предварительного напряжения, а также поперечные элементы. Верхние (сжатые) панели предварительно напрягаются до расчетного уровня напряжений. Обшивка нижних (растянутых) панелей предварительно напрягается конструктивным усилием для создания гладкой поверхности. Предварительно напряженные панели изготовлены на заводской поточной линии. Монтаж покрытия осуществлен поточно-блочным методом.
Укрупнительная контрольная сборка блока производилась в кондукторе в лежачем положении. На следующем этапе сборки выверяли габаритные размеры блока, проектный выгиб панелей и постановку элементов связевых решеток на несущих высокопрочных болтах, что позволило получить бесфа-соночное решение узлов крепления раскосов почти на всем протяжении блока покрытия (кроме опорной зоны).
Каждые два блока размером 2,5 X ПО м перед подъемом объединялись в монтажный блок размером в плане 5 X 110 м. Масса монтажного блока составляла от 70 (для рядовых блоков) до 100 т (для подфонарных блоков покрытия).
Продольные зазоры между блоками, установленными в проектное положение, перекрывались нащельниками. По верху обшивок блоков располагались парогидроизоляционные слои. Огнезащита конструкций покрытия осуществлялась окраской всех элементов блоков в межферменном пространстве, кроме обшивок, огнезащитной краской. Расход стали на 1 м2 покрытия составил 107 кг.
Сборка блоков начиналась со сборки блок- панели длиною 12 м. Укрупнительная контрольная сборка производилась в кондукторе в лежачем положении. На этом этапе сборки выверяли габаритные размеры, проектный выгиб панели (вторая часть предварительного напряжения) и ставили элементы связевых решеток на высокопрочных болтах. Далее панели подавали на сборочные стапели, где объединяли в блоки длиною ПО м. Монтажные стыки поясов блок-панелей между собой осуществляли на сварке.
410
Каждые два блока размером 2,5 X ПО м перед подъемом объединяли в монтажный блок размером в плане 5 X ПО м массой для рядовых блоков 70 т и для подфонарных до 100 т. Монтажный блок на тележках скипового типа по наклонной монтажной эстакаде поднимали на отметку подстропильных балок, по которым продвигали блок в проектное положение с помощью двух лебедок грузоподъемностью по 8 т каждая. Для надвижки по подстропильным балкам был уложен рельс из квадрата 60 X 60 мм, а в опорной конструкции блоков были предусмотрены специальные подкладки из швеллерных балок. Полная сборка монтажного блока и установка его в проектное положение производилась за 5 дней при двухсменной работе (рис. 10.32).
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 10
1.	Прицкер А. Я. Бескаркасные складчатые здания из легких конструкций//Промышленное строительство.— 1974.— № 10.— С. 16—19.
2.	Трофимов В. И. Многогранный алюминиевый свод из ромбовидных эле ментов//Строительная механика и расчет сооружений.— 1967.—	5.— С. 21—24.
3.	Мембранные конструкции зданий и сооружений. Часть 2: Справочное пособие.— М. Стройиздат, 1990.— С. 300—304.
4.	Трофимов В. И., Переяславцев Н. А., Сазанович Ю. М. Расчет и экспериментальное исследование трансформированного тонколистового складчатого покрытия//Строительная механика и расчет сооружений.— 1977.— № 6.— С. 30—33.
5.	СНиП П-24—27. Алюминиевые конструкции. Нормы проектирования.— М., 1985.— 48 с.
6.	Липницкий М. Е. Купольные покрытия. Стройиздат. Л. 1981. с. 104—106.
7.	Попов С. А. Строительные конструкции из алюминиевые сплавов. «Высшая школа» М. 1963. с. 155—161.
8.	Морачевский Т. Н. Применение алюминиевых сплавов в строительных конструкциях. Госст-ройиздат, 1959.
9.	Давыдов Е. Ю., Андрушевич Т. А. Предварительно напряженные своды из профилированного настила. Новые формы легких металлических конструкций, под редакцией В. И. Трофимова Издательство «Знания» (информационное научно-производственное агенство). М. 1993.
10.	Давыдов Е. Ю., Нестеренко И. Д. Покрытия зданий из стальных гиперболических панелей. Промышленное строительство 1985. л. 9-с. 4—6.
11.	Давыдов Е. Ю., Нестеренко Н. Д. Покрытия из прямоугольных панелей в форме гипара с применением профилированного настила. Справочное пособие. М. Стройиздат. 1990. с. 130—153.
12.	Гольденберг Л. И. Расчет металлических панелей с квадратными мембранами. Строительная механика и расчет сооружений. 1972. № 6.
13.	Трофимов В. И., Пугачевская Л. М. Исследование пространственного покрытия с предварительно напряженным алюминиевым настилом. Сборник «Строительстве алюминиевые конструкции. Стройиздат. М. 1967.
14.	Рекомендации по учету жесткости диафрагм из стального профилированного настила в покрытиях одноэтажных производственных зданий при горизонтальных нагрузках. ЦНИИСК, М., 1980, 39 с.
15.	Трофимов В. И., Микулин В. Б., Прицкер А. Я. и др. Мембранные конструкции зданий и сооружений. Киев «Будивельник», 1986.
16.	Бунякин А. А., Аничин Ф. И., Гринберг М. Л. Большепролетные покрытия ангара в виде системы перекрестных ферм с мембранным подвесным потолком. Новые конструктивные решения строительных металлических конструкций. М.: ЦНИИСК, 1983. с. 71—81.
17.	Попов Г. Д. Предварительно напряженные алюминиевые панели. В сб.: Строительные алюминиевые конструкции, вып. 3, М., Стройиздат, 1967.
18.	Попов Г. Д. Конструкция с предварительно напряженными обшивками.— В. кн.: III Международная конференция по предварительно напряженным металлическим конструкциям. М., 1971.
19.	Ружанский И. Л. Методика расчета предварительно напряженных стальных панелей пространственных большепролетных блоков покрытия на стадии заводского изготовления. Пространственные конструкции зданий и сооружений. Выпуск 4.М., Стройиздат, 1985. с. 152—166.
20.	Михайлов Г. Г., Микулин В. Б., Красненкова Л. В. О статической работе большепролетных блоков покрытия с предварительно напряженной обшивкой. Строительная механика и расчет сооружений. 1979.— № 4.— с. 51—52.
21.	Троицкий П. Н., Ружанский И. Л. Конструктивные особенности большепролетного пространственного покрытия олимпийского спортивного комплекса ЦСКА. Сб. научи, тр. ЦНИИпроект-стальконструкция.— М., 1977.— Вып. 22 — с. 107—115.
411
Глава 11
СПЕЦИАЛЬНЫЕ ОБЛЕГЧЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§11.1 Металлические зернохранилища мембранно-каркасного типа
Конструктивные решения, вопросы изготовления и монтажа
Наиболее перспективным решением проблемы хранения зерна в сельском хозяйстве является оснащение коллективных и фермерских хозяйств механизированными металлическими хранилищами силосно-бункерного типа, выполненными из унифицированных элементов промышленного изготовления. Эти конструктивные решения обеспечивают быстрый темп строительства при сравнительно низких капиталовложениях. При этом устранение тепла и влаги в металлических емкостях обеспечивается с помощью аэрации.
Металлические сооружения для хранения зерна, построенные с применением стального листа (реже алюминиевого), получили распространение во всем мире.
В ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко совместно с Всесоюзным институтом механизации сельского хозяйства и другими институтами разработан ряд зернохранилищ различной конфигурации, которые имеют в плане форму круга или правильного многоугольника. Они могут быть отделъностоящими либо сблокированными. Емкости вместимостью от 250 до 1000 т, предназначенные для хранения фуражного зерна, имеют круглую форму в плане. Для семеноводческих хозяйств разработаны небольшие хранилища с квадратными ячейками в плане вместимостью до 100 т, в них хранятся небольшие
партии семян с различными видовыми и сортовыми признаками, смешивание
и засорение которых недопустимо.
Сопоставление технико-экономических показателей разработанных хранилищ из металла и типовых проектов из железобетона показало преимущество
металлических зернохранилищ как по стоимости, так и по трудоемкости.
Для сравнения различных зернохранилищ, отличающихся объемнопланировочными и технологическими решениями, были рассмотрены три варианта: 1 — с повышенным подсилосным этажом; 2 — с пониженным подсилосным этажом; 3 — без подсилосного этажа с плоским днищем.
Зернохранилища варианта I с повышенным подсилосным этажом (рис. 11.1) предназначены для хозяйств, где требуется выгрузка зерна непосредственно в автотранспорт без использования электроэнергии. Загрузка хранилища зерном осуществляется через вертикальную норию и верхний горизонтальный ленточный транспортер с разгрузочной самоходной тележкой.
Конструкция хранилища с подсилосным этажом состоит из покрытия, стенок, воронок, колонн со связями и фундаментов. Покрытие выполнено из волнистых асбестоцементных листов по деревянной обрешетке и прогонам, уложенным на металлические стропила. Покрытие с уклоном 1 : 1 принято для размещения технологического оборудования в чердачной части. Стенки хранилища собираются из мембранно-каркасных панелей с соотношением
высоты и ширины — = 2. Ширина панели равна 3,6 м и принята из расчета В
трехкратной ширины листов обшивки.
412
Рис. 11.1. Металлическое прямоугольное хранилище семян и зерна из 10 сблокированных емкостей общей вместимостью 800 тн.
а) Монтаж; б) Завершенное сооружение
Стеновые панели (рис. 11.2) кроме закрепления по периметру соединены между собой по вертикали растяжками с шагом, равным 0,8 м, благодаря чему элемент жесткости панели превращается из однопролетной в многопролетную систему. Крепление листа к каркасу и элементов каркаса между собой выполнено на болтах, что позволяет осуществить конструкцию сборно-разборной.
Воронки отсеков представляют собой пирамидальную конструкцию, выполненную из стального листа толщиной 4 мм и подкрепленную ребрами из
413
Рис. 11.2. Мембранно-каркасная стеновая панель.
/ — гладкий лист;
2 — окаймляющий элемент;
3 — прогон;
4 — ригель;
5 — растяжка
швеллеров; стеновые панели зернохранилища устанавливаются на воронки и крепятся к ним болтами.
Пространственная жесткость и неизменяемость хранилища обеспечивается: в плоскости покрытия — постановкой крестовых связей по прогонам в средней части кровли; в плоскости стенок — за счет работы листа обшивки на сдвиг; по колоннам — благодаря изгибной жесткости колонн.
Основным отличием зернохранилища варианта 2 с пониженным подсилосным этажом от первого варианта является уменьшение на 2,0 м высоты подсилосного этажа с целью снижения расхода стали. Схема загрузки хранилища аналогична вышеописанной, а выгрузка производится самотеком через воронку на транспортерную ленту, которая подает зерно в завальную яму; далее по нории зерно поднимается вверх и через трубопроводы загружается в транспорт.
Отличием зернохранилища варианта 3 от предыдущих являются отсутствие подсилосного этажа и наличие плоского днища. Загрузка хранилища зерном осуществляется через вертикальную норию и верхний ленточный транспортер с разгрузочной самоходной тележкой. Выгрузка зерна осуществляется через боковые люки самотеком, а оставшееся зерно удаляется с помощью аэрожелобов, установленных в нижней части бункера (на плоском днище); далее зерно попадает на нижний горизонтальный транспортер и подается через норию по трубопроводу на транспорт.
Анализ результатов конструкторских разработок (табл. 11.1), проведенный в ЦНИИСК к.т. н. Б. Е. Киселевым, показал, что металлические зернохранилища по основным удельным параметрам сильно зависят от технологической схемы загрузки и выгрузки сыпучей массы: так, выгрузка зерна
414
План и разрез зернохранилища
Технико-экономические показатели зернохранилищ
Таблица 11.1
н	Способ		Вместимость, т		Удельный расход стали, кг/т зерна	
	загрузки	выгрузки	ячейки	всего	отдельностоящей ячейки	всего
2,0	Вертикальная нория; горизонтальный конвейер	Самотеком	80	800	92	53
1,9	То же	Аэроднище	70	1000	44	25
1,0			180	2500	31	21
0,86	Вертикальная нория; наклонный трубопровод	Система шнеков	380	380	20	20
0,51	То же	То же	925	925	16	16
Рис. 11.3. Металлическое хранилище зерна цилиндрической формы спирально-навивного типа вместимостью 500 тн
самотеком предопределяет наличие подсилосного этажа, что ведет к увеличению стоимости, трудоемкости и расходу материалов до 1,5—2 раз; при выгрузке зерна с помощью аэроднища предполагается наличие надежного энергоснабжения и технологического оборудования, при этом достигается наибольший экономический эффект.
Другой тип зернохранилища (рис. 11.3), состоящий из цилиндрических емкостей, предназначен для хранения продовольственного и кормового зерна в отдельностоящих полностью механизированных емкостях вместимостью по 250—1000 т, сблокированных по четыре штуки вокруг одной вертикальной нории, по которой осуществляется загрузка, а выгрузка предусматривается с помощью системы шнеков.
Основная особенность конструкций: кровля и цилиндрическая стенка мембранно-каркасного типа состоят из каркаса, выполненного из стального проката, и обшивки — рулонированного стального листа (оцинкованного или окрашенного) толщиной 1 мм, шириной 1250 мм.
Соединения тонколистовых элементов стены выполняются внахлестку с прокладкой герметизирующей ленты на болтах, кровли — в одинарный стоячий фальц, а элементы каркаса — на болтах.
416
Рис. 11.4 Металлическое хранилище зерна «Модуль-2000», состоящее из четырех цилиндрических емкостей вместимостью по 500 тн панельно-каркасной конструкции.
Возведение цилиндрических емкостей после окончания производства работ нулевого цикла выполняется методом непрерывного спиралевидного подращивания с помощью специального монтажного устройства. Движение цилиндрической оболочки вверх по винтовой линии обеспечивается ее поворотом вокруг своей оси.
Результаты конструкторских разработок и экспериментального строительства показали:
— цилиндрические металлические емкости, предназначенные для фуражного зерна, по удельным параметрам (стоимость, расход стали, трудоемкость и другие основные компоненты технико-экономических показателей) зависят в основном от принятой технологии загрузки и выгрузки сыпучей массы, а также от отношения высоты к диаметру;
— возведение и эксплуатация опытных образцов металлических
хранилищ в конкретных условиях, а также результаты проведенных ведомственных и государственных испытаний подтвердили высокую индустриаль-
ность, простоту изготовления и монтажа, малую трудоемкость, экономное использование основных материалов (металл, бетон, кирпич и лесоматериалы);
— на основании анализа отечественного и зарубежного опыта строительства сельскохозяйственных объектов область оптимального применения цилиндрических стальных зернохранилищ без подсилосного этажа в зависимости от суммарной стоимости, трудоемкости и расхода основных материалов (сталь, бетон) с точностью ±15% находится в интервале
(0,8 ± 0,3) -
где Н — высота, D — диаметр емкости.
Разновидностью цилиндрических емкостей зернохранилищ являются емкости модульного типа (рис. 11.4) из индустриальных тонколистовых панелей. Изготовление панелей осуществляется с помощью профилегибочной
14 — 5982
417
Рис. 11.5. Машина для профилирования 1 мм листа шириною 1250 мм с двумя продольными трапецеидальными гофрами и фальцевым соединением продольных кромок
машины ЦНИИСК-ВНИИГС Минмонтажспецстроя СССР (рис. 11.5). Эта установка осуществляет профилирование оцинкованного рулонированного стального листа шириной 1250 мм и толщиной 0,6—1,0 мм с одновременным его гибом по заданному радиусу. Благодаря профилированию листа отпадает потребность в горизонтальных ребрах жесткости, отчего уменьшается количество конструктивных элементов. Соединения продольных кромок стеновых и кровельных панелей выполняются в одинарный стоячий фальц, поперечных кромок — на дюбелях, а элементов каркаса (стоек) — на болтах. Производительность машины при двухсменной работе составляет 5000 т (600 тыс. м2 ограждения) в год.
Технология изготовления элементов конструкции включает в себя: размотку и поперечную резку рулонного листа; роликовую резку листа на мерные заготовки (по шаблону); профилирование заготовок с одновременным изгибом по заданному радиусу в продольном направлении; гнутье тонколистовых конусообразных заготовок панелей кровли.
Монтаж металлической части емкости осуществляется методом подращивания, который производится с помощью трех подъемных устройств. Каждое подъемное устройство состоит из лебедки и стойки с блоком, расположенных на общей плите. Подъем емкости производится поэтапно на высоту одного ряда стеновых панелей. Неизменяемость оболочки во время подъема и предотвращение ее поворота достигаются с помощью шести монтажных стоек и растяжек, расположенных через 60°.
Возведение металлической части емкости осуществляется в следующем порядке:
—	установка оборудования для поэтапного подъема емкости и монтаж стенда для сборки конической кровли и цилиндрической части емкости;
—	установка нижних секций стоек на анкерные болты;
—	установка верхней секции стоек и монтаж каркаса кровли;
—	монтаж кровельных панелей;
418
—	монтаж стеновых панелей верхнего (первого) яруса;
—	подъем первого этажа емкости; т. е. подъем кровли и первого яруса цилиндрической части на высоту, равную ширине пояса, подращивание стоек путем установки средних секций между верхней секцией и «башмаком», опускание смонтированной части емкости на фундамент и закрепление удлиненных стоек на анкерные болты;
—	монтаж стеновых панелей 2-го яруса и его подъем;
—	монтаж стеновых панелей и подъем смонтированной части емкости до достижения проектной высоты.
Оценка конструктивных решений, проведенная путем сравнительного анализа технико-экономических показателей (сметная стоимость, расход основных материалов, трудоемкость, приведенная масса конструкций), позволила определить их эффективность. Удельные технико-экономические показатели действующих типов и других современных проектов приведены в табл. 11.2. Анализ показывает, что металлические зернохранилища по сравнению с железобетонными экономичнее: по стоимости в ценах 1991 г.— на 40—70%, по трудоемкости — примерно на 80%, по расходу стали — на 25—50%, по расходу бетона — до 80%. Кроме того, обеспечиваются: быстрый монтаж в любых погодных условиях; малая удельная масса сооружения; низкие амортизационные расходы; малые капиталовложения; возможность максимального приближения зернохранилищ к местам убсрки и переработки зерна; надежная защита против влаги, снега и других потерь; низкая стоимость по сравнению с другими типами зернохранилищ.
Зернохранилища «Модуль», разработанные на основе индустриальной отечественной технологии, по своим технико-экономическим показателям соответствуют достигнутому мировому уровню, позволяют организовать их массовое производство и строительство на условиях комплектной поставки и сдачи «под ключ». Для сопоставления в табл. 11.1 приводятся технико-экономические показатели типовых зернохранилищ.
Воздействия ветровых нагрузок
С целью определения характера и интенсивности ветровой нагрузки на зернохранилище ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко совместно с Новосибирским отделом института Теплоэлектропроект осуществили экспериментальное исследование путем продувки сооружения на моделях. Для этого была изготовлена из жести сборно-разборная модель, позволяющая изменять соотношения высоты стенки и диаметра цилиндрической части от 0 до 2,0. Масштаб модели был принят 1: 25 исходя из диаметра реальной конструкции, равного 9,0 м. Ввиду того, что внешние кольцевые ребра цилиндрической стенки не препятствуют обтеканию ветровым потоком, цилиндрическая часть модели была выполнена гладкой. Кровля выполнялась гладкой и ребристой с углом наклона 30°. Схема модели и расположения точек измерения давления показаны на рис. 11.6.
Аэродинамическая труба имеет один обратный канал и рабочую часть в виде прямоугольного поперечного сечения размерами 1,5 X 2,0 м с открытым и закрытыми участками длиной 3,1 и 14,4 м. Ветровой поток создается вентилятором с трехскоростным электродвигателем. Модель устанавливалась у открытой рабочей части — сопла на платформе, которая в процессе испытаний поворачивалась на заданный угол (шагом 10°). Скорость потока при продувке изменялась в три ступени (от 9,9 до 22,4 м/с), в интервале чисел Рейнольдса (2,5—5,6) X Ю5-
14*
419
Рис. 11.6. Распределение коэффициентов давления при различных соотношениях Нст/D (q> = 0° и 180°) и скорости потока V = 20 м/с, при кровле гладкой (а) и ребристой (б); Т1-Т8 — места постановки измерительных приборов; —А— при НjD = 0,5;--------при
HfD = 1,0;----------при
H/D = l,5\--------•— при
H/D = 2,0
Рис. 11.7. Распределение коэффициентов давления С по периметру цилиндрической части при Hc,/D =1, — —- - - гладкой (1) и — —- — ребристой (2) кровле, при 1	2
71 = 0.8D — X—X—0-0, Z2 = 0,2D	(—   
---)
В ходе экспериментальных исследований ветровой нагрузки были определены:
—	общее сопротивление моделей в виде коэффициентов лобового сопротивления;
—	распределение ветрового давления по поверхности в виде коэффициентов давления (рис. 11.7).
На основе полученных экспериментальных данных определены значения аэродинамических коэффициентов сопротивления формы, а также оценено влияние наличия ребер: на общее сопротивление; сопротивление формы; на распределение ветрового давления.
Как видно на рис. 11.6 и 11.7, коэффициенты максимального и основного отсоса для цилиндрической части практически не зависят от наличия ребер на кровле, их абсолютное значение прямо пропорционально значению соотношения высоты цилиндрической стенки и диаметра (Н/D). Коэффициент максимального отсоса для цилиндрической части составляет С — —1,7 при угловой координате <р = 80 4- 90°. Для конической части без ребер соответственно С = —1,6 и q — 80 4 100°. Установка ребер способствует уменьшению этих значений примерно вдвое.
420
Для моделей с гладкой кровлей в отличие от нормативных данных СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия», распределение давления на кровле существенно неравномерно. Имеют место две характерные области пиковых значений отрицательных давлений. Первый пик расположен на расстоянии 0,2 длины образующей от наветренной кромки, второй находится у вершины конуса. Значения коэффициентов давления в этих областях составляют — (1,2 4- 1,4). Для моделей с ребристой кровлей второй пик сглажен (см. рис. 11.6).
С учетом реализованных в эксперименте и возможных в натуре чисел Рейнольдса, степени шероховатости стенки зернохранилищ для цилиндрической части коэффициенты давления целесообразно принимать по СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» (схема 126, приложение 4), принимая коэффициент 1,2 на величину максимального отсоса. Для кровли с ребрами коэффициенты давления рекомендуется принимать по данным настоящего эксперимента.
Для моделей с гладкой кровлей имеют место значительный разброс значений коэффициентов лобового сопротивления в зависимости от скорости потока и их рост с увеличением отношения Н/D. Для моделей с ребристой кровлей рекомендуется принимать значение коэффициента лобового сопротивления 0,65.
Коэффициенты сопротивления формы мало зависят от скорости потока, соотношения высоты стенки и диаметра (кроме Н)D = 0) и наличия ребер на кровле. Коэффициент сопротивления формы для них рекомендуется принимать 0,5.
Сопротивление формы для всех соотношений Н/D составляет около 70— 75% лобового сопротивления. Вклад кровли в сопротивление формы не превышает 2—3%.
Результаты исследования распределения давления зерна
С целью выявления напряженно-деформированного состояния цилиндрической емкости при наполнении силоса зерном были проведены экспериментальные исследования ее работы в условиях сельскохозяйственного производства. Исследования проводились на натурных объектах различной вместимости и конфигурации в плане (см. рис. 11.1 11.3).
Определение напряженно-деформированного состояния осуществлялось электротензометрическим методом, при этом особое внимание уделялось измерению распределения давления зерна на стены и днище емкости. Для исследования давления применялись месдозы гидравлического типа повышенной чувствительности, разработанные ЦНИИСК, а для непрерывного измерения давления в процессе непрерывного измерения давления в процессе выгрузки часть месдоз была присоединена к самопишущим приборам.
Исследование емкостей производилось 3 раза при различных режимах: загрузки, выгрузки, проточном состоянии и с различной производительностью.
Наблюдение за формой истечения зерна показало, что его истечение при выпуске происходит в виде столба над выпускном отверстием, причем на первоначально выровненной горизонтальной поверхности образуется коническая воронка с осью симметрии по центру выпускного отверстия.
Проведенные экспериментальные исследования также показали, что в металлических силосах мембранно-каркасного типа из-за большой дефор-мативности обшивки стенки происходит перераспределение и уменьшение максимального давления по сравнению с давлением в силосах с жесткими стенками.
Экспериментально установлено, что действительное статическое горизонтальное давление при загрузке и выгрузке в среднем в 2,4 раза меньше
421
Рис. 11.8. Изменение горизонтального давления на отметке 2 м;
а) — при выгрузке с большой производительностью (V — 140т/ч);
б) — в проточном режиме (У — 140т/ч)
расчетного по СНиП. Однако при разгрузке зерна с большой (140—150 т/ч) скоростью отмечалось увеличение горизонтального давления, причем его максимальное значение достигло двукратной величины от статического состояния. Изменение давления носило скачкообразный характер (рис. 11.8).
Проведенные исследования [1, 2, 3] различных зернохранилищ, отличающихся геометрическими формами в плане, отношениями высоты к диаметру, технологическими схемами и производительностью загрузки и выгрузки зерновой массы, позволили выявить фактическое распределение внутреннего давления и его количественные величины.
Результаты исследований порожней емкости на действие горизонтальных нагрузок
Исследования работы зернохранилищ показали, что наиболее неблагоприятным с точки зрения устойчивости стенок является воздействие на незаполненный зерном силос горизонтальными ветровыми нагрузками. При этом наблюдаемая местная потеря устойчивости стенок приводит к резкому возрастанию напряжений во всех элементах конструкций.
Учитывая невозможность моделирования в натурном эксперименте 500-тонного силоса (модуль-2) ветровой нагрузки, было осуществлено к.т.н. Б. Е. Киселевым и аспирантами ЦНИИСК И. В. Стрельцовым и Р. М. Бакировым загружение горизонтальной сосредоточенной силой эквивалентной суммарному ветровому воздействию [ 4]. До начала испытаний теоретически изучалось напряженно-деформированное состояние двух вариантов расчетной модели сооружения. Согласно первому варианту предполагалось частичное выключение стенки из работы вследствие местной потери устойчивости, что достигалось путем задания уменьшенного модуля упругости их материалу. Согласно второму — обшивка участвовала в работе пространственной системы полностью. Исследования выполнялись в линейной постановке, с использованием стандартного вычислительного комплекса «Парсек» (УкрНИ-ИПСК), реализующего метод конечных элементов.
422
Нагружение осуществлялось путем стягивания двух соседних емкостей с помощью натяжного устройства, состоящего из тяг, стяжных муфт и траверс. Горизонтальная сила прикладывалась в уровне верха цилиндрической части сооружения и равномерно распределялась на три стойки каркаса. Величина контрольной испытательной нагрузки принималась эквивалентной суммарному расчетному ветровому воздействию для IV района и составляла Р = 60 кН. Напряженно-деформированное состояние измерялось электротензометрическим способом, перемещения и прогибы измерялись с помощью прогибомеров.
Установлено, что начиная с нагрузки Р = 15 кН (25% контрольной) происходит образование протяженных наклонных выпучин по направлению главных растягивающих напряжений, возникающих вследствие местной потери устойчивости гладких участков панелей в зоне действия сдвиговых и сжимающих усилий.
После образования выпучин, конструкция сохраняла несущую способность до контрольного значения испытательной нагрузки, при этом поперечное сечение емкости приобрело каплевидную форму, симметричную относительно оси действия силы. Максимальные горизонтальные перемещения верха передней и задней к силе стоек составило соответственно 17,1 и 7,1 мм, при этом наблюдалось ускорение роста перемещений до 1, 4 раза после потери устойчивости гладких участков панелей стенки.
Сравнение результатов экспериментальных и теоретических исследований напряженно-деформированного состояния элементов порожней емкости показало, что экспериментальные значения лежат между соответствующими теоретическими, полученными для расчетных моделей с частичным и полным включением стенки силоса в работу пространственной системы, в большей мере тяготения к последней. Для приближения работы линейной расчетной модели к работе реальной конструкции получены коэффициенты, позволяющие оценить компоненты напряженно-деформированного состояния емкости при горизонтальных воздействиях:
—	при приведенных напряжений панели стенки -ф, = 1,7;
—	для продольных усилий в стойках каркаса тр2 = 0,57;
—	для горизонтальных перемещений стоек в радиальном направлении Ар3 = 2,41.
Результаты исследований напряженно-деформированного состояния обшивки емкостей при сдвиговом воздействии
Натурные испытания силоса, приведенные выше позволили выявить особенности работы сооружения и его элементов при горизонтальной нагрузке, однако, полученные результаты во многом носили качественный характер. Для более детального изучения работы и напряженно-деформированного состояния обшивки емкостей при сдвиговом воздействии в ЦНИИСК аспирантом И. В. Стрельцовым исследовались фрагменты панелей цилиндрической стенки емкости «Модуль-2» (рис. 11.4). При испытании фрагмент шарнирно-неподвижно закреплялся по кромкам в направлении образующих и со свободными криволинейными кромками. Образцы изготавливались из оцинкованной стали С 235 толщиной 1 мм. Испытано четыре серии образцов с радиусами R = 3,0; R = 4,6; R = оо (плоский) при фиксированных уровнях внешней равномерно-распределенной нагрузки q — 0; 400 и 850 Па направленной к центру кривизны. Установлено, что цилиндрические гофрированные панели воспринимают сдвиговые усилия, работая как в докритической, так и закритической стадиях. Закритическая стадия при сдвиге характеризуется образованием продольной наклонной выпучины между гофрами. Величина критической сдвиговой силы уменьшается с увеличением радиуса и внешнего
423
Рис. 11.9. Зависимость критической сдвиговой силы местной потери устойчивости гладких участков гофрированных панелей от равномерного внешнего давления
I
—1>----экспериментальные
значения;
-----— теоретические значения
0*. ril
Рис. 11.10. Аналогия форм закритического деформирования оболочки
а)	при сдвиговом воздействии;
б)	при продавливании поверхности боковым давлением нити
1	— ось выпучины при сдвиговом воздействии;
2	— граница области выпучивания;
3	— центр выпучивания;
4	— ось нити;
5	— исходное положение поверхности оболочки;
6	— закритическое положение поверхности оболочки;
7	— положение нити при закритическом деформировании оболочки
давления (рис. 11.9). Переход в закритическую стадию происходит скачкообразно, с «хлопком» при упругой работе материала.
Угол сдвига панели в целом пропорционален сдвиговой нагрузке, при этом в момент образования выпучины первоначальные параметры пропорциональной зависимости скачкообразно изменяются.
Распределение главных напряжений при сдвиговом воздействии имеет центрально-симметричный характер с максимумами в углах гладких участков между гофрамии и у вершин выпучины в закритической стадии работы. Наибольшие напряжения в гофрах возникают на их верхних фибрах вблизи четвертей пролета, превышая напряжения в криволинейных кромках до 30%. Характерно, что предельная сдвиговая нагрузка, воспринимаемая панелями, превосходит критическую местной потери устойчивости гладких участков между гофрами до 2,5 раз, что указывает на целесообразность учета закритической их работы.
Проведенные экспериментальные исследования позволили теоретически определить значения критических напряжений местной потери устойчивости при сдвиге панели и совместном действии сдвига и поперечной нагрузки. При этом И. В. Стрельцовым предложено использовать аналогию местной потери устойчивости с продавливанием цилиндрической поверхности боковым давлением натянутой на оболочку нити, ось которой совпадает с осью выпучины при закритическом деформировании.
424
При некотором натяжении нити «Т», оболочка теряет устойчивость с образованием протяженной области продавливания вдоль линии прилегания нити, а сама нить занимает по хорде кругового сегмента. Заменяя действительную схему усилий при сдвиговом воздействии на оболочку, (рис. 11.10а) статически эквивалентной с усилиями растяжения-сжатия вдоль диагоналей (рис. 11.106) и пользуясь известным выражением для критического натяжения нити, полученным А. В. Погореловым позволили определять критические сдвиговые силы по кромкам панели. Сравнение экспериментальных и теоретических значений критических сил показало удовлетворительной их соответствие (рис. 11.9) относительное расхождение не превышало 15%.
Особенности расчета
Металлические зернохранилища следует рассчитывать на нагрузки от собственного веса конструкции, сыпучего материала, а также на снеговую, ветровую и технологические нагрузки, давление воздуха, нагнетаемого в силос при активной вентиляции, газации, гомогенизации и пневматической выгрузке сыпучего материала, с учетом суточного перепада наружной температуры воздуха.
Значения и сочетания нагрузок следует принимать в соответствии со СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия» и СНиП 2.10.05-85 «Предприятия, здания и сооружения по хранению и переработке зерна». Характеристики сыпучего материала (плотность р, угол внутреннего трения ср) принимаются на основе справочных данных СНиП 2.10.05-85.
Нормативное равномерно распределенное по периметру емкости давление сыпучих материалов определяется согласно п. 4.6 СНиП 2.10.05-85 при коэффициенте трения по металлу / = 0,3.
В металлических емкостях с симметричной загрузкой и выгрузкой сыпучей массы производительностью до 25 т/ч и отношением H/R ^4 или Н/b 2 дополнительное (кольцевое и локальное) горизонтальное давление можно не учитывать (Н — высота, R — радиус и b — ширина емкости).
Нормативное вертикальное сжимающее усилие от трения зерна о стенку зернохранилища цилиндрической формы на единицу длины периметра горизонтального поперечного сечения на глубине у от верха засыпки находится по формуле
А" = 0,24уру,
где р — радиус поперечного сечения; у — объемный вес.
Нормативное вертикальное давление зерновой массы на плоское днище N/' может быть определено по формуле
Af = ТУ [1 - A (z/R - 0,4)2]
при 0 <1 r/R 0,4 А = 0;
при 0,4 r/R 1,0 А = 1,95,
где z/R — отношение переменной величины к радиусу силоса.
Металлические зернохранилища сельскохозяйственного назначения по степени ответственности сооружения относятся к III классу; соответственно у„ (коэффициент надежности по назначению) следует принимать 0,9. При проверке устойчивости конструкции следует учитывать коэффициент условий работы vc = 0,8, а при проверке прочности принимать равным 1.
Зернохранилища на стадии рабочего проектирования рекомендуется рассчитывать как пространственную систему с использованием ЭВМ. При приближенных расчетах мембранно-каркасных зернохранилищ конструктивную
425
схему следует расчленять на пространственный стержневой каркас и тонколистовую обшивку. Учет влияния последней рекомендуется оценивать включением в рабочую площадь стержней части площади обшивки. Так, при расчетах элемента каркаса на сжатие и изгиб в расчетную площадь стержня рекомендуется включать площадь обшивки на ширине 12 толщин листа по каждую сторону стержня. При расчете элемента каркаса на растяжение и изгиб в рабочую площадь элемента включается до 70% площади обшивки.
При расчетах на устойчивость стоек цилиндрических емкостей, состоящих из гофрированных панелей, в рабочую площадь стоек рекомендуется включать 12 толщин листа по каждую сторону стержня; при расчетах стойки на прочность — лист в расчет не включать.
Расчетную схему каркаса зернохранилищ, сблокированных из квадратных ячеек, рекомендуется принимать в виде пространственной рамно-связе-вой стержневой системы, состоящей из стоек и ригелей, а также работающей с ними обшивки. Расчетную схему обшивки зернохранилищ, сблокированных из квадратных ячеек, следует принимать в виде мембраны, находящейся под действием предварительного одноосного натяжения и поперечной нагрузки, в которой прогиб и напряжения определяются из выражений [ 5]
лх	лу
к = и’() sm — • sm —; а	о
= °ХР + 1)5	+ 035V — cos ) w2;
р-	2лх
= % + 1,5	[ 0,35 + к2 ( 1,1 — cos ) J w2;
% = д/а 4- д/а2 4- 4- д/а + д/а2 4- в3*
= 0Д2а2д _ 0,48й2 (охр + к\р)
Р = 2,9 [1 + V (0,45 4- V)]; к = а/Ь,
где а, b — стороны мембраны; q — поперечная нагрузка; Еы — модуль упругости мембраны; охр, оур — предварительное напряжение мембраны по направлениям х и у; — прогибы в произвольной точке и в центре мембраны; ох2, — суммарные напряжения в произвольной точке мембраны по направлениям х и у.
С учетом двухосного растяжения обшивки приведенные суммарные напряжения в ней
не должны превышать расчетного сопротивления материала обшивки.
§ 11.2. Конструкции башенного типа со структурным каркасом
Рассмотрим конструкции башенного типа со структурным каркасом на примере воздухозаборной башни Анненского рудника объединения «Джезказ-ганцветмет» [6] (рис. 11.11). Башня оригинальной конструкции, разработанная Гипроцветметом при участии ЦНИИСК *, представляет собой вертикальную структурную оболочку с ленточной обшивкой по внутренним стойкам. Высота
* Автор проекта А. М. Фанталов.
426
Рис. 11.11. Каркас воздухе* заборной башни.
а) Начали строители тна;
6) Завершенный каркас
427
Put’. I 1.12 MfUV-’tb KJ|)k.KJ iklliliLII. UTlThl I hlH смой н .1 tpn.iHHUviiVu cкои ipyiir.
башни 71,2 м, диаметр переменный; 12,4— 18,7 м с уширением кверху и раструбом для улучшения внутренних аэродинамических характеристик. Несущий каркас выполнен из замкнутых гнуто-сварных профилей «Молодечно» и включает в себя 24 наружные и 24 внутренние стойки, пространственные раскосы, распорки по наружным и внутренним стойкам, диафрагмы в виде кольцевых ферм. Толщина структуры составляет 1,2 м в нижней цилиндрической части, а в верхней конической части по мере ее расширения уменьшается до 1,1 м, при этом обеспечивается постоянная длина пространственных раскосов. Узловые сопряжения приняты на фасонках. Крепления лент в торцевых балках осуществляются на высокопрочных болтах с использованием фрикционного слоя, а к внутренним стойкам и ригелям — на дюбелях.
Основной нагрузкой для башни, определяющей 80—90% суммарных напряжений, является ветровая. Расчетная температура составляет —32°С (средняя температура наиболее холодной пятидневки), минимальная —48 °C.
В связи с разработкой и возведением воздухозаборной башни в ЦНИИСК был выполнен ряд исследований, в том числе; экспериментальное исследование взаимовлияния конструктивной формы сооружения и ветровой нагрузки; численные исследования на ЭВМ напряженно-деформированного состояния и собственных колебаний; экспериментальное исследование узлов каркаса на статическую и усталостную прочность, пониженную температуру.
Экспериментальное исследование ветровой нагрузки на моделях сооружения
Целью настоящего исследования было изучение влияния внешнего двухсетчатого каркаса на аэродинамические характеристики сооружений.
Испытания проводились в аэродинамической трубе 3-АТ-17,5/3 СибНИИЭ при скорости ветрового потока от 10 до 26 м/с, степень начальной турбулентности по его оси составляла величину порядка 1.5%.
Задачей исследования было изучение распределения аэродинамических коэффициентов внешнего и
428
Таблица 11.3
Коэффициенты лобового сопротивления сх
Модель		Диаметр, м	Высота, м	Относительная шероховатость	сх
Наименование	Граничные условия				
Гладкая 24-гранная	Без шайб				0,51
призма	С 1 шайбой	0,243	0,580	-—	0,53
	С 2 шайбами				0,54
Цилиндрическая	Без шайб				0,72
часть	С 1 шайбой	0,247	0,580	0,11	0,75
	С 2 шайбами				0,74
Коническая часть	Без шайбы	0,308	0,818	0,09	0,76
	С шайбой				0,78
Модель в сборе	Без шайбы	0,284	1,387	0,10	0,78
	С шайбой				0,80
Модель в сборе с учетом модели АБК	С шайбой	0,284	1,387	0,10	0,56
внутреннего давления, а также коэффициентов лобового сопротивления.
Модель воздухозаборной башни с наружным двухсетчатым каркасом выполнена в масштабе 1:50 с соблюдением геометрического подобия (рис. 11.12) из двух частей: нижней цилиндрической и верхней конической с раструбом.
Для изучения ветровой нагрузки на один из возможных вариантов конструктивного решения башни изготовлена модель в виде гладкой 24-гранной призмы, сопоставимой с цилиндрической частью.
Для изучения влияния на величину ветровой нагрузки блокировки с другими зданиями изготовлена модель здания административно-бытового комбината (АБК) в виде цилиндра с поперечным сечением в форме кольца, внутри которого находится нижняя часть воздухозаборной башни.
Измерение внешнего и внутреннего давления осуществлялось при помощи 135 дренажных отверстий.
Коэффициенты лобового сопротивления [ 7, 8] приведены в табл. 11.3. Как для гладких моделей, так и моделей с наружной стержневой решеткой эти коэффициенты практически не зависят от числа Рейнольдса т. е. в эксперименте был реализован закритический режим обтекания Re > Re кр.
Из табл. 11.3 видно, что установка одной или двух шайб приводит к увеличению средних значений коэффициентов лобового сопротивления.
Значения сх для гладких моделей оказались гораздо ниже нормативных значений сх = 0,7 для цилиндра с «умеренной шероховатостью». Анализ полученных величин лобового сопротивления, внешнего и внутреннего давления позволил установить:
1. Коэффициенты лобового сопротивления для круглого в плане сооружения с наружной двухсетчатой стержневой решеткой могут быть снижены на 20% по сравнению с нормируемыми значениями для цилиндрических сооружений с меридиональными ребрами сплошного сечения.
2. Внешний двухсетчатый стержневой каркас, не меняя в целом характера распределения давления в кольцевом направлении, присущего гладкому круговому цилиндру, вызывает (рис. 11.13):
а)	уменьшение абсолютной величины минимального давления (примерно в 2 раза) и коэффициентов основного отсоса (с 0,40 до 0,32);
429
Рис. 11.13. Распределение усредненных коэффициентов внешнего давления се по периметру (в зависимости от угловой координаты ср):
1	— 24-гранной призмы с шайбой снизу;
2	— круговой цилиндр по нормам;
3	— 20-гранная призма, H/d 5 [9];
4	— цилиндрическая часть с шайбой снизу;
5	— модель в сборе;
6	— круговой цилиндр с шероховатостью 0,01 < к < 0,1, H/d ^5 [9], градирни с шероховатой поверхностью (10];
7	— шероховатая оболочка [10], градирня [11]
Рис. 11.14. Распределение коэффициентов внешнего давления се по высоте;
а — модель в сборе;
б — модель в сборе с учетом модели АБК;
/ — <р = О';
2	— ф = 180°;
3	— ф = 75°;
4	— ф = 45°;
Г, 2', 3' — коэффициенты давления полного торможения, основного и максимального отсоса соответственно для гиперболической градирни по [ 11]
Рис. 11.15 Распределение коэффициентов внутреннего давления а по высоте: 1 — 24-гранная призма;
2	— цилиндрическая часть;
3	— коническая часть;
4	— модель в сборе;
5	— модель в сборе с учетом модели АБК
ЛИ
430
б)	увеличение значений угловой координаты, при которых давление переходит через ноль, 40—45° и 34—37,5° соответственно. В обоих вариантах конструктивного решения практически совпадают значения угловых координат, при которых имеет место минимальное давление (67,5—75°) и начинается зона основного отсоса (около 112,5°). Полученное распределение коэффициентов внешнего давления в кольцевом направлении при двухсетчатом стрежневом каркасе практически эквивалентно распределению при меридиональных ребрах сплошного сечения.
3.	Равномерность распределения внешнего давления по высоте 24-гранной призмы существенно зависит от симметрии обтекания потоком ее краевых участков. Наличие развитой стержневой решетки сглаживает эффекты, обусловленные несимметрией граничных условий. В зоне раструба распределение коэффициентов внешнего давления по высоте существенно неравномерно при значениях угловой координаты от 0 до 112,5—120° (рис. 11.14, а).
4.	Распределение ветровой нагрузки по поверхности воздухозаборной башни претерпевает качественные изменения под влиянием АБК, высота которого составляет 1/3 высоты башни. По высоте можно выделить три характерные зоны. При z 0,8 ЯА6К распределение давления по высоте почти не зависит от угловой координаты, а распределение в кольцевом направлении на каждом уровне близко к равномерному. При z 1,6 /7АБК присутствие АБК не оказывает существенного влияния на значение аэродинамических коэффициентов. Область 0,8 < z///ABK <Z 1,6 является промежуточной (рис. 11.14, б).
5.	Наличие внешнего стержневого каркаса приводит к значительному уменьшению абсолютной величины внутреннего давления по сравнению с гладкой моделью; при сопоставимых условиях для этих двух вариантов коэффициенты с соответственно равны —0,59 и —0,93 (рис. 11.15).
6.	Коэффициенты сопротивления формы схф, полученные интегрированием коэффициентов давления, мало зависят от степени шероховатости поверхности тела: как для гладкой модели, так и для модели с наружным стрежневым каркасом значения схф близки между собой и составляют 0,4—0,5. Но при этом сопротивление формы составляет соответственно 80—90% и 60% соответственно общего сопротивления, полученного при испытаниях.
7.	При расчете высоких сооружений необходимо учитывать неравномерность распределения давления ветра (коэффициентов давления) по их высоте. В частности, для гладких цилиндрических сооружений учет этой неравномерности приводит к увеличению усилий более чем на 10%.
Результаты численного исследования напряженно-деформированного состояния
Конструкция воздухозаборной башни отличается высокой степенью регулярности. В связи с этим для ее исследования был использован вычислительный комплекс «Парсек», разработанный в УкрНИИПСК. В этом комплексе эффективно реализованы преимущества, вытекающие из свойств целого ряда видов симметрии рассматриваемых конструкций. Расчетная схема представляется в виде набора конечных элементов; предполагается, что конструкция линейно-упругая и работает в области малых перемещений и углов поворота, т. е. выполняются все необходимые предпосылки линейной теории упругости. Учет свойств симметрии существенно упрощает составление системы разрешающих уравнений, а ее решение выполняется с помощью специальных методов на основе теории групп. Механическая интерпретация состоит в расчленении исходной симметричной механической системы на ряд независимых подсистем меньших размеров, отличающихся друг от друга способами закрепления и нагрузками.
431
Рис. 11.16. Расчетная схема воздухозаборной башни:
а — план на отметке 1,9 м: б — развертка боковой поверхности элементарной ячейки (цилиндрическая часть);
в — то же (коническая часть)
Риг. 11.17. Деформации поперечного сечения:
а — при собственных изгибных колебаниях;
б — при собственных колебаниях как оболочки;
в — от ветровой нагрузки;
1 — первоначальный контур;
2,3 — контур при кратных формах колебаний;
4 — деформированный контур
Наряду с конструктивными особенностями (структурный каркас из замкнутых гнуто-сварных профилей, тонколистовая обшивка) особенностью сооружения является его геометрия: увеличение диаметра по высоте и соотношение высоты и диаметра, составляющее от 5,7 по минимальному диаметру до 3,8 по максимальному, т, е. по характеру своей работы сооружение занимает промежуточное положение между оболочкой и консолью. Основной нагрузкой, определяющей 80—90% усилий и перемещений, является ветровая нагрузка, которая включает в себя динамическую составляющую.
В соответствии со спецификой вычислительного комплекса «Парсек» задавались координаты и жесткости для повторяющейся части конструкции — элементарной ячейки (рис. 11.16).
В соответствии с задачами исследования в. н. сотрудником ЦНИИСК Л. Б. Кацнельсоном, осуществившим расчет, рассматривались следующие варианты расчетных схем:
432
Таблица 11.4
Периоды Т и формы собственных колебаний воздухозаборной башни
Вариант 1 (3X312 масс)			Вариант 2 (2 X 312 масс)		
Т, с	Кратность	Форма колебаний	Т, с	Кратность	Форма колебаний
1,153	2	Изгибная	1,148	2	Изгибная
0,821	1	Крутильная	0,821	1	Крутильная
0,313	2	Изгибная	0,305	2	Изгибная
0,185	1	Крутильная	0,185	1	Крутильная
0,182	2	Как оболочка	0,180	2	Как оболочка
0,146	2	Изгибная	0,145	2	Изгибная
0,125	2	Как оболочка	0,123	2	Как оболочка
0,116	1	Крутильная	0,116	1	Крутильная
0,0996	1	2	Изгибная	1	0,0979	2	Изгибная
0,0990	1	Продольная	0,0886	2	Как оболочка
основной (базовый) вариант: каркас с шарнирным сопряжением стержневых элементов, обшивка не учитывалась (задавалась в виде пластинок с фиктивной жесткостью);
каркас с жестким сопряжением стержневых элементов, обшивка задавалась аналогично предыдущему варианту;
каркас с шарнирным сопряжением элементов и обшивкой, работающей только в одном направлении, совпадающем с осями внутренних стоек;
каркас с шарнирным сопряжением узлов и обшивкой в виде пластинок, находящихся в условиях плоского напряженного состояния.
В каждой из четырех расчетных схем задавались варианты неподвижных и податливых опор, т. е. фактическое количество рассматриваемых расчетных схем равно 8.
Полная расчетная схема включала в себя 1200 узлов и в зависимости от варианта от 5328 до 5904 конечных элементов.
Необходимость учета динамической составляющей ветровой нагрузки обусловила проведение исследования собственных колебаний, которое выполнялось применительно к основной (базовой) расчетной модели. Массы размещались в 13 уровнях с шагом в кольцевом направлении 15°, т. е. в 312 узлах, при этом варьировалось количество степеней свободы инерционных характеристик. В первом случае для каждой из 312 масс задавались все три линейные степени свободы, во втором — исключалась степень свободы в направлении, соответствующем продольной оси сооружения; суммарное количество инерционных характеристик составило 936 и 624 соответственно. Задание столь большого числа инерционных характеристик связано с тем, что по своим соотношениям, например отношению высоты к диаметру, воздухозаборная башня занимает промежуточное положение между конструкциями, собственные колебания которых сводятся к колебаниям консольных стержней и оболочек.
Результаты расчетов приведены в табл. 11.4 и на рис. 11.17. Они показывают, что низшим, определяющими формами колебаний, являются изгибные и крутильные, т. е. сооружение работает в первую очередь как консоль. Изгибные колебания имеют кратность 2, колебания по смежным формам происходят в ортогональных плоскостях, перемещения в горизонтальных сечениях обратно осесимметричны (рис. 11.17, а). Крутильные колебания имеют кратность 1.
433
Таблица 11.5
Сопоставление периодов Т и относительных перемещений (линейных X и угловых <pz) для первых трех форм собственных колебаний
Относи-тельная вы-сота z/Я	Пространственная конструкция			Эквивалентный консольный стержень		
	7',= 1,153 с	7’2=0,821 с	Г3= 0,313 с	Т,= 1,172 с	Г2= 0,823 с	73= 0,319 с
	X	4>z	X	X	«Р2	¥
0,09	3,44-1Q—3	1,40-10~5	2,85 • IO”2	5.82-10 3	1,40-10-5	3,07-10-2
0,27	1,87-10’2	4,51 • 10-5	8,34-10-2	2,08-10-2	4,51 10-5	7,70-10-2
0,44	3,87 -10-2	7,45-10-5	1,00 - io—1	3,96-10-2	7,44-10-5	9,17-10—2
0,62	6,12-10 2	9,43 • 10’5	6,18-10-2	6,02-10-2	9,42-10—5	6,59 10-2
0,79	8,15-10-2	1,03-10-4	—1,29-10—3	8,05 IO-2	1,03 -10“4	6,23-10—3
1	1,03 -ю-1	1,07  10—4	-7,53-10-2	— 1,03-Ю-1	1,07 -10—4	—7,87-10-2
Колебания как оболочки (рис. 11.17, б) имеют кратность 2, колебания по смежным формам происходят относительно осей, расположенных под углом 45°, перемещения в горизонтальных сечениях осесимметричны (их среднее значение равно нулю).
Продольные колебания имеют кратность 1, им сопутствуют радиальные осесимметричные.
Отсутствие инерционных характеристик в продольном направлении не влияет на крутильные колебания и незначительно влияет на изгибные колебания и колебания сооружения как оболочки, не позволяя учесть лишь продольные колебания. При этом время расчета, хотя и уменьшается в 2,5 раза, остается все же значительным, как и сложность расчета в целом. Это делает актуальным нахождение для подобных пространственных конструкций более простых моделей. Для модели в виде консольного стержня проведен ряд сопоставительных расчетов, которые показали хорошее совпадение периодов изгибных, крутильных и продольных колебаний и соответствующих относительных перемещений пространственной конструкции и мо-дели(табл. 11.5).
Выполненные расчеты позволили выявить повышенную жесткость системы; так, относительное перемещение верха каркаса и относительное изменение диаметра в том же уровне составили соответственно 1/250 и 0,13%.
В пределах яруса усилия в пространственных раскосах нарастают сверху до отметки сопряжения цилиндрической и конической частей, дальше они почти не меняются, а внизу конструкции уменьшаются. Максимальные усилия в пространственных раскосах превышают усилия в опорных раскосах примерно в 1,5 раза, что связано с их работой также на местную ветровую нагрузку.
В опорном узле имеет место изменение регулярности конструкции, с чем связана почти двукратная разница усилий в наружных и внутренних стойках. Проведенные расчеты позволили также выявить влияние обшивки и способа сопряжения стержней в узлах на работу каркаса.
В табл. 11.6 для характерных сечений (на уровне около половины высоты и на верхней отметке) приведены относительные значения усредненных характерных перемещений при единичных загружениях и ветровой нагрузке.
Учет жесткого сопряжения стержней незначительно (2-4-3%) влияет на перемещения и деформации конструкций. Наиболее существенное влияние оказывает учет работы обшивки, площадь которой составляет 20% площади
434
Таблица 11.6
Относительные характерные перемещения и деформации для различных вариантов расчетных схем сооружения *
Вариант расчетной схемы	Относи-тельная высота z/H	Характерные перемещения при единичных загружениях				Перемещения и деформации от ветровой нагрузки		
		Z от продольной силы	ЛП ОТ поперечной силы	хм ОТ изгибающего момента	4’z ОТ крутящего момента	*в	Д1	Д2
1	0.44	100%	100%	100%	100%	100%	100%	100%
	1	100%	100%	100%	100%	100%	100%	100%
2	0,44	99.8%	97,2%	100%	95,3%	96,9%	99,4%	99,4%
	1	99,9%	98,1%	99,2%	95,9%	97,8%	99,0%	99,0%
3	0,44	85,6%	95,3%	87,3%	100%	96,5%	100%	100%
	1	82,3%	94,4%	90.6%	100%	94,8%	100%	100%
4	0,44	83,2%	56,2%	98,5%	31,2%	51,7%	92,2%	95,1%
	1	80,4%	62,8%	80,5%	30,8%	62,3%	82,0%	82,0%
В табл. 11.6 приняты следующие обозначения: Н — высота сооружения; z — координата вдоль оси сооружения; х — поперек оси, Л( =	— d и ~ ^2 — — деформации поперечного
сечения (рис. 11.17в,). Варианты расчетных схем пронумерованы в соответствии с текстом.
стоек. Учет работы обшивки только в одном направлении, совпадающем с осями внутренних стоек, позволяет уменьшить продольные перемещения до 18%, поперечные примерно на 5% и почти не влияет на деформации в кольцевом направлении. Расчетные усилия от ветровой нагрузки во внутренних стойках при учете работы обшивки уменьшаются на 13—16%, в наружных — на 2—7%; почти не меняются опорные реакции, а также усилия в опорных и пространственных раскосах.
На усилия перемещения и деформации в наибольшей степени влияет наличие обшивки, которая аппроксимируется системой пластинок, находящихся в условиях плоского напряженного состояния. В этом случае перемещения и деформации уменьшаются в 1,5—2,0 и более раз, абсолютные величины опорных реакций от ветровой нагрузки увеличиваются на 7%, усилия в наружных стойках уменьшаются на 5—15%, во внутренних стойках увеличиваются до 26%, а приращение усилий в опорных раскосах доходит до 68%. В пространственных раскосах уменьшение усилий достигает 56%. Таким образом, существенно меняется характер работы пространственной системы. Одновременно вследствие совместной работы с каркасом в обшивке появляются значительные сжимающие напряжения как в продольном, так и кольцевом направлениях.
Изгибные, крутильные и продольные колебания пространственной конструкции могут моделироваться колебаниями эквивалентного консольного стержня, жесткостные параметры которого определяются из условия равенства перемещений при характерных загружениях.
Испытания узлов каркаса из профилей «Молодечно»
на статическую и усталостную прочность, пониженную температуру
Каркас воздухозаборной башни выполняется из замкнутых гнуто-сварных профилей «Молодечно», которые обладают высокой эффективностью. В то же время в них вследствие холодного гнутья без последующей нормализации в зонах изгиба имеют место структурные изменения, связанные с вытяжкой и снижением пластических характеристик.
435
Как уже отмечалось, для воздухозаборной башни основной нагрузкой является ветровая, что определяет возможность возникновения явлений усталости [12, 13, 14]. О необходимости их учета говорит также отнесение основных элементов вытяжных башен (стойки, решетка, узловые фасонки) к I группе конструкций [ 15, 16].
Основной узел монтажного соединения стоек принят в виде фланцевого соединения на сварке, где сварные швы выполняются по типу стыковых с разделкой кромок, а фасонки-прокладки работают в направлении толщины проката. Врезные фасонки элементов решетки примыкают внахлестку к узловым фасонкам, которые по торцам обрамлены ребрами жесткости.
Гнуто-сварные профили «Молодечно» изготовлены из новой марки стали 433, которая по прочностным показателям близка к стали 09Г2С.
Задачами испытаний являлось:
—	определение несущей способности и предельных состояний узлов;
—	исследование поведения узлов при циклических нагружениях блоками нагрузок, эквивалентных ветровой нагрузке за расчетный срок службы;
—	изучение поведения узлов при низких температурах, в том числе одного основного типа (монтажный стык по наружным стойкам) в диапазоне от плюс 20 до минус 80° С;
—	определение предела выносливости, прежде всего для основного типа узлов.
Натурные образцы изготовлены на Карагандинском заводе металлоконструкций, являющемся изготовителем конструкции воздухозаборной башни.
Блоки циклического нагружения, эквивалентные воздействию ветровой нагрузки за расчетный срок службы, определены в отделе динамики сооружений ЦНИИСК.
Статические испытания образцов показали, что в угловой зоне ГСП 80 X 3 по сравнению с серединой грани предел текучести повышается на 22%, предел прочности на 14%, относительное удлинение уменьшается в 2,6 раза. Для ГСП 120 X 4 эти показатели составляют 39%, 25% и 3,1 раза соответственно.
Предел прочности для профиля в целом составил: 474 МПа для ГСП 80 X 3 и 548 МПа для ГСП 120 X 4.
Выполнение экспериментальные исследования натурных образцов узлов из замкнутых гнуто-сварных профилей позволили установить:
при статическом нагружении образцов сопряжения наружных и внутренних стоек через фасонку-прокладку разрушение происходит по тавровому соединению, разрушающие напряжения при минус 50° С в 1,5—1,8 раза превышают разрушающие напряжения при комнатной температуре. Циклическое нагружение блоком нагрузок, эквивалентным ветровой нагрузке за расчетный срок службы, приводит к увеличению разрушающих напряжений при комнатной температуре в 1,4—1,7 раза и небольшому их уменьшению при минус 50° С. В интервале от плюс 20 до минус 80° С разрушающие напряжения растут при понижении температуры от плюс 20 до минус 20° С, где достигают максимума, затем понижается, наименьшее значение имеет место при минус 65° С, а при минус 80° С они возвращаются к уровню, соответствующему от 0 до плюс 20° С. Явления хрупкого разрушения возникают при минус 20° С, при минус 40° С охватывают большую часть сечения, а начиная с минус 50° С — все сечение.
В образцах узлов примыкания пространственных раскосов разрушение происходит по ГСП у торца врезной фасонки, в образцах узлов примыкания распорок к внутренним стойкам — по врезной фасонке у начала флангового
436
Рис. 11.18. Кривые выносливости при угловых швах:
J — р = 0,75;
2 — f) = 0,2;
0,75
шва крепления к узловой фасонке. Для образцов эти типов существенного влияния блоков эквивалентных нагрузок и температуры на разрушающие напряжения и характер разрушения в интервале температур от плюс 20 до минус 50° С не отмечено, при минус 50° С начинается переход к хрупкому разрушению на большей части сечения, а при минус 65° С разрушение становится полностью хрупким и имеет место снижение разрушающих напряжений;
усталостные испытания для образцов узлов по наружным стойкам показали, что для образцов этого типа предельное состояние в виде усталостного разрушения от ветровой нагрузки (при р = 0,75) практически маловероятно: предел выносливости на базе 2 млн. циклов составляет не менее 187 МПа. Обращает на себя внимание близость предела выносливости к разрушающим напряжениям при статике (около 80%) в условиях комнатной температуры для образцов узлов по наружным и внутренним стойкам. Для узлов примыкания раскосов и распорок через врезную фасонку внахлестку к узловой фасонке этот показатель существенно ниже. Повышение жесткости и конструктивного эксцентриситета в этих узлах влияет на результаты как статических, так, особенно, усталостных испытаний;
для узлов по стойкам как при статических, так и при усталостных испытаниях существенную роль играет полнота провара стенки ГСП; так, при выполнении швов таврового соединения не стыковыми, а угловыми при одинаковой интенсивности усталостного нагружения количество циклов до разрушения уменьшается в 3,2—6,7 раз (рис. 11.18, кривая 3). Требуемое качество обеспечивается в первую очередь разделкой кромок ГСП с соответствующим контролем и соблюдением технологии выполнения сварки;
в целом испытания показали достаточную несущую способность узлов при статическом и циклическом нагружениях и низких температурах при выполнении требований по качеству изготовления и сборки. Определенным резервом несущей способности является для узлов по стойкам повышения уровня разрушающих напряжений вследствие циклического нагружения, тем более, что вероятность появления расчетной ветровой нагрузки сразу после завершения монтажа достаточно мала.
Несмотря на то, что исследования проведены применительно к конструкции воздухозаборной башни, обладающей определенной спецификой, полученные результаты могут быть использованы при разработке иных конструкций из замкнутых гнуто-сварных профилей «Молодечно».
В завершении отметим, что со стороны ЦНИИСК все основные исследования и разработки конструкций башенного типа в основном осуществлял ведущий научный сотрудник Л. Б. Кацнельсон.
437
§ 11.3. Главный монумент памятника Победы на Поклонной горе г. Москвы
Главный монумент памятника Победы представляет собой сооружение башенного типа высотой 140 м, состоящее из ствола силового каркаса, фахверка и облицовки (рис. 11.19). Монумент является уникальным сооружением 1 класса ответственности со сроком службы 100 лет. Сооружение снабжено гасителем колебаний (заметим, при отсутствии виброгасителей, в ночь с 17 до 18 февраля 1995 г. произошло сильное раскачивание смонтированных к тому времени металлоконструкций, что привело к необходимости, до установки виброгасителей, осуществить расчаливание конструкции). Сооружение запроектировано ЦНИИпроектстальконструкция им. академика
Рис. 11.19. Схема каркаса монумента памятника Победы на Поклонной горе г. Москвы.
Мельникова.
Изготовление каркаса осуществлял Белгородский ЗМК. Монтаж — акционерное объединение «Стальмонтаж».
Динамические расчеты параллельно с основным проектным институтом выполняла лаборатория динамики ЦНИИСК. Лаборатория металлических конструкций ЦНИИСК освидетельствовала сварные и болтовые соединения силового каркаса и фахверка для навески бронзовых панелей и торцевых ребер главного монумента (д. т. н. В. М. Барышев, к. т. н. В. Г. Искендиров, вед. н. с. Л. Б. Кацнельсон и др.).
Конструктивное решение. Основная часть ствола с отметки 8,5 м до отметки 140 м представляет собой пространственную стержневую конструкцию в виде трехгранной усеченной пирамиды, ребра которой опираются на выступы опорной части силового каркаса (отметка 8,5 м). По высоте через 12 метров ствол развязывается стержневыми диафрагмами. Основные колонны ствола (угловые пояса) являющиеся ребраами пирамиды проходят до его верха (рис. 11.19). Помимо основных колонн имеются промежуточные колонны (центральные пояса) доходящие до отметки 98,5 м. Угловые пояса представляют собой сварные тавры (полками наружу) сечение которых увеличивается к низу. Двухветвевые сечения центральных поясов составлены из сварных уголков (перьями наружу), объединенных прокладками, а в узлах — еще и парными накладками.
Решетка ствола раскосного типа выполнена из круглых труб 0121 X 12 мм. Элементы наружной решетки примыкают к поясам с помощью вставок в виде четверти трубы 0380 X 20, подкрепленной поперечным ребром и заглушками.
438
Ствол мачты состоит из 12-ти метровых секций, имеющих по концам листовые врезные фасонки с отверстиями для монтажных болтов. Врезные фасонки соединяются с ребрами поясов на монтажной сварке. Все основные элементы ствола выполнены из стали марки 09Г2У.
Опорной частью силового каркаса между отметками 0,0 м и 8,3 м служит внутренняя и наружная цилиндрические оболочки, связанные между собой горизонтальными диафрагмами и вертикальными поперечными ребрами. В оболочках, диафрагмах и ребрах имеются проемы для прохода, в ряде мест обрамленных воротниками. Опорный узел имеет три опорных выступа, ввиде консолей от отметки 5,5 м до отметки 8,3 м, на которые опираются основные колонны силового каркаса. Все соединения элементов опорного узла — сварные, швы заводские и монтажные. Материал опорного узла — листовая низколегированная сталь марки 09Г2У.
Ветровые нагрузки
Ветровые нагрузки, действующие на Главный монумент комплекса, являются основным типом воздействия, определяющим конструктивные решения основных элементов и узлов сооружения. При этом можно выделить следующие основные типы этого воздействия, которые необходимо было учитывать при его проектировании:
—	действие средней и пульсационной составляющей расчетной (максимальной) ветровой нагрузки;
—	вихревое возбуждение (ветровой резонанс) сооружения;
—	возбуждение аэродинамически неустойчивых поперечных и изгибно-крутильных колебаний (типа галопирования и дивергенции).
Динамический расчет монумента на действие ветра проводился в ЦНИ-ИПСК им. Мельникова; анализ и экспертные оценки принятых ветровых нагрузок: динамической реакции сооружения и предлагаемых схем гашения колебаний — в ЦНИИСК им. Кучеренко (зав. отделом динамики сооружений чл.-корр. ИА, д. т. н. проф. Цейтлин А. И.; вед. научи, сотрудник, к. н. т. Попов Н. А.). При проектировании сооружения средняя и пульсационная составляющие ветровой нагрузки определялись в соответствии с положениями раздела «Ветровые нагрузки» главы СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия». При этом были сделаны следующие исключения, которые, по мнению авторов проекта, должны были учитывать специфику места строительства сооружения и повышать степень его надежности:
а)	принимая во внимание рельеф окружающей местности, условный уровень, от которого отсчитывается высота сооружения, опущен относительно его основания на 30 м. Это привело к повышению средней составляющей ветровой нагрузки на десяти метровой отметке монумента примерно на 50%, а для его верха — на 5%. Одновременно пульсационная составляющая снижена соответственно на 20% и 5%.
б)	Учитывая повышенную ответственность сооружения, коэффициент надежности по ветровой нагрузке yv принят равным 1.55 (к= 1.55) в соответствии с рекомендациями МосЦГМС. В действующем разделе «Ветровые нагрузки» СНиП 2.01.07-85 не регламентируются значения коэффициента yv для особоответственных сооружений. На практике при их проектировании обычно используется = 1.5, соответствующее примерно средней повторяемости скорости ветра один раз в сто лет.
в)	При расчете сооружения на действие ветра были использованы значения аэродинамических коэффициентов, полученные при проведении модельных испытаний в ГНИЦ ЦАНИ. Программа испытаний включала в себя:
—	определение аэродинамических коэффициентов лобового сопротивления;
—	измерение пульсаций давления;
439
Динамический расчет сооружения
Анализ напряженно-деформируемого состояния сооружения показал, что основной вклад в динамическую реакцию вносят колебания по первым трем формам, две из которых соответствуют изгибным, а одна — изгибно-крутильным колебаниям.
При выбранной форме поперечного сечения Главного монумента комплекса не исключено его вихревое возбуждение (ветровой резонанс), а также появление аэродинамиески неустойчивых поперечных колебаний типа галопирования по первой и третьей форме и связанных изгибно-крутильных колебаний по второй форме. Частично эти выводы подтверждаются данными аэродинамических испытаний модели сооружения и его отдельных отсеков. В связи с этим можно отметить, что на стадии монтажа (когда несущие конструкции монумента были полностью смонтированы, а ограждение установлено до высоты примерно 104 м) были зафиксированы интенсивные поперечные колебаания при скорости ветра V ~ (12—15) м/с. Природу этих колебаний (ветровой резонанс или галопирование) установить не удалось. Появление интенсивных поперечных и изгибно-крутильных колебаний способствует накоплению усталостных поврежденй элементов сооружения (в особенности, в местах их крепления) и требует проверки их на выносливость. В то же время использование при эксплуатации сооружений эффективных методов гашения колебаний, связанных с воздействием ветра, снижает их интенсивность и, как правило, исключает возможность появления и развития усталостных трещин.
Гашение колебаний
Для снижения уровня колебаний Главного монумента комплекса используются аэродинамические методы и динамические гасители колебаний.
Метод аэродинамического гашения связан с перфорацией верхней части обшивки монумента или с созданием здесь сквозных каналов (щелей). Этот способ достаточно часто используется при строительстве высоких сооружений, однако, учитывая то, что во время монтажа монумента были зафиксированы интенсивные поперечные колебания, нужно отметить, что этот метод не гарантирует эффективного гашения резонансных и неустойчивых колебаний. Использование при эксплуатации монумента гасителей колебаний маятникового типа позволяет (при определенных условиях) значительно снизить уровень колебаний по наиболее опасным первым формам. К достоинствам этого метода относится существование надежных и апробированных методов расчета и настройки подобных устройств. Однако их эксплуатация в данном случае связана с определенными проблемами, которые, в первую очередь, обусловлены особенностями геометрической формы монумента и необходимостью гашения не только изгибных, но и крутильных форм колебаний. В связи с этим, учитывая уникальность и социальную значимость сооружения, правилами эксплуатации предусмотрены в течение нескольких первых лет экспериментальное изучение его динамических характеристик, постоянный контроль состояния гасителей и их настройка на соответствующие частоты.
Монтаж.
Монтаж монумента осуществлялся с октября 1994 г. по конец мая 1995 г. акционерным объединением «Стальмонтаж», возглавляемым Ю. А. Яшенковым.
При монтаже Главного монумента использовались монтажные краны СКГ-631. «Като-350» и Лихтерр-1400. С помощью крана СКГ-631 осуществлялись вспомогательные работы (разгрузка поступающих на площадку конструкций и их укрупнение в монтажные блоки).
440
Кран «Като-350» был использован для монтража элементов закладной детали, элементов опорного узла и первой секции ствола. Монтаж последующих секций ствола и панелей облицовки выполнялся краном «Лихтерр-1400». Этим же краном была смонтирована и скульптура богини Ники.
Элементы закладной детали собирались на проектной отметке, где после их выверки производилась монтажная сварка с последующим ультразвуковым и гамма контролем.
Элементы опорной части собирались на проектной отметке, после их выверки производилась монтажная сварка стыков и приварка опорной части к закладной. Также осуществлялся ультразвуковой и гамма-контроль.
Элементы ствола с отметки 8.30 до отметки 99,70 проходили предварительное укрупнение и сварку в монтажные блоки массой от 11,7 тн до 47,10 тн. Длина блоков колебалась от 7,4 до 12 м. Начиная с отметки 99,700 до отметки 149,000 элементы ствола монтировались без укрупнения и их масса составляла от 4,2 до 11,64 тн при длине от 4,8 м до 13,0 м. Соединение между монтажными элементами ствола на проектной отметке осуществлялось на сварке с последующим ультразвуковым контролем.
Бронзовые панели облицовки ствола проходили предварительное укрупнение и подавались на место с помощью траверс с последующим креплением при помощи болтов.
§ 11.4 К вопросу восстановления Храма Христа Спасителя в г. Москве
Как известно, в середине 1993 г. мэр Москвы Ю. М. Лужков сообщил о предстоящем восстановлении Храма Христа Спасителя к 850-летию г. Москвы (1997 г.). Учитывая столь сжатые сроки строительства ЦНИИСК им. Кучеренко посчитал более целесообразным реализовать этот замысел при выполнении несущей части сооружения в стальном каркасе (о чем письменно были осведомлены Патриарх и мэр города).
Подобное решение позволило бы:
—	максимально сократить массу конструкций и соответственно сроки и траспортные расходы;
—	совместить во времени выполнение работ по высотной части и основному объему Храма;
—	выполнить трудоемкие операции по изготовлению конструкций в заводских условиях;
—	гарантировать качественное и наиболее быстрое завершение строител ьства;
—	обеспечить полную надежность конструкции.
В 1994 г. к подготовке этого вопроса активно включаются корпорация «Монтажспецстрой» и фирма «Стальстрой», которые заявили о своей готовности изготовить и смонтировать металлоконструкции в сроки, позволяющие завершить все строительство к юбилею Москвы.
При этом рассматривалось два варианта каркаса, один — предусматривал каркас под все сооружение, второй — только под высотную часть (центральные колонны, барабан и купол) (рис. 11.20, 11.21). В ноябре 1994 г. состоялось обсуждение конструкций Храма в Российской Академии архитектуры и строительных наук, в результате которого было принято решение о создании специальной комиссии по оценке конструктивных решений проекта восстановления Храма. Эта комиссия с пониманием отнеслась к идее выполнения центральной части Храма в стальном каркасе, а также совмещения по времени строительства основного объема и его высотной части. При этом
441
Рис. 11.20. Общий вид Храма Христа (реконструкция).
рекомендовала авторам представить общие конструктивные решения каркаса, подобрать сечения основных элементов, продумать способ монтажа и дать технико-экономическое обоснование предлагаемого решения. Ниже приводятся эти обоснования, выполненные авторами, а также Л. Д. Солоденниковым и ведущим научным сотрудникам ЦНИИСК Л. Б. Кацнельсоном.
Конструктивные решения
Стальные конструкции высотной части Храма (рис. 11.21) состоят из каркаса в пределах основного объема сооружения (до отм. 43,2 м), каркаса барабана (отм, 43,2—66,8 м), металлического купола (отм. 66,8—91,2 м).
Стальной каркас в пределах основного объема сооружения рассчитан на восприятие только монтажных нагрузок вышележащих металлических конструкций и ветровых воздействий. По завершению основного объема
442
Рис. 11.21. Схема основного каркаса под все сооружение, а) боковой вид (связи условно не показаны); 6) план колонн и ригелей.
сооружения он входит в состав жесткой арматуры четырех несущих железобетонных пилонов. Каркас включает 8 колонн из широкополочных двутавров 70Ш4, кольцевых ригелей того же сечения, связей по колоннам. По завершению монтажа каркаса основного объема здания он обетонируется, в результате чего вдвое возрастает его несущая способность отпадают опасения в части пожаро и коррозиостойкости конструкций.
443
Рис. 11.216.
Несущий каркас сооружения снабжается фахверком, повторяющим прежний интерьер Храма, который обкладывается в 1,5 или 2 ряда кирпичей и подготавливается к росписи. Образовавшееся внутреннее пространство между несущим каркасом и кирпичной выносной стенкой предназначается для прокладки соответствующих коммуникаций.
Стальные конструкции барабана включают 16 колонн из широкополочных двутавров 60 ШЗ, кольцевые ригели того же сечения, фахверк под внешний и внутренний слой кирпичных стен. Колонны и ригеля, также как и в пределах основного объема, обетонируются, что повышает их огне и коррозиостойкость, а также несущую способность.
Конструкция купола также как это было раньше — двухслойная. При этом внутренний слой — самонесущий выполнен в кирпиче, поверхность которого предназначается для росписи. С внешней стороны предусматривается второй купол из листовой двухмиллиметровой стали, располагаемой по металлическому каркасу.
444
Объемы конструкций, внешние силовые воздействия, результаты статических расчетов
Объемы конструкций определялись приближенно с учетом основных нагрузок и воздействий и использованием возможных аналогов. Размеры принимались исходя из основных габаритов Храма Христа Спасителя.
Нагрузки. Из внешних нагрузок превалировала ветровая, которая подсчитывалась при нормативном давлении 23 кг/м2, местности типа В, коэффициенте на высоту для купола — 1,45, барабана — 1,25, коэффициенте лобового сопротивления — 0,6 X 1,0, коэффициенте на динамику — 1,25 и надежности — 1,4.
При этих условиях ветровая нагрузка на купол составила 13,0 т и на барабан — 21,7 т.
Результаты расчета барабана и объем материалов. Напомним, несущей частью барабана служит стальной каркас, состоящий из 16 колонн, ригелей и связей. Суммарная расчетная нагрузка от собственного веса на одну колонну, при учете коэффициента надежности равного 1,4 составляет 364 т.
Изгибающий момент в стойке на уровне верха основного объема здания, с учетом коэффициента равного 2 (на неравномерность восприятия момента) составил 90,2 тм. С учетом обетонки, размеры которой принимаем 0,42 X 0,7 м, стойки проектируются с применением широкополочных двутавров 60ШЗ из стали С345.
Кольца по стойкам принимаем того же сечения.
Расход стали на барабан составляет:
Стойки — 77,8 т; кольца — 54,1 т; фахверк — 105,5 т.
Всего — 237,4 т.
Объем бетона МЗОО — 188 м3.
Объем арматуры АЗ — 33 т.
Результаты расчета каркаса в пределах осносного объема здания (до отм. 43,2 м). Напомним, каркас входит в состав монолитных пилонов в качестве жесткой арматуры. Сооружение имеет четыре колонны, каждая из которых состоит из двух широкополочных двутавров из стали С345, которые на период монтажа каркаса воспринимают нагрузку от собственного веса вышележащих металлоконструкций и соответствующую ветровую нагрузку.
Расчетная вертикальная нагрузка на одну колонну с учетом коэффициента равного 2 (на собственный вес конструкции основного объема) составляет 65,3 т. Изгибающий момент от ветровой нагрузки на нулевой отметке при учете коэффициента на заполнение конструкции равного 0,3 и коэффициента неравномерности равного 2, составляет 89,5 тм.
Колонны принимаем двухветвевыми 2170Ш4 из стали С345, что позволяет до завершения основных пилонов производить монтаж части других конструкций.
Расход стали на каркас до отм. 43,2 м составляет:
на колонны — 92,6 т; связи — 23,2 т; кольца — 70,4 т;
всего — 186,2 т.
Суммарный объем материалов:
Стальных конструкций:
Стали С345 — 332,8 т; С245 — 128,7 т; Всего — 461,5 т.
Бетона МЗОО — 188 м3.
Арматуры АЗ — 33,0 т.
Кирпича М200 — 2684 м3.
445
Монтаж каркаса
Все работы по монтажу каркаса выполняются при помощи башенного крана КБ-573, устанавливаемого в центре сооружения, со стрелой 40 м грузоподъемностью в пределах 8—4 т.
Для обеспечения устойчивости ствол крана раскрепляется растяжками в двух уровнях.
Все работы выполняются в два этапа:
На первом этапе монтаж каркаса производится в пределах основного объема до отм. 42 м.
Далее осуществляется монтаж каркаса барабана и элементов купола до отм. 75 м, после чего первый этап монтажа заканчивается и осуществляется демонтаж элементов башенного крана.
Второй этап монтажа осуществляется при помощи вертолета Ми-Юк и заключается в подъеме и установке отдельных укрупненных блоков купола. Величина укрупнительного блока определяется грузоподъемностью вертолета. После установки элементов внешнего металлического купола выполняется монтаж внутреннего купола.
Сметный расчет на материалы и строительные работы
Смета охватывает вопросы стоимости собственно конструкций, а также их монтажа, стоимости необходимых огрунтовок и окрасок элементов, стоимости укладки кирпичных стен и кладки внутреннего купола, монтажа балок временных перекрытий, а также их демонтажа.
Применялись определенные коэффициенты к заработной плате на стесненность работ, плановые накопления, специальные начисления (17,3% и 8,6%), удорожания работ в зимнее время и пр. непредвиденные работы и затраты (6%), затраты, связанные с риском подрядных организаций, НДС — 20% и пр.
С учетом вышеизложенного, сметная стоимость в ценах 1984 г. составила 742,584 руб. В ценах 1994 г. стоимость получена с применением коэффициента перерасчета равного К = 3307. Таким образом в ценах 1994 г. сметная стоимость составила 2.445.725.288 руб.
§ 11.5 Проектирование перекрытий зала Церковных Соборов Храма Христа Спасителя
Зал Церковных Соборов располагается в стилобатной части Храма и имеет общие размеры в плане 36.5 X 58.3 м. Площадь зала разбита на ряд самостоятельных объемов, ограниченной сеткой колонн. Основные четыре помещения зала имеют размеры в плане: 25 X 25 м, два 25 X 16.5, 25 X 11-5.
По архитектурному замыслу перекрытия зала должны быть эксплуатируемыми, в расчете на пребывания на нем значительного количества людей, а возможно и техники. Поверхность перекрытий имеет светопрозрачные вставки в виде фонарей, размещаемых по границам перекрываемых объемов. Внутренняя поверхность четырех залов должна решаться вспару-шенной, шатрового типа, а высота в центре шатра каждого зала не должна превышать — 1м. (Гл. архитектор проекта Д. С. Солопов).
Заданная расчетная нагрузка на внешнюю поверхность перекрытий составляет 50 кН / м2.
Никаких технологически-эксплуатационных устройств в толще перекрытия, кроме незначительного количества небольших отверстий, в проекте Зала не предусмотрено. Опирание каждого из перекрытий осуществляется на четыре колонны, расположенные в их углах.
446
Рис. 11.22 Конструктивная схема перекрытия, реализуемая на основе мембраны.
1 — мембрана; 2 — лучи; 3 — опорный контур; 4 — ребра; 5 — плита перекрытия; 6 — колонна.
Сложная форма внутренней поверхности залов, довольно малая высота в их центре, а также значительная нагрузка, наложили весьма жесткие требования, предъявляемые к конструктивным решениями перекрытий.
Поскольку по конструктивному исполнению перекрываемые объемы подобны, остановимся на одной из них с размерами в плане 25 X 25 м (расположенном на высоте порядка 11.5 м.
Всем выше перечисленным требованиям отвечает конструкция мембранного перекрытия, разработанного В. И. Трофимовым, В. Б. Никулиным (ЦНИИСК) и К. Н. Иленко (Спортпроект). Основу этой конструкции составляет мембрана, поверхность которой образована пересечением четырех треугольных секторов цилиндрического очертания. Мембранные сектора сопрягаются на полосовых диагональных элементах (лучах), которые в свою очередь крепятся в углах перекрытия к опорному контуру, образованный таким образом многоэлементный узел опирается на колонны. В качестве мембраны используется нержавеющая сталь толщиной 5—6 мм, по верху которой размещены ортогонально расположенные сталежелезобетонные или металлические ребра и монолитная железобетонная плита толщиной 200 мм. Ближнее к внешнему периметру ребро выполняет роль опорного контура, воспринимающего нагрузки с пролетной части перекрытия в процессе монтажа. В стадии эксплуатации усилия распора полностью воспринимаются плитой перекрытия. Конструктивная схема перекрытия показана на рис. 11.22.
447
В этой составной конструкции мембрана является как бы пространственным шпренгелем, а плита перекрытия служит внутренним опорным контуром.
Сборка мембранно-лучевой системы перекрытия производится в уровне земли с последующим подъемом кранами или подъемниками в проектное положение. В процессе подъема мембранная система приобретает заданное расчетное очертание, обеспечивающее требуемую форму без устройства дополнительных подвесных потолков. После подъема производится бетонирование вертикальных ребер и плиты пола, по которой устраивается теплоизоляция, гидроизоляция и облицовка.
Подобное решение имеет достаточно надежное апробирование при проектировании, изготовлении, монтаже и эксплуатации междуэтажного перекрытия дворца культуры в г. Вятские Поляны и покрытия «Измайлово» в Москве. (См. 9 главу)
Расчет перекрытия производился как в аналитическом виде, с аппроксимацией поверхности мембраны системой гибких нитей, так и численными методами на ЭВМ, с учетом пространственной работы комплексной системы и ее возможной геометрической нелинейности. При расчете на ЭВМ расчетная схема перекрытия представлялась двухпоясной системой, в которой пояса имели связь между собой посредством набора стержней повышенной жесткости. Верхний пояс представлялся набором стержневых ячеек, имитирующих плоскую железобетонную плиту. Нижний пояс представлял собой пространственную криволинейную мембранную поверхность с дискретно расположенными диагональными лучевыми элементами.
В результате анализа расчетов было выявлено, что в мембранной системе под нагрузкой проявилось уменьшение усилий к центру покрытия в 2.7 раза, поэтому рассматриваемая висячая система имеет ряд преимуществ перед традиционными конструкциями, работающими по балочной схеме.
Расчеты показали, что учет железобетонной плиты в общей работе системы перекрытия приводит к уменьшению усилий в мембранной основе на 30—40%, а прогибов в 3.5—4 раза.
Следует отметить, что величина вертикальных перемещений перекрытия, при этом, не превышает нормативных значений.
Генеральная дирекция строительства Храма — АО Моспромстрой отклонила предложенное «мембранное» конструктивное решение, рекомендуя схему перекрытия в виде стальных ферм с монолитной железобетонной плитой и подвесным потолком. Учитывая пожелание строителей, авторами проекта, совместно с институтом Моспроект-2 (инженеры Плакс А. М., Хомяков И. П., Кузич С. А.), был разработан новый проект перекрытий. Это конструктивное решение предусматривало устройство основных, диагонально расположенных балок и примыкающих к ним, концентрически размещенных вспомогательных балок (рис. 11.23). Все перекрытия опираются по углам на колонны. Очертание потолков перекрытий, предусмотрено в виде четырех сопряженных цилиндрических поверхностей со стрелками в центре 1 м, а по периметру — 2 м. Для всех балок верхние пояса выполняются горизонтальными, а нижние криволинейными, повторяющими очертание внутренней поверхности залов. По верхней части балок располагается железобетонная плита пола перекрытия, а к нижней части крепится подвесной потолок из торкретбетона.
Диагональные балки имеют двутавровое сечение, ширина поясов которых равна 1.5 м, а криволинейные стенки имеют переменную высоту: 1.4—2.1 м. Все элементы балок запроектированы из стали 09Г2С.
Концентрически расположенные балки запроектированы с поясами 0.4— 0.6 м, толщиной 40 мм и стенками переменной высоты в пределах 1.9—2.95 м толщиной 20 мм.
448
Рис. 11.23 Конструктивная схема, реализуемая на основе главных диагональных балок.
1 — диагональные балки; 2 — «концентрические» балки; 3 — плита перекрытия; 4 — подвесной потолок; 5 — колонны.
Монтаж перекрытия предполагалось выполнить на проектной отметке с использованием временных опор. Монтажные соединения предусматривались, в основном, сварными и частично болтовыми.
Расчет перекрытия, как и в прежнем варианте, первоначально выполнялся в аналитическом виде с использованием ряда упрощающих предпосылок, а затем численным методом на ЭВМ, как единой пространственной системы.
Расчетная схема для ЭВМ представляла собой стержневую систему составленную диагональными и концентрическими балками, расположение которых соответствовало проектному решению. Высотные координаты системы принимались по центрам нейтральных осей сечений криволинейных балок. Работа железобетонной плиты перекрытия в расчете не учитывалась. Расчет производился на воздействие равномерно-распределенной нагрузки. Рассчитывалось два варианта возможных конструктивных решений перекрытий. В первом варианте принималось жесткое сопряжение диагональных балок с концентрическими, во втором это соединение представлялось шарнирным. Определяющим в работе системы перекрытия явилось напря-
15 - 5982
449
Рис. 11.24 Конструктивная схема, реализуемая на основе системы перекрестных балок.
женно-дсформированное состояние диагональных балок. Анализ результатов расчета показал, что при жестком сопряжении всех балок (1 вариант) значения изгибающих моментов у опоры Мх — 16510 кНм, а в центре перекрытия — Мх = 11180 кНм. Максимальный изгибающий момент Мх = 47630 кНм находится примерно в 1/4 длины (от опоры). Сжимающие продольные усилия имеют величину порядка N = 50 кН на участке до первой концентрической балки, а затем резко возрастают и остаются практически постоянными по остальной длине диагоналей со средним значением А — 4730 кН. Наибольший прогиб, в центре перекрытия, составил — 9.5 см.
При шарнирном сопряжении балок значения изгибающих моментов по длине диагоналей возрастает от Мх = 16510 кНм у опоры до максимальных Mt = 57670 кНм в центре перекрытия. Характер распределения продольных сил по диагоналям подобен прежнему варианту, а среднее значение N = 593.3 кН. Максимальный прогиб, в центре перекрытия составил W = 26 см.
Сопоставление приведенных результатов свидетельствует о преимуществе схемы с жестким сопряжением балок, при котором проявляется пространственность работы системы.
450
Проект по приведенному конструктивному решению также как и первый не получил одобрения изготовителей и монтажников из-за сложности узловых сопряжений диагональных и концентрических балок и значительного объема сварочных работ в условиях монтажа.
По предложению АО ЧелябПСК (Гип Л. А. Губин) тем же авторским коллективом, с учетом осуществления изготовления и монтажа в кратчайшие сроки, был разработан третий вариант конструктивного решения перекрытия, суть которого заключается в следующем.
Основу пролетной части перекрытия составляет система перекрестных балок на площади размерами в плане 18 X 18 м, которая посредством довольно мощных, диагонально-расположенных, консольных элементов опирается на колонны (рис. 11.24). Перекрестные сварные балки двутаврового сечения постоянны по высоте равной — 1.7 м. Консольные элементы переменны по высоте 1.4—1.8 м. Их геометрия в плане подчинена условиям сопряжения с системой перекрестных балок в условиях монтажа, которое осуществляется на высокопрочных болтах. К нижним поясам балок, на регулируемых подвесках, крепится криволинейный подвесной потолок. По верху балок размеща -ется монолитная железобетонная плита толщиной 250 мм.
Расчет данного перекрытия, помимо приближенного, выполнялся численными методами с использованием ЭВМ. Причем было выполнение два, самостоятельных расчета (АО ЧелябПСК иЦНИИСК), результаты которых сопоставлялись.
Расчетная схема кострукции перекрытия в расчетах ЦНИИСК представляла собой двухпоясную систему, соединенных достаточно жесткими связями, обеспечивающих совместную работу поясов.
Верхний пояс системы образован монолитной железобетонной плитой, а нижний перекрестными металлическими балками. Сопряжение балок между собой принималось жестким. Расчет показал, что максимальный изгибающий момент в балках при учете работы плиты перекрытия составил Мх = 22552 кНм. Максимальный прогиб в центре покрытия составил 6,14 см.
§ 11.6. Расчеты и разработка рекомендаций по нагрузкам на крест центрального купола Храма Христа Спасителя
ЦНИИСК осуществлял исследования крестов Храма, учитывая однотипность их конструктивных решений ограничимся кратким изложением материалов по наибольшему кресту над центральным куполом, составленному по научно-техническому отчету ЦНИИСК, «Проведение расчетов несущего каркаса крестов над куполом Храма Христа Спасителя» М., 1996 г. Ведущий исполнитель г. н. с. д. т. н. Еремеев П. Г. Исполнители: в. н. с. к. т. н. Попов Н. А., в. н. с. к. т. н. Отставное В. А., м. н. с. Кисилев Д. Б., техник I категории Бородина Е. Ф.
Конструктивное решение
Основными несущими элементами стального каркаса креста являются стойка и две горизонтальные консоли, образующие поперечный элемент креста. Стойка и горизонтальные консоли состоят из двух ветвей, каждая из которых имеет несимметричное крестообразное составное сварное сечение из полос толщиной 20 и 16 мм (сечение 1—1, рис. 11.25). На отдельных участках ветви объединены между собой сплошным листом (сечение 2—2, рис. 11.25). Внизу несущее сечение ветвей развито за счет увеличения на конус продольных ребер (вид А—А и сечение 3—3). На отметке 92.850 м (уровень опорного фланца) элементы несущего каркаса креста соединены
15*
451
Рис. 11.25 Конструктивная схема креста.
через траверсу со стержнем защемленным на отм. 86.80 и 82.70 м в поясах радиальных ферм, образующих шатер главного купола. Стержень коробчатого сечения с габаритными размерами 150 X 350 мм, сварен из стальных листов толщиной 30 мм (сечение 4—4). Все геометрические характеристики основных сечений несущего каркаса креста приведены в табл. 11.7
452
Таблица 11.7
Геометрические характеристики основных сечений несущего каркаса
NN сеч.	А, см^	1х, см4	Wx, см3	1у, см4	Wy, см3	1кр, см4
1 — 1	41	161	34	565	75	48
2—2	117	26065	1247	1135	151	156
3—3	201	51638	2470	14306	817	302
4—4	264	8082	1078	35302	2017	20108
В конструктивную схему несущей системы включены две пары оттяжек выполненных в виде цепей, прикрепленных вверху к горизонтальным консолям креста, а внизу к элементам каркаса шатра.
Стрела провиса цепи изменялась в расчетах от 1/20 до 1/40 ее длины, а диаметр от 25 до 16 мм. Оттяжки собираются из отдельных элементов с кольцевыми сопряжениями. Эта конструктивная особенность в расчетах учитывалась пониженным модулем упругости материала оттяжек. Конструкция креста разработана в Курортпроекте к. т. н. Канчели Н. В.
Ветровые нагрузки
При расчете конструкций креста на действие ветра, проводимых в ЦНИИСК ведущим научным сотрудником к. т. н. Поповым Н. Д. рассмотрены основной расчетный случай, регламентируемый СНиП 2.01.07—85 «Нагрузки и воздействия», и, учитывая особую ответственность сооружения, некоторые несимметричные варианты нагружения.
Воздействие смерча на крест не рассматривалось.
Для проектируемого сооружения максимальная расчетная ветровая нагрузка реализуется в том случае, когда средняя скорость ветра перпендикулярна плоскости креста.
В соответствии с требованиями п. 6.3 СНиП, средняя составляющая wm расчетной ветровой нагрузки, действующей на элементы сооружения, определяется по формуле:
' СХ • К
где w0= 23 кг/м2 — нормативное значение ветрового давления для метеоусловий г. Москвы; k(z) — коэффициент, учитывающий изменение среднего давления ветра по высоте.
Считая, что средний уровень сооружения z ~ 100 м, в соответствии с данными табл. 6 СНиП, получим
£(100) = 1.6
сх — аэродинамические коэффициенты лобового сопротивления; — для основной конструкции креста (выше отметки 93.85 м);
Сх,с = L4,
— для шарообразной и криволинейной поверхностей, расположенных в нижней части креста, соответственно
c\s = 0-2,	= 0.7
— для цепей (см. схему 18 приложения 4 СНиП)
скг = 1.2 • 0.82= 1.0,
453
При расчете сооружения на действие ветра принято yv = 1.7 В этом случае расчетное значение скоростного напора
wo,P =	' К = 23  1-7 = 39 кг/м2,
а соответствующая ему расчетная скорость ветра
^’о,р = 25 м/с-
По мнению, лаборатории динамики ЦНИИСК для метеоусловий г. Москвы превышение указанного значения нереально. При определении пульсационной составляющей ветровой нагрузки использована методика СНиП, позволяющая заменить динамическое действие ветра эквивалентными статическими нагрузками.
Считая, что при симметричном нагружении сооружение может рассматриваться как динамическая система с одной изгибной степенью свободы, в соответствии с указаниями п. 6.76 СНиП, пульсационная составляющая wp ветровой нагрузки определяется по формуле:
WP = Wm ’ Е *	« V ,
где wm — средняя составляющая ветровой нагрузки; £ — коэффициент динамичности; £(z), v — коэффициенты, учитывающие, соответственно, изменение пульсаций давления по высоте и их корреляция по поверхности сооружения.
При определении пульсационной составляющей wp учтено, что собственные частоты колебаний наветренных цепей заметно выше, а подветренных — ниже основной изгибной частоты системы и, следовательно, в ней не возникает «внутренний» резонанс.
Полагая, как и при назначении коэффициента k(z), что расчетной является местность типа В и средний уровень сооружения z « 100 м, в соответствии с данными табл. 7 СНиП, принято
£(100) = 0.67
Коэффициенты пространственной корреляции v (п. 6.9 СНиП) определялись отдельно для вертикальной стойки креста, его горизонтальных консолей и цепей; для всех этих элементов принято
v = 0.92.
Поскольку сооружение работает по нелинейной схеме, то при определении его собственных частот, от которых зависит коэффициент динамичности, цепи моделировались стержнями, шарнирно закрепленными к кресту и несущим конструкциям купола и имеющими некоторую эквивалентную жесткость к(„ в связи с особой ответственностью Храма Христа Спасителя в рамках данной работы рассмотрены некоторые возможные варианты несимметричного загружения, которые могут вызывать крутильные колебания системы.
В том случае, когда средняя скорость ветра направлена под некоторым углом =/=90° к плоскости креста, также реализуется несимметричный вариант его нагружения.
Еще один вариант нагружения, вызывающий крутильные колебания системы, и связанный с неравномерным отложением гололеда на горизонтальных консолях креста.
Гололедные нагрузки
При назначении гололедных нагрузок, осуществленном научным сотрудником ЦНИИСК к. т. н. Отставным В. А. руководствовались указаниями раздела 7 «Гололедные нагрузки» вышеуказанного СНиПа с учетом нижеследующего.
454
В соответствии с п. 7.2. нормативное значение поверхностной гололедной нагрузки определяется по формуле (14):
i' = b • к •	 р; [ кг/ м2],
где b — приведенная толщина стенки гололеда, м, превышаемая один раз за выбранный период времени; к — коэффициент, учитывающий изменение приведенной толщины стенки гололеда по высоте принят равным 2. ц2 — коэффициент, учитывающий отношение площади поверхности элемента, подверженной обледенению, к площади полной поверхности элемента; принят равным 0,6. р — плотность льда 900 кг/м3; Для срока службы Т = 300 лет (обеспеченностьР = (1 — 1/7) • 100% = 99.67%) толщина стенки гололеда составит 32 мм.
При расчете конструкций креста необходимо учесть, что в анализе воздействий связанных с гололедом, наиболее распространенным является учет плотности так называемых смешанных гололедных отложений, для которых плотность р равна 0.2 г/см3. С учетом этого, толщина гололедно-изморозевых отложений на поверхностях креста составит:
б = G/p = 32 - 2 • 0.9 • 1.2/0.2 = 346 мм
Нагрузка от гололеда на оттяжки — цепи, укрепляющие крест, следует принимать равными 20 кг/п. м.
Сочетания нагрузок
Как ветер, так и гололед являются кратковременными воздействиями и целесообразно поэтому учесть их в наибольших расчетных воздействиях по п.1.12 СНиП 2.01.07—85, но с коэффициентом сочетаний 0.8 (с учетом редкой повторяемости).
Скорость ветра v — 20 м/сек при приведенном гололеде порядка 30 мм, можно ожидать во втором районе по гололедно-ветровым нагрузкам, к которому относится г. Москва, примерно в одном проценте случаев. Это значение скорости ветра рекомендуется учесть в сочетании с расчетным значением нагрузок от гололеда.
При расчете конструкций на совместное действие гололеда и ветра (по вышеуказанным двум вариантам сочетаний) необходимо:
а)	ветровую нагрузку на элементы 1, 2 и 5 (см. рис. 11.25) учесть при сплошности заполнения орнамента равным 0.8, а для элементов 3 и 4 — 0.9;
б)	при расчете по первому варианту сочетаний нагрузку от гололеда и ветра на один из элементов 2 принять с коэффициентом сочетаний 0.8, а на другой элемент — ввести дополнительный коэффициент, равный 0.7 (учитывающий возможность неравномерного опадания гололеда под воздействием ветра). Этот вариант нагружения также приводит к появлению крутильных колебаний системы.
Динамический расчет системы, проводившийся для этого варианта нагружения только на окончательной стадии, показал, что при гололедных отложениях ее собственная частота, соответствующая крутильной форме колебаний, несколько снижается и равна 0.52 Гц.
Методика и результаты расчета
Одной из особенностей проектируемой системы является геометрически нелинейная работа оттяжек, связывающих крест с несущими конструкциями купола. Это обстоятельство не позволило использовать имеющиеся в распоряжении ЦНИИСК автоматизированные комплексы при динамическом расчете системы на действие пульсационной составляющей ветровой нагрузки. В связи с этим использована методика, принятая в СНиП 2.01.07-95 «На-
455
Таблица 11.8
Максимальные усилия и соответствующие напряжения в элементах несущего каркаса
d, мм	16								
ftL	1/20	1/30	1/40	1/20	1/30	1/40	1/20	1/30	1/40
Сечение		1—1			3—3			4—4	
м т	—3.43	—4.46	—4.82	—3.93	—4.95	—5.31	—3.94	—4.95	—5.31
Мх, гм	5.26	3.23	2.48	8.51	5.37	4.27	16.39	10.53	8.56
Су, т	1.24	0.76	0.60	1.32	0.87	0.72	5.3	3.42	2.8
//Ь	1/20	1/30	1/40	1/20	1/30	1/40	1/20	1/30	1/40
Сечение		1—1			3—3			4—4	
сгп, кг/см2	42	54	59	17	22	24	15	19	20
(ТШХ, кг/см2	3507	2153	1653	724	457	363	813	522	424
2<т, кг/см2	3549	2207	1712	741	479	387	828	541	444
грузки и воздействия», позволяющая заменить динамическое действие ветра эквивалентными статическими нагрузками. При этом наряду с основным расчетным случаем, регламентируемым СНиП, были рассмотрены и некоторые варианты несимметричного нагружения.
В качестве основного метода расчета проводимого в ЦНИИСК г. н. с. д. т. н. Еремеевым П. Г. и м. н. с. Кисилевым Д. Б. принят МКЭ, позволяющий решать сложные задачи с необходимой инженерной точностью на различные виды загружений и воздействий с учетом особенностей конструкции и физических свойств материалов. Статические расчеты выполнялись в упругой стадии с учетом геометрической нелинейности системы, реализуемой шаговым методом последовательных нагружений.
Несущие конструкции креста рассчитывались с постепенным усложнением расчетной схемы. Первоначально (I этап), конструкция рассматривалась как консольная система, защемленная на уровне фланцевого соединения на отм. 92.85 м. Результаты приближенного расчета показали, что в систему необходимо вводить оттяжки, которые являются не декоративными, а конструктивными элементами. При заданных сечениях несущей конструкции в консольной системе без оттяжек перемещения верха креста достигали бы 940 мм, а максимальные напряжения в ветвях несущих элементов 6500 кг/см2.
На заключительном этапе расчета выполнены детальные расчеты конструкции на действие постоянных и временных нагрузок и их сочетаний с учетом фактически принятых в проекте геометрических и жесткостных параметров всех несущих элементов. Кроме нагрузок от собственного веса конструкций и декоративной облицовки из бронзы, в расчетах учитывались ветровые и гололедные нагрузки. Анализ конструктивной и расчетной схем показал пренебрежимо малое влияние на несущие конструкции температурных воздействий, которые в дальнейшем в расчетах не учитывались.
Анализ результатов второго этапа расчетов выявил, что начальная стрела провиса оттяжек не должна превышать 1/40 ее длины. При увеличении указанной стрелы провиса в исследуемом интервале, существенно (до 2 раз) увеличиваются напряжения в несущих элементах системы. Для рекомендуемых и согласованных параметров оттяжек (d = 16 мм, f'/I = 1/40) выполнен анализ нелинейности их работы.
456
Таблица 11.9
Усилия и напряжения в оттяжках
d, мм	16		
f/L	1/20	1/30	1/40
N, т	0.31	0.86	1.04
on, кг/см2	154	428	518
Таблица 11.10
Горизонтальные перемещения заключительного расчета, на отм. 99.473 (I) и на отм. 101.393 (II)
Отметки	1	II
</, мм	16	
f/L = 1/40	135	340
Определяющей схемой нагружения является схема, включающая ветровые и гололедные симметричные нагрузки.
Отдельно исследовался вопрос работы провисающих оттяжек, расположенных с подветренной стороны. Выявлено, что при воздействии ветра больше чем 0.6Wm (где Wm — средняя составляющая ветровой нагрузки) эти оттяжки выгибаются в направлении противоположном их провису от собственного веса. Числовые результаты второго этапа расчетов приведены в таблице 11.8 и 11.9. Результаты заключительных расчетов по перемещениям приведены в таблице 11.10.
Оценка усталостной прочности
При действии пульсационной составляющей ветровой нагрузки в элементах сооружений может происходить накопление усталостных повреждений. Оценка выносливости и запаса усталостной прочности элементов рассматриваемой системы проводилась. При этом оказалось, что при принятых конструктивных решениях амплитуды напряжений оа в основных элементах креста не превышают половины предела выносливости ор, т. е.
<го < 0.5 • ор,
где р — коэффициент асимметрии цикла.
Выполнение этого условия считается достаточным для того, чтобы исключить накопление усталостных повреждений при переменных амплитудах напряжений.
§ 11.7 Конструкции облегченных опор линий электропередачи
Общие сведения о конструкции и задачи исследований
Металлические опоры представляют собой пространственные стержневые системы, изготавливаемые преимущественно из одиночных уголков, их расчет производится в нормальном режиме работы линий (собственный вес, ветер, гололед) и аварийном (обрыв провода). В первом режиме работы на опору действуют продольные и поперечные силы, во втором — также и крутящие моменты.
Опоры линий электропередачи относятся к наиболее массовым легким пространственным конструкциям, на их изготовление расходуется 10—12% всего металла, предназначаемого на строительство. Учитывая это, в отделе новых форм металлических конструкций ЦНИИСК в течение длительного времени проводили теоретические и экспериментальные исследования работы металлических опор, целью которых являлось:
457
—	на основе рассмотрения предельного равновесия разработать методику расчета опор, обеспечивающую равнопрочность системы, что позволило облегчить ряд ее элементов, ранее имевших неоправданно большой коэффициент запаса;
—	разработать новые, более экономичные формы опор и сечения отдельных элементов, позволяющие уменьшить массу конструкции;
—	составить нормативные документы для проектирования опор в части подбора сечений их составных элементов.
Как известно, несущая способность отдельных элементов конструкции в значительной мере зависит от точности, с которой определяются внутренние силы, и характера их приложения по сечению элементов. В связи с этим первое направление исследований посвящалось изучению распределения внутренних усилий в элементах системы с учетом имеющихся искривлений, податливости фундаментов, сдвига решетки в болтовых опорах и пр.
Второе направление касалось устойчивости решетки, поясов и системы в целом. Исследование отдельных элементов производилось на основе общего метода упругого расчета рамных систем. Общая устойчивость изучалась с позиции составных стержней.
В третьем направлении рассматривалась несущая способность решетки из прокатных уголков, тавров и тонкостенных гнутых профилей. Применительно к сварным опорам узлы принимались жесткими, применительно к болтовым — в виде цилиндрических шарниров. Раскосы принимались искривленными на 1/750Z, при этом учитывалось эксцентричное приложение внутренних сил, связанное с односторонним прикреплением решетки (по одной полке). Ввиду высокой гибкости решетки за предельную нагрузку принималась критическая сила, полученная по условию устойчивости при упругопластическом состоянии материала. Здесь также производилась оценка несущей способности пояса в зависимости от стрелки предварительного искривления.
На основании проведенного исследования устойчивости и несущей способности конструкции в четвертом направлении анализируются формы опоры и сечения отдельных элементов. Здесь сопоставляются несущая способность обычных и широкоствольных опор башенного типа со сложной решеткой, критические силы стоек опор на оттяжках четырехгранной и трехгранной формы, работа решетчатой сквозной стойки со стойкой, в которой пояса соединены планками, и пр. Исследуются также различные формы открытого профиля пояса без «бульб» и с «бульбами». Сопоставляется работа решетки в виде прокатного уголка и уголка из гнутого профиля с углом гиба 60° и т. д.
Приведенные сопоставления дали возможность рекомендовать определенные формы конструкции и сечения составных элементов, обеспечивающие ощутимую экономию металла.
Результаты вышезатронутых исследований достаточно освещались в технической литературе, на их основе созданы нормативные документы по расчету опор, при этом многолетняя практика эксплуатации конструкций подтвердила их надежность [17, 18], тем не менее мы сочли целесообразным вернуться к основным положениям методики расчета на устойчивость и несущую способность решетки опор ЛЭП, поскольку эта методика не исчерпала себя только в опорах линий электропередачи и с успехом может быть применена к иным стержневым конструкциям, изготавливаемым из прокатных уголков или гнутых тонкостенных профилей.
Использование современной вычислительной техники, безусловно, поможет исключить некоторые ранее принятые упрощающие предпосылки и повысить достоверность вычислений.
458
Устойчивость решетки. Наиболее неблагоприятным условием для работы
раскосов является такое сочетание нагрузок, при котором одновременно теряют устойчивость раскосы и пояса. Для облегчения задачи общей устойчивости рассматривается ствол опоры квадратного сечения с параллельными поясами, в котором решетка и пояса имеют соответственно одинаковое сечение. На свободном конце башни действуют возрастающий крутящий момент и продольная сила, значение которой подбирается таким, при котором по достижении крутящим моментом критического значения происходит одновременно потеря устойчивости раскосов и поясов.
Применительно к болтовым опорам узлы рассматривались как пространственные или цилиндрические шарниры, применительно к сварным — жесткими.
При исследовании принимались следующие предпосылки: материал работает упруго;
—	не учитывается продольная деформация стержней;
—	рассматривается сжатие с косым изгибом без учета кручения;
—	усилия в стержнях определяются по недеформированной схеме и рассматриваются как внешние нагрузки, при этом угол наклона раскосов принят 45°;
—	Учитывается изгиб элементов от действия продольных сил.
На рис. 11.26 приводятся наиболее распространенные схемы решеток, действующие на систему внешние усилия, а также направленность внутренних усилий в отдельных элементах. Ввиду несовпадении главных осей инерции поясов и раскосов векторы усилий ориентировались в пространстве, для чего использовались две системы координатных осей — общая (X, У, Z) и частная (х, у, z), при этом оси х и у совпадают с главными центральными осями инерции поперечного сечения отдельных элементов, az — с их осями. Оси общей системы координат располагались так, чтобы оси Z и X соответственно совпадали с направлением сжатых и растянутых раскосов передней грани, а ось У была перпендикулярна этой грани.
Задача устойчивости решалась методом перемещений с использованием сложной основной системы, при этом производилось групповое перемещение
соответствующих узлов, выражающих симметричную или кососимметричную форму потери устойчивости всей системы. Ввиду того, что потеря устойчивости решеток проявляется в виду косого изгиба, ось которого не совпадает с главными осями инерции поперечного сечения уголка, было необходимо исходя из критических напряжений определить условную расчетную длину, в данном случае принятую относительно главной оси с минимальным моментом инерции поперечного сечения у—у, коэффициент приведения которой обозначен Полученные таким образом коэффициенты приведения расчетной длины раскосов приведены в табл. 11.11. Как и следовало ожидать, при
увеличении жесткости пояса величина уменьшается, однако степень этого снижения не столь существенна.
Заметим, что воспользоваться значениями д,£ в реальном проектировании возможно лишь при относительно гибких раскосах, наличии пространственно центрированных узлов и отсутствии начальных погибов. Поскольку в опорах линий электропередачи эти условия не выполняются, для разработки методики расчета реальных конструкций необ-
Таблица 11.11
Значения коэффициентов приведенной длины раскосов при центрированных узлах
	0— 1,75	4	5	6	СО
	0,65 0,575	0,625 0,55	0,615 0,546	0,61 0,54	0,545 0,5
Условные обозначения:	и ip —
погонная жесткость соответственно пояса и раскоса; — в числителе — для болтовых узлов, в знаменателе — для сварных.
459
Рис. 11.26 Расчетные схемы при жестких узлах;
а — перекрестная решетка;
б — елочная решетка
Рис. 11.27 Узел сопряжения раскосов с поясом и действующие на него усилия: а — при перекрестной решетке; б — при елочной решетке
460
ходимо было решить задачу несущей способности решетки с учетом конструктивных особенностей последней.
Несущая способность решетки эксцентрично прикрепляемой к поясам. На несущую способность решетки существенное влияние оказывает с одной стороны жесткость узловых сопряжений и, с другой, величина эксцентриситетов приложения внутренних сил, а также начального искривления отдельных элементов. Если первое явление способствует увеличению предельной нагрузки, то второе — ее снижению. Ввиду значительной гибкости решетки ее несущая способность определяется устойчивостью при упругопластическом материале, т. е. устойчивостью второго рода. Решение этой задачи производилось на основании концепции А. В. Геммерлинга [19], согласно которой несущая способность сжато-изогнутого стержня определяется из рассмотрения его устойчивости и дефор-мативности в предположении условно упругого материала. Для этой цели предлагается исследование деформативности производить с использованием так называемого первого расчетного сечения F^ характеризующегося секущим модулем, а исследование устойчивости — с использованием второго расчетного сечения F2, характеризующимся касательным модулем, который при идеализированной работе материала соответствует упругому ядру сечения.
Их значения:
•F, = I Ес • JF;
F
F2 — ( Ек dF, J F
где Ес и Ек — соответственно секущий и касательный модули.
Как показано в литературе [19] предельная сила А^ах для сжато-изогнутого стержня, полученная с использованием первого расчетного сечения, равна Эйлеровой критической силе N2 для центрально нагруженного прямого стержня той же длины, сечением которого является F2, т. е.
где
F, = (EedF;; F2 = (EX.JF; F	F
Есм Ek — соответственно секущий и касательный модули.
Исходя из данной концепции ниже исследуется предельное состояние эксцентрично прикрепляемых елочной и перекрестной уголковых решеток с жесткими узлами. Узел сопряжения решетки с поясами и силовые воздействия, возникающие в узле от эксцентричного крепления раскосов, приведены на рис. 11.27 Предельное равновесие отыскиваем последовательными приближениями. Задавшись по сжатым раскосам глубиной и протяженностью областей пластических деформаций, отделим их от упругих ядер и произведем расчет на устойчивость такой условной системы при узловом ее нагружении. По найденному значению критической силы N2 и упругому ядру сечения определяем внутренний изгибающий момент. Далее на ту же критическую силу jV2 производим деформационный расчет уже действительной рамы с неузловым приложением нагрузки, при этом наличие пластических зон учитываем путем использования момента инерции первого расчетного сечения, в результате которого определяем внешний изгибающий момент.
461
Равенство внешнего изгибающего момента внутреннему укажет на завершение задачи, тогда критическая сила на условную раму окажется равной предельной нагрузке на действительную раму.
При исследовании были приняты следующие упрощающие предпосылки: предполагалось, что пластическими деформациями затрагивается лишь решетка, пояса работают в упругой стадии, при этом значения расчетных сечений Fx и F2 определяются в месте максимального развития пластических деформаций и по всей длине стержней эти сечения считаются одинаковыми;
не учитывается смещение центра тяжести расчетного сечения Fx
относительно центра тяжести упругого сечения;
рассматривается косой изгиб без учета кручения;
на растяжение и сжатие материал работает по идеализированной диаграмме Прандля, на сдвиг упругопластическое сечение работает аналогично упругому;
перекрестные раскосы принимаются искривленным и по двум полуволнам синусоиды со стрелкой 1/750 I. Раскосы елочной решетки принимаются
искривленными на ту же величину по одной полуволне синусоиды.
Проведенные исследования зависимостей предельных напряжений от гибкости для раскосов из прокатных уголков сечением 40X4, 50X5, 60X5, гибкостью от 100 до 180 показали, что их предельные напряжения при одинаковой гибкости отличаются друг от друга не столь существенно — на
2—5%, что позволило для прокатных уголков рекомендовать усредненные зависимости <у от А,, применимые для любых сечений.
n2EJ2
Основываясь на равенстве А7ах = -W2 = —определили усредненные
предельные напряжения для раскосов, искривленных на 1/750 Z, при соотно-
i
шении погонных жесткостей пояса и раскоса — = 2,4 и 6.
Сопоставления кривых зависимостей — от лу для раскосов елочной решетки и перекрестной с несовмещенными узлами показали, что эти кривые располагаются близко друг от друга. В случае же перекрестных раскосов с совмещенными узлами эти кривые оказались в среднем на 9—12% выше
кривых, относящихся к раскосам с несовмещенными узлами, а для раскосов с распорками — на 18—25%.
Учитывая это, в практических расчетах сочли целесообразным влияние схемы решетки оценивать различными значениями коэффициентов условий работы т. Было принято для треугольной решетки с распорками т = 1, тогда для перекрестной решетки с совмещенными узлами т = 0,9, а для перекрестной решетки с несовмещенными узлами и елочной решетки т = 0,8.
Влияние на несущую способность гибкости раскосов и жесткости узловых сопряжений следует оценивать коэффициентами приведения расчетной длины.
Таким образом, коэффициент приведенной длины р* при нецентрирован-ных узлах ставится в зависимость не только от жесткости узлов но и от гибкости раскоса Ку.
В табл. 11.12 приведены значения р£.
Как видно из табл. 11.12, изменения in/ip в пределах 2—6 не столь существенно влияют на величину р.£, гибкость же раскоса влияет весьма существенно. Это объясняется тем, что в данной трактовке коэффициентом
приведения длины оценивается не только жесткость узлов, но и влияние эксцентриситета приложения нагрузки. Как известно, отрицательное влияние эксцентриситета уменьшается с возрастанием гибкости, соответственно с этим р/ уменьшается параллельно с увеличением к.
462
Таблица 11.12
Значений коэффициентов приведенных длин раскосов при нецентрированных узлах
1п/1р	Значение						
	до 80	100	120	140	160	180	200
2	0,98	0,89	0,83	0,77	0,74	0,72	0,7
4	0,95	0,86	0,81	0,76	0,72	0,69	0,68
6	0,92	0,84	0,78	0,74	0,7	0,67	0,65
Влияние искривлений поясов на их несущую способность
В искривленных элементах опоры возникают значительные по величине внутренние напряжения; постараемся оценить их влияние на несущую способность системы.
Имитируя ударное воздействие, поперечной силой изогнем одну панель пояса. В результате наличия жестких узлов от действия этой силы в поясе и решетке возникнут двузначные эпюры изгибающих моментов (рис. 11.28,а). При этом если нагруженная панель пояса работает в упруго-пластической стадии, то в остальных элементах напряжения обычно не превосходят предела текучести.
Изогнув пояс, снимем поперечную нагрузку, тогда упруго работающие элементы, стремясь вернуться в первоначальное состояние, будут способствовать образованию в средней части изогнутой панели остаточных напряжений, обратных по знаку первоначальным (рис. 11.28,6).
Приложим внешнюю нагрузку, вызывающую в поясах сжимающие усилия. Тогда при большом искривлении пояса в средней части панели краевые напряжения от изгибающего момента окажутся выше напряжений от нормальной силы, эпюра напряжений по сечению получится двузначной, при этом растягивающие напряжения возникнут с внутренней стороны, а сжимающие с внешней (рис. 11.28,в).
Как видно, знаки рабочих напряжений в середине длины погнутой панели обратны знакам остаточных напряжений. Таким образом, остаточные напряжения от искривления способствуют увеличению упругой стадии работы материала.
Обратимся к результатам испытаний отсеков опор с поясами из Z. 80 X 8 и решеткой из Z50 X 5
Эксперимент проводился следующим образом.
Вначале при помощи домкрата один пояс на длине панели изгибался на 30 мм, при этом производилось измерение деформаций в трех крайних фибрах среднего сечения изгибаемой панели и в ряде пролетных и опорных сечений примыкающих элементов.
В результате такого значительного искривления в середине и по концам рассматриваемой панели образовались зоны пластических деформаций. В остальных же элементах материал работал упруго.
После замера величин деформаций (напряжений) при максимальном прогибе поперечная нагрузка снималась и напряжения измерялись вторично.
Очевидно, если из разности этих напряжений вычесть напряжения, равные пределу текучести, то получим величину остаточных или собственных напряжений по сечению элемента.
Проделав такие вычисления для середины погнутой панели получили следующие собственные напряжения: на обушке, о\ = + 1900 кГ/см2 и в перьях уголка о2 — —500кГ/см2 и о3 = —2800 кГ/см2.
463
Рис. 11.28 Напряженное состояние в середине длины панели пояса при поперечном изгибе и действия эксплуатационной нагрузки
а)	эпюры изгибающих моментов при дейся вин на панель поперечной нагрузки;
б)	знаки остаточных напряжений после снятия поперечной нагрузки; в) знаки напряжений в верхнем поясе от действия внешних нагрузок.
Рис. 11.29 Развитие фибровых напряжений в искривленной панели пояса.
После искривления пояса опытный отсек нагружался продольной силой.
На рис. 11.29 приводятся кривые дальнейшего развития фибровых напряжений в среднем сечении погнутого пояса. При этом начало кривых принимаются от тех значений остаточных напряжений, которые были замерены в этих фибрах.
Как и следовало ожидать, остаточные напряжения от искривления во всех точках сечения оказались обратными по знаку напряжениям от продольной нагрузки. Поскольку средняя часть изогнутого пояса переходила в стадию упруго-пластической работы со стороны нижнего пера (точка 3) и в этой точке остаточные напряжения были равны пределу текучести, то фактически упругая работа сечения увеличивалась в 2 раза и ограничивалась напряжениями, равными 2от.
В рассматриваемом примере при критической нагрузке 2V — 92,5 т сечение работало упруго до нагрузки 86,5 т.
464
Упруго-пластическая работа при подобных искривлениях также и в иных экспериментах составляла всего 5,6—6,5%.
Из результатов экспериментов и качественного их анализа можно сделать заключение, что остаточные напряжения в поясе, изогнутом в пределах одной панели, увеличивают предел ее упругой работы и тем самым как бы повышают несущую способность конструкций. Степень этого положительного влияния тем больше, чем больше искривления. Здесь следует иметь в виду, что речь идет о повышении несущей способности конструкции, в которой имеются собственные напряжения, по сравнению с конструкцией с такими же искривлениями, но не имеющей этих напряжений.
В опорных сечениях наблюдается обратное явление — наличие остаточных напряжений приводит к преждевременной текучести материала и к повышению деформативности узлов, что в некоторой мере снижает благоприятное влияние остаточных напряжений в середине длины панели. Более подробно с этим вопросом можно ознакомиться в работе [ 17].
Опоры линий электропередачи со стойками из тонкостенных многогранных труб
Впервые многогранные опоры были изготовлены американской фирмой «Юнион металл мануфактуринг» в 1956 г. [20]. Массовое применение таких опор в США началось в конце 60-х годов. В 1970—1980 гг. на новых опорах было построено несколько крупных линий электропередачи: ВЛ-765 кВ в штате Нью-Йорк, ВЛ-115 кВ между подстанциями Мориарти и Бильярд в штате Нью-Мехико, ВЛ-500 кВ в Флориде [ 21], ВЛ-500 кВ в энергосистеме Сасквехенской АЭС.
В последующее время трубчатые многогранные опоры ВЛ получили распространение во Франции, Нидерландах, Италии, Японии и СССР [ 22]. Следует отметить, что в отличие от большинства зарубежных стран, производство многогранных опор в которых налаживалось по американским лицензиям, в СССР были разработаны собственные оригинальные проекты. К ним относятся, в частности, разработанный проект опоры ВЛ напряжением 500кВ (рис. 11.30).
Анализ проектных решений многогранных опор показал также, что в отношении расхода стали они могут как превосходить аналогичные решетчатые конструкции, так и уступать им. Это свидетельствует о необходимости решения оптимизационной задачи при выборе конструктивных параметров многогранных опор. Так как важнейшим оптимизационным параметром является толщина стенки призматической оболочки, назначаемая по критерию ее устойчивости, с самого начала внедрения новых опор были развернуты научные исследования в области устойчивости их стенок.
Первые исследования устойчивости стенок многогранных опор были проведены в США в 1971—1974 гг. Вследствие новизны задачи и неясности действительной работы многогранных призматических оболочек эти исследования носили экспериментальный характер. Всего было испытано на чистый изгиб 16 призматических оболочек — восемь двенадцатигранных и восемь восьмигранных. Условная гибкость ( X = В/1 "\/от/£) грани составляла 1,05—2,8. В результате исследований было выяснено, что, как правило, грани оболочек теряют устойчивость как длинные пластинки, при этом линии их пересечения остаются неподвижными. В связи с этим было рекомендовано рассчитывать устойчивость наиболее нагруженной грани по формулам для центрально-сжатых длинных пластинок, шарнирно опертых на продольных кромках. Кривые, построенные по этим формулам, достаточно надежно представляли нижнюю границу экспериментальных данных. В связи с тем, что по мере увеличения числа граней призматическая оболочка
465
Рис. 11.30 Многогранная опора ВЛ напряжением 500 кВт;
а — внешний вид; б — схема размещения оттяжек
приближается к цилиндрической, было рекомендовано проверять устойчивость стенок и по формулам для круглых труб.
При анализе экспериментальных данных было отмечено также, что при изгибе многогранной призматической оболочки имеет место защемляющий эффект на кромках наиболее нагруженной грани, который обусловлен воздействием соседних, менее нагруженных, граней и способствует повышению критических напряжений по сравнению с осевым сжатием. В рекомендациях для практического расчета, однако, это явление, вследствие количественной неопределенности защемляющего эффекта, не нашло отражения. Вышедший в 1983 г. стандарт США по многогранным трубам в этом отношении остался на прежних позициях. Опубликованные позднее теоретические исследования американских ученых подтвердили правомерность принятия шарниров на продольных кромках граней многогранной призматической оболочки при их расчете на устойчивость в случае осевого сжатия. Эффект упругого защемления, возникающий на кромках наиболее нагруженной грани при внецент-ренном сжатии и изгибе, в этих работах не рассматривался. Экспериментальные и теоретические исследования устойчивости стенок многогранных труб проводились в ЦНИИСК д. т. н. Л. И. Гольденбергом на натурных образцах и преследовали цели:
—	установление характера и величины начальных несовершенств, возникающих при изготовлении многогранных труб по заводской технологии;
—	расширение сведений о действительной работе многогранных призматических оболочек при различных видах одноосного напряженного состояния (осевое и внецентренное сжатие, чистый изгиб); [ 23], [ 24]
К вопросу исследования опор на оттяжках
Исследованиям стальных опор на оттяжках посвящались в ЦНИИСК работы к. т. н. В. Н. Диденко [25], в которых экспериментально оценивались принятые в рабочем проектировании допущения о линеаризации работы конструкции, как в части работы оттяжек, так и конструкции в целом. Эксперименты натурных конструкций подтвердили возможность строить рабочую методику расчета опор исходя из линейной работы конструкции, при этом продольные усилия в основных элементах возможно определять по недеформируемой схеме. Значительные экспериментально-теоретические работы шарнирно и жестко защемленных портальных алюминиевых опор с учетом поддерживающего действия проводов и тросов проводились в отделении металлических конструкций к. т. н. Е. И. Кондраховым, при этом работа проводов и тросов отождествлялись с работой «пологих» нитей. Была показана возможность в практических расчетах линеаризовать работу системы [ 26].
466
Оценка экономической целесообразности применения алюминиевых опор на оттяжках
Опыт строительства линий электропередачи показывает, что в условиях существующих в США цен на материал аллюминиевые опоры в ряде случаев оказываются более экономичными, чем стальные. Например, алюминиевые опоры, учитывающие поддержку проводов и тросов, где роль поддержки значительно большая, чем в стальных опорах, оказывались на 20% дешевле, при этом существенно снизились транспортные и монтажные работы [27].
Убедиться в том, на сколько упрощается доставка и монтаж алюминиевых опор, особенно в горной местности, представилось возможным при строительстве линии Атарбекянской ГЭС-Ереван, осуществленной в 1964 г. Небольшой опытный участок этой линии на горной вершине смонтирован на алюминиевых портальных опорах с оттяжками. Все элементы доставлялись на пикет в россыпи. После сборки опоры устанавливались при помощи автокрана и трактора.
Легкость алюминиевой конструкции позволила расходы на транспортировку, сборку и подъем опоры сократить примерно в 2,5 раза [ 17].
Исследования болтовых соединений элементов опор
После большой серии испытаний болтовых присоединений раскосов к поясам, проводимых еще в шестидесятых-семидесятых годах впервые в нашей стране было предложено значения предельных напряжений или усилий назначать в зависимости от допустимой остаточной деформации смятия болтом отверстия, равной 2%. В этом случае можно не опасаться существенного развития общей деформативности конструкции. [ 28] Впоследствии аспирант ЦНИИСК А. В. Паршин под руководством д. т. н. проф. В. М. Горпинченко экспериментально-теоретически обосновал это предложение и для срезных соединений, используемых в конструкциях ЛЭП (болты М20, диаметр отверстий 21,5 мм), где по условиям эксплуатации требуются достаточно «жесткие» малодеформируемые соединения. Подтверждено, что остаточные деформации смятия, равные 2% или 0,4 мм, могут быть приняты в качестве деформационного критерия оценки предельных напряжений смятия.
Значительное внимание в ЦНИИСК уделялось исследованиям хлад нестойкости болтовых соединений из малоуглеродистой стали, проводимым под руководством д. т. н. проф. В. М. Горпинченко, при этом было показано, что технологические особенности изготовления элементов болтовых соединений при расчете на хрупкую прочность, могут быть учтены путем введения в формулы критических температур хрупкости дополнительных слагаемых, учитывающих прокол отверстий и горячее оцинкование [ 29].
§ 11.8 Солнцеосадкозащитные навесы для железнодорожного пути на вечномерзлых грунтах
Представленные ниже конструктивные решения навесов в виде проектных предложений выполнены в 1994 г. в ЦНИИСКе (д. т. н. проф. В. И. Трофимовым и к. т. н. Б. Е. Киселевым) по заданию АО «Мосгипротранс».
Навесы предназначаются для строительства на Крайнем Севере России опытного участка БАМ. Их назначение защитить железнодорожную насыпь от атмосферных осадков и солнечной радиации, что совместно с 1,5—2 м слоем гравийной насыпи обеспечивает неразмораживаемость вечномерзлых грунтов (патент № 1740555).
467
Рис. 11.31 Схема солнцеосадкозащитных навесов по первому конструктивному варианту.
Конструкция рассчитывалась на:
— снег (IV район) принят коэффициент перегрузки к = 6; 150-1,6 = = 240 кг/м2
— ветер (III район) коэффициент перегрузки к = 1,4; 38’ 1,4 = 53 кг/м2
— внутреннее давление от движения поезда со скоростью V = 90 км/час 76 кг/м2
Рассматривалось четыре варианта конструкций, при этом в трех средняя проезжая часть имела пролет 12 м и два открылка по 4 м.
В четвертом варианте поперечник перекрывался одной аркой пролетом 20 м. Шаг ферм или арок во всех вариантах принимался равным 3 м. Шаг основных опор и фундаментов в одних вариантах соответствовал шагу ферм, в других принимался равным 12 и 24 м. При этом использовались подстропильные фермы. Для основных конструкций принималась сталь марки 14Г2АФ. Все монтажные соединения осуществлялись на болтах. В качестве ограждения использовался стальной профилированный настил.
Вариант 1. Конструктивная схема навеса принята в виде полигональной рамы со средним пролетом 12 м, двумя открылками пролетом по 4 м (рис. 11,31). Рамы устанавливаются с шагом 3 м и имеют два типа колонн (внешние и внутренние), треугольную безраспорную ферму и распорки. В продольном направлении рамы объединены двухпролетными прогонами из замкнутых тонкостенных профилей, горизонтальными связями в уровне верхних поясов рам и вертикальными связями по колоннам. Количество типоразмеров стальных конструкций 8. Удельный расход стали 50,8 кг/м2.
Вариант 2. В этом варианте, также как и в первом, рассматривается трехпролетная схема, однако здесь средний пролет перекрыт цилиндрической двухпоясной аркой, опирающейся на треугольные опоры, устанавливаемые под каждую арку (их шаг 3 м) (рис. 11.32). В этом же варианте пояса трехгранных опор объединялись раскосами в пространственные фермы и имели наземную опору в одних случаях через 12 м (вариант 2а) и в других —
468
Рис. 11.32 Схема навесов по второму конструктивному варианту.
через 24 м (вариант 26). Удельный расход стали в первом случае составил ---42,2 кг/м2 и во втором — 49,3 кг/м2.
Вариант 3 (рис. 11.33). Здесь рассматривалась однопролетная конструкция в виде цилиндрической трехшарнирной арки пролетом 20 м и высотою 10 м. В продольном направлении арки объединены двухпролетными прогонами и связями, кровля выполняется из трапецеидального и синусоидального профиля изогнутого по соответствующему радиусу. Количество типоразмеров — 4. Удельный расход стали — 37,3 кг/м2.
Технико-экономическая оценка, выводы и предложения. Рассмотренные выше технические решения солнцеосадкозащитных навесов произведены только по показателям стоимости и расходу материалов. Стоимость
469
строительных конструкций в деле принималась с учетом транспортных расходов и строительства на Крайнем Севере. По экспертным оценкам на октябрь 1994 г. стоимость одной тонны стальных строительных конструкций на Крайнем Севере составляет 2 млн. рублей.
Исходя из этих предпосылок ниже приводится сопоставление рассматриваемых конструктивных решений:
—	варианты 2 и 3 имеют наилучшие показатели по расходу стали и стоимости: 104%; 100% и 100%; 107; соответственно;
—	варианты 2а и 2б отличаются от варианта 2 наличием в средней части навеса трехгранной подстропильной фермы пролетом 12 и 24 м, по сравнению с вариантом 2 удельный расход стали увеличивается на 17%, 37% соответственно;
—	вариант 1 имеет наибольший расход стали и стоимость в деле — 141% и 159% соответственно;
—	по количеству типоразмеров отправочных марок предпочтение следует отдавать варианту 2.
Как видно конструктивное решение по варианту 2 наиболее предпочтительно.
§ 11.9 Мембранные преднапряженные створки ангарных ворот
В зарубежных ангарах повышенной капитальности конструкция ворот состоит из каркаса, обшитого стальными или алюминиевыми листами. Так, например, в ангаре парижского аэропорта Орли применены ворота из гладкой двухмиллиметровой стали по каркасу, образующему сетку 0,9 X 2 м.
В Аэропроекте О. Н. Тоцким и Л. И. Гольденбергом разработаны створки ворот с предварительно-напряженными двойными обшивками *, расположенными по одну сторону стального каркаса, между листами которых проложен утеплитель. С другой стороны каркаса по диагоналям каждой ячейки навешен шпренгель, с помощью которого обшивка втягивается внутрь каркаса и таким образом напрягается (рис. 11.34) Концы листов закреплены фрикционным прижимом, исключающим контактную коррозию. Рассматриваемая конструкция может применяться и для неутепленных ворот, при этом в качестве ограждения используется только одно полотнище.
По данным Аэропроекта, применение ангарных ворот с предварительнонапряженными обшивками позволяет снизить их стоимость примерно на 20%.
Экспериментальные исследования подобных конструкций проводились в ЦНИИСК Л. И. Гольденбергом. Опытной моделью служила панель размером в плане 5,2 X 2,6 м, состоящая из двух ячеек (рис. 11.35) Стальной каркас представляет собой сквозные ребра, состоящие из двух уголков сечением 100 X 8 мм, соединенных решеткой из круглой стали. Средний ригель — из швеллера № 16. С одной стороны к каркасу прикреплены две алюминиевые обшивки толщиной по 1 мм; между ними проложен утеплитель из полужестких минераловатных плит толщиной 40 мм. С противоположной стороны каркаса приварены тяжи из круглой стали диаметром 16 мм. В центре каждой ячейки установлен болт, которым обшивки притянуты к тягам.
Гольденберг Л. И., Тоцкий О. Н., Трофимов В. И. Авторское свидетельство № 263107. Опубликовано в бюллетене «Открытия, изобретения, промышленные образцы и товарные знаки», 1970, № 7.
470
Рис. 11.34 Конструкция мембранных створок ворот в аэропорту «Борисполь».
1 — металлический каркас;
2,3 — обшивки;
4 — утеплитель;
5 — тяжи;
6 — стяжной болт;
7 — опорная шайба.
Рис. 11.35 Опытная модель мембранных створок ворот.
Деформации обшивок, опорного контура и тяг фиксировались тензодатчиками, перемещения из плоскости — прогибомерами. Нагрузка песком, засыпаемым в огражденные досками отсеки, составляла 500, 1000 и 1500 Н/м2. Многократные нагружения модели показали достаточную стабильность ее напряженного и деформированного состояния.
471
Результаты исследования свидетельствовали о достаточной прочности ворот, а также о надежности узловых сопряжений. Все это дало основание Аэропроекту запроектировать указанные ворота, которые были реализованы в аэропорту в г. Борисполе (под Киевом).
§ 11.10 Несущий каркас памятника 300-летию Российского флота
Несущие элементы «Памятника» включают каркас постамента, мачту с парусами, статую Петра и кормовой флагшток.
Несущий каркас постамента (рис. 11.36а) выполнен в виде восьмиугольной в плане пространственной рамы (башни) высотой 33,6 м с радиусом описанной окружности 3,070 м. Ребра башни двутаврового сечения габаритами 450 X 450 мм сварены из листов толщиной 32 мм с изогнутой внутренней полкой (для удобства стыковки с элементами свя-
VСчурд ©Чуъедуплены между соЪой горизонтальными кольцевыми риге-лями из гнутых швеллеров (7 — 12 мм) с полками200мм и стенкой 470 мм, установленными по высоте шагом 2,4 м. На этих же отметках в башне установлены обслуживающие кольцевые площадки шириной 0,85 м, усиленные ребрами и служащие одновременно диафрагмами жесткости каркаса постамента. Внутри кольцевых площадок (диафрагм) расположены лестницы. Во всех панелях восьмигранной башни установлены наклонные связи сварного таврового сечения из листов 240 X 16 (полка) и 150 X 16 (стенка).
По главным осям постамента к стойкам основного каркаса на четырех ярусах крепятся каркасы кораблей (ростры). Вверху постамента от отметки 26,4 м до отметки 33,6 м располагается каркас ботика с основными габаритными размерами в плане 21.2 X 10.4 м. Каркас представляет собой пространственную стержневую систему с тремя ярусами горизонтальных диафрагм жесткости (на отм. 26.4, 28.8 и 33.6 м) в которых защемляются несущие элементы мачты и каркаса статуи.
К несущему каркасу постамента крепится фахверк, на который на болтах навешиваются литые бронзовые элементы. Все заводские и монтажные соединения элементов несущего каркаса сварные.
Мачта (рис. 11.366) высотой 60.4 м (низ на отм. 33.6, верх на отм. 94,0 м) на трех ярусах подвешены декоративные паруса: на отм. 62.2 м габаритами 7.8 X 14.8 м, на отм. 69.8 м габаритами 4.4 X 11 м и на отм. 83.6 м габаритами 3.25 X 6.7 м. Паруса с фасада имеют неправильную форму с подхватами, а в сечении каплеобразную форму. Паруса выполняются из медного листа (выколотки) усиленного каркасом и крепящимся к ферме, располагаемой внутри паруса. Горизонтальные реи парусов крепятся к мачтам с эксцентриситетом. На отм. 72.4 на мачте расположена смотровая площадка диаметром 3,3 м. На верху мачты устанавливаестя вымпел (флюгер) размерами 1.7 X 4.6 м. с несущим каркасом в виде ферм.
Мачта усилена двумя подкосами, расположенными со стороны кормы ботика наклонно от палубы (отм. 33.6 м) до смотрового мостика (отм. 72.4 м). В основании, оси мачты и двух подкосов образуют вершины равностороннего треугольника со стороной 5 м.
Основной ствол мачты от отм? 33.6 до отм. 86.4 м — труба 1000 X 25, выше отм. 86.4 — труба 400 X 14. Переход между трубами разных диамет-ров-конический, под углом равным углу примыкания верхней декоративной лестницы. Подкосы — труба 630 X 12. Горизонтальные распорки из труб 325 X 8 мм устанавливаются по высоте шагом примерно равным 6.5 м, верх-
472
473
Рис. 11.36 Несущий каркас памятника 300-летию Российского флота, а) Несущий каркас постамента; б) Мачта, в) Несущий каркас статуи Петра I.
няя панель (до отм. 72.4 м) имеет размер 13 м, что связано с острым углом примыкания подкоса к вертикальному стволу мачты (7,34°) и значительным вертикальным размером узла сопряжения труб (около 5 м).
Несущий каркас статуи Петра I представляет собой пространственную стержневую систему высотой 18 повторяющую структуру его фигуры (рис. П.Збв) Все элементы выполняются из труб различного диаметра. Все соединения элементов каркаса сварные (сопряжения труб различных диаметров под различными углами).
Несущий каркас фигуры заделывается консольно в металлические конструкции каркаса постамента высотой 3.2 м, расположенного над палубой ботика на отм. 33.6 м. К несущему каркасу фигуры крепится фахверк, на который на болтах навешиваются бронзовые элементы скульптуры. Каркас плаща жестко крепится к каркасу фигуры и имеет жесткую опору на мачте. Руль со стойкой имеют самостоятельный каркас, не связанный с фигурой.
На корме ботика расположен Г-образный флагшток со смотровым мостиком в месте перелома, флагом-флюгером на его конце и декоративной лестницей. Наклонный участок флагштока имеет вылет 5 м и подъем 1 м. вертикальная часть — высотой 8.4 м, размеры флага 3 X 2,4 м. Основные несущие элементы выполняются из стальной трубы. Кормовой флагшток поддерживается двумя подкосами.
Общая масса несущей конструкции составляет: 485.2 т.
Основной каркас снабжен большим количеством лестниц, выполненных с использованием вант, (точнее жестких нитей) представляющих собой пространственные системы с недостающими связями. Необходимые эксплуатационные качества их (стабильность и выносливость при воздействии ветровых нагрузок) обеспечиваются за счет соединения с основным каркасом, а также предварительных напряжений. В общей сложности разработано 12 лестниц, при этом стабилизация трех основных лестниц на отм. 72.4 м и 60.55 м. достигается с помощью подвешенных к вантам грузов массой 2.3 т. В остальных случаях ванты либо жестко связаны с основным несущим каркасом и стабилизированы небольшим начальным натяжением на упоры, либо стабильность обеспечивается за счет конструктивных мероприятий.
Все основные элементы лестниц выполнены из нержавеющей стали 12Х18Н10Т, при этом продольные ванты основных лестниц осуществлены из труб диаметром 60 мм и толщиной стенок 4 мм. Общая масса нержавеющей стали на лестницы составила около 8 т. обычной стали (С345) — около 3 т, меди — 5,5 т.
В качестве основного метода расчета на ПЭВМ принят МКЭ, позволяющий решать сложные задачи с необходимой инженерной точностью на различные виды за гружений и воздействий с учетом особенностей конструкции и физических свойств материалов. Статические и динамические расчеты выполнялись в упругой стадии.
Расчеты проводились на ПЭВМ, при этом весь каркас рассматривался как единая пространственная стержневая система, включающая все основные несущие элементы (Рис. 11.37)
Расчеты на ПЭВМ выполнялись с использованием стандартного вычислительного комплекса «ЛИРА-ПК», разработанного в НИИАСС и предназначенного для прочностных расчетов пространственных стержневых систем на статические (силовые, температурные и деформационные) и динамические (пульсации ветра) воздействия, на основании действующих строительных норм и правил. Поверочные расчеты и часть динамических расчетов выполнялись с использованием вычислительного комплекса «ВК SKAD».
474
Рис.
11.37
Расчетная схема каркаса памятника.
475
В завершение отметим, что автором-архитектором памятника является 3. К. Церетели, конструктивную разработку производили ведущие сотрудники ЦНИИПроектстальконструкции Г. В. Калашников и А. А. Бычков. Величины гололедных и ветровых нагрузок установлены ведущими научными сотрудниками ЦНИИСК к. т. н. В. А. Отставновым и Н. А. Поповым. Аналитические расчеты основного каркаса осуществлены Гл. научн. сотрудником ЦНИИСК д. т. н. П. Г. Еремеевым и инж. м. н. с. Д. Б. Киселевым. Проект вантовых систем (лестниц) разработали в. н. с. ЦНИИСК к. т. н. А. М. Ларионов и Б. С. Цейтлин. Общую координацию по разработке проекта и его исследованиям осуществляли директор ЦНИИСК д. т. н. проф. В. М. Горпинченко.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 11
1.	Киселев Б. Е., Давлетова Г. А. Пространственные мембранно-каркасные конструкции зернохранилищ с применением рулонированного тонколистового металла//Пространственные конструкции зданий и сооружений.— М., 1985.— Вып. 4.— С. 143—152.
2.	Киселев Б. Е., Баранов Д. С., Кацнельсон Л. Б. Экспериментальное исследование давления зерна в цилиндрических емкостях мембраннокаркасного типа с плоским днищем//Исследования и методы расчета строительных конструкций: Труды ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко.— 1985,— С. 76—84.
3.	Трофимов В. И., Киселев Б. Е., Кацнельсон Л. Б. Экспериментальные исследования давления зерновой массы и работа зернохранилища спирально-навивного типа//Строительная механика и расчет сооружений.— 1985.— № 6.— 66—70.
4.	Киселев Б. Е., Стрельцов И. В,, Бакиров Р. М. Металлические зернохранилища мембраннокаркасного типа. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ. 1993, с. 146—154.
5.	Киселев Б. Е, О напряженном и деформируемом состоянии плоских ограждающих конструкций из металлических лент//Строительная механика и расчет сооружений.— 1972.— №6.—С. 14—19.
6.	Кацнельсон Л. Б., Киселев Б. Е., Фанталов А. М. Ограждения надшахтных сооружений из стальных рулонированных лент//Новые формы и прочность металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— М., 1989.— С. 54—64.
7.	Бычков Н. М., Коваленко В. М. Аэродинамические характеристики вращающегося и неподвижного кругового цилиндра в поперечном потоке//Прикладная аэродинамика и тепловые процессы/ИПТМ СО АН СССР.— Новосибирск, 1980.— С. 33—66.
8.	Беспрозванная И. М., Соколов А. Г., Фомин Г. М. Воздействие ветра на высокие сплошно-стенчатые сооружения.— М.: Стройиздат, 1976.— 185 с.
9.	Charges deus au vent sur les construction avant-projet de nonne ISO.— Juliet, 1980.— ISO/IC 98/SC3 WG2N.
10.	Руководство по расчету зданий и сооружений на действие ветра/ЦНИИСК им. Кучеренко.— М.: Стройиздат, 1978.—- 217 с.
11.	Симиу Э., Сканлан Р, Воздействие ветра на здания и сооружения (перевод с англ.).— М.: Стройиздат, 1984.— 360 с.
12.	Солодарь М. Б., Кузнецов М. В., Плишкин Ю. С. Металлические конструкции вытяжных башен.— Л.: Стройиздат, 1975.— 186 с.
13.	Муханов К. К., Савицкий Г. А. К расчету стальных конструкций с учетом характера и продолжительности действия ветра//Строительная механика и расчет сооружения.— 1981.— № 4.— С. 61—62.
14.	Беляев Б. И., Цетлин Б. С. Сопоставление отечественных и зарубежных норм проектирования стальных конструкций//Строительство и архитектура. Серия 8 «Строительные конструкции»: Обзорная информация.— М.: ВНИИС, 1987.— Вып. 6.— 68 с.
15.	Рекомендации по применению стали для стальных строительных конструкций зданий и сооружений.— М.: ЦНИИПСК, 1983.— 29 с.
16.	Солодарь М. Б., Плишкин Ю. С., Кузнецова М, В. Металлические конструкции для строительства на Севере.— Л.: Стройиздат, 1981.— 208 с.
17.	Трофимов В. И. Исследование и расчет новых типов металлических опор линий электропередачи.— М.: Энергия, 1968.
18.	Нормы проектирования. Стальные конструкции: СНиП П-В. 3—72 (1974 г.); СНиП П-23—81 (1989г.).
19.	Геммерлинг А. В. Несущая способность стержней стальных конструкций.— М.: Госст-ройиздат, 1958.
476
20.	Симонов Л. Н. Применение стальных трубчатых опор на ВЛ сверхвысокого напряжения в США//Энергетическое строительство за рубежом.— 1974.— № 2.— С. 37—40.
21.	Гарибов Г. С. Стальные опоры трубчатого или многогранного замкнутого сечения для воздушных линий электропередачи высокого и сверхвысокого напряжения//Энергетическое строительство за рубежом.— 1982.— № 3.— С. 31—33.
22.	Лялин Ф. И. Основные направления совершенствования современных конструкций опор и фундаментов ВЛ//Энергетическое строительство.— № 3.— С. 7—13.
23.	Гольденберг Л. И., Полушкин Ю. А. Устойчивость замкнутых многогранных призматических оболочек при внецентренном сжатии и изгибе//Строительная механика и расчет сооружений.— 1990.— № 6.
24.	Гольденберг Л. И., Полушкин Ю. А. Опоры линий электропередачи со стойками из тонкостенных многогранных труб. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ, 1993. с. 158—165.
25.	Диденко В. Н., Трофимов В. И. К расчету портальных металлических опор с оттяжками для линий электропередачи. Строительная механика и расчет сооружений, 1956. № 2.
26.	Кондрахов Е. И., Бухарин Е. М., Лялин Ф. И„ Трофимов В. И., Шляпин И. А. Перспективы применения аллюминиевых опор ЛЭП. Строительные алюминиевые конструкции под редакцией С. В. Тарановского.— М., Стройиздат — 1967 — № 3.
27.	Elektrical World, January, 1965, И, Р. 78.
28.	Трофимов В. И. Исследование работы одноболтового соединения на действие статических нагрузок. В сб. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов. Под ред. С. В. Тарановского. Госстройиздат, 1963.
29.	Горпинченко В. М., Егоров М. И., Потапов В. Н. Расширение применения малоуглеродистых сталей в металлических конструкциях северного исполнения. Новые формы и прочность металлических конструкций; Труды ЦНИИСК. Стройиздат — М., 1989 — с. 237—243.
477
Глава 12
ОГРАЖДАЮЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 12.1 Разработка конструкций, методов расчета и исследование панелей повышенной огнестойкости
В ЦНИИСК разработками и исследованиями ограждающих конструкций в панельном варианте длительное время занимался д. т. н. В. В. Гурьев. Ниже в кратком изложении приводится его статья, посвященная вопросам повышенной огнестойкости панелей [ 1].
В значительной мере проблема пожарной безопасности легких конструкций может быть решена благодаря замене в многослойных панелях пенополиуретанов другими типами газонаполненных полимерных материалов, обладающих пониженной горючестью. Наиболее рациональное решение указанной проблемы — применение в многослойных конструкциях ячеистых пластмасс на основе резольных фенолоформальдегидных и карбамидных олигомеров (обладающих благодаря их химическому строению высокой природной огнестойкостью), в основе технологии которых заложен принцип самовспенивающихся полимерных композиций.
ЦНИИСК им. Кучеренко, ЦНИИЛМК и рядом организаций (МНИИТЭП, ППСО «Мосспецпромпроект», ГПО «Мосметаллоконструкция» и др.) разработаны индустриальные многослойные панели повышенной эксплуатационной надежности с фенольными пенопластами, особенности конструктивных решений и свойства которых рассмотрены ниже.
Для слоистых конструкций оптимальным является использование пенопластов, обладающих достаточно высокой прочностью при относительно низком значении модуля упругости [2]. Помимо этого пенопласты должны обладать сравнительно небольшими значениями влаго- и водопоглощения, поскольку в противном случае при накоплении в заполнителе сорбционной влаги ухудшаются его теплоизоляционные свойства, а многократное замораживание и оттаивание может привести к разрушению структуры пенопласта.
Конструкции трехслойных стеновых панелей
В настоящее время наиболее массовое производство и применение нашли трехслойные ребристые панели с фенольным пенопластом ФРП-I, выпускаемые ГПО «Мосметаллоконструкция». Панели предназначены для стен промышленных и гражданских зданий, имеют длину до 7,2 м, ширину 1025 мм и толщину 60, 80 и 100 мм. Проектом линии предусмотрена также возможность выпуска панелей толщиной 120 мм. В связи с недостаточной механической прочностью утеплителя в конструкцию панели входят пластмассовые продольные ребра в виде швеллеров, изготавливаемых методом экструзии из ударопрочного и морозостойкого поливинилхлорида марки УВ-10. В качестве обшивок используются профил ириованные алюминиевые листы толщиной 0,8—1,0 мм, которые с наружной стороны покрываются цветной эмалью. Панели рассчитаны на применение во II—III ветровых районах [ 3].
Один из вариантов конструкции слоистой панели ограждения, включающей в себя металлические обшивки, между которыми размещен заливочный пенопласт обладающий технологической усадков и прочностью при сдвиге менее 1—2-105 Па (кгс/см2), и ребра, представлен на рис. 12.1 [4]. Обшивки I
478
Рис* 12.1 Слоистая панель ограждения с обшивками-компенсаторами;
а — общий вид;
б, в, г — варианты выполнения компенсаторов
в зоне примыкания к ребрам 3 снабжены накладками 4, выполняющими роль компенсаторов. Конфигурация накладок может быть различной, например, волнообразной, спиралеообразной, сложного очертания, в виде петли или желобка (см. рис. 12.1, б, в, г). Для уменьшения усадочных и температурных напряжений, которые возникают между пенопластом и стенкой ребра, между ними располагают прокладку 5, отделяющую пенопласт 2 от материала ребра. Прокладка может быть выполнена в виде пленки, смазки или эластичного пенополиуретана, пропитанного гидрофобным составом.
Выполнение обшивок с продольными складками в зоне примыкания к ребру позволяет за счет деформации криволинейных участков 6 обеспечить свободное сближение обшивок при усадке пенопласта, температурно-влажностных и силовых воздействиях на панель.
Выполнение обшивок с продольными складками в зоне примыкания к ребру позволяет за счет деформации криволинейных участков 6 обеспечить свободное сближение обшивок при усадке пенопласта, температурно-влажностных и силовых воздействиях на панель.
В другом техническом решении, основанном на этом принципе, функции компенсаторов усадочных деформаций пенопластового утеплителя выполняют продольные несущие ребра [ 5]. Данное техническое решение многослойной панели стенового ограждения представлено на рис. 12.2. Панель включает в себя металлические профилированные обшивки I, между которыми размещен утеплитель — заливочный пенопласт (фенольный или карбамидный) 2. Вдоль продольных сторон размещены ребра-компенсаторы 3 в виде тонкого металлического листа толщиной 1 —2 мм, на кромки 4 которого завальцованы кромки обшивки 5 и соединены с последними обжатием или с помощью заклепок. Компенсатор, выполненный в виде упругого листа, в средней части вдоль продольной стороны имеет пружинящий элемент 6, форма которого может быть У-об разного, синусоидального, трапециевидного, многоволнового профиля (см. рис. 12.2, б, в, г, д). Для уменьшения усадочных и температурных напряжений, которые могут возникать, между пенопластом и компенсатором размещают разделительную прокладку 7 в виде пленки, смазки или эластичного пенополиуретана, пропитанного гидрофобным составом. По теплотехническим требованиям к слоистой панели между обшивками и компенсатором при необходимости устанавливают теплоизолирующие вкладыши 8 у кромок обшивок.
479
4
/
Рис. 12.2 Слоистая панель ограждения с несущими ребрами- компенсаторами:
а — общий вид;
б, в, г, д — варианты выполнения компенсаторов
Рис. 12.3 Трехслойная стеновая панель со стыком «двойной шпунт»
Вариант трехслойной панели ограждения, к промышленному освоению которой наиболее подготовлены действующие производства, изображен на рис, 12.3 [ 6].
Эта панель включает в себя металлические профилированные обшивки I из алюминия или оцинкованной стали, пенопластовый утеплитель 2, обрамляющие ребра в виде охватывающего 3 и охватываемого 4 профилей с бульбообразными выступами 5, вокруг которых с помощью закатки заваль-цованы продольные кромки обшивок I с пуклевками 6, сплошной ламинированный фасонный уплотняющий профиль 7 с адгезионными герметизирующими слоями 8.
Тонкие упругоэластичные ребра 3 и 4 и выбранная форма их сечения не только обеспечивают более свободную усадку пенопласта при формовании ь полости панелей и тем самым способствуют снижению усадочных напряжений в утеплителе, предотвращая его отслоение от обшивок, но также обеспечивают создание надежных и индустриальных стыков типа «двойной шпунт», обладающих в сочетании с применением уплотняющих прокладок низкой воздухопроницаемостью. Соединение обшивок с ребрами 3 и 4 в поперечном направлении осуществляется закаткой кромок обшивок, а в продольном — вдавливанием в тело обшивок и ребер так называемых пукле-вок прямоугольной формы. Такой способ соединения повышает качество
480
панелей и исключает волнистость обшивок. Кроме того, применение механизированного соединения позволяет значительно повысить индустриал ьность производства и улучшить технологию изготовления панелей.
Учет работы основных конструктивных элементов при расчете трехслойных панелей
При разработке конструктивных элементов и проектировании рассмотренных выше панелей необходимо было установить действительное распределение усилий между несущими ребрами и пенопластом, возникающих от эксплуатационных нагрузок. Согласно рекомендациям [ 7] расчеты слоистых бескаркасных панелей на прочность выполняются исходя из условия, что средний слой воспринимает усилия сдвига, а обшивки — нормальные усилия от изгибающих моментов. Каркасные панели с жесткими обшивками (например, асбестоцементными) рассчитываются в предположении, что усилия сдвига воспринимаются только жесткими ребрами обрамления [8], поскольку жесткость ребер много больше жесткости пенопласта (G„> 1000GJ.
В слоистых ребристых панелях с утеплителями из рассматриваемых пенопластов и тонкими деформативными ребрами из монолитного пластика, например поливинилхлорида, это соотношение меньше (Gp 150—200 Gn).B связи с этим для исследования распределений усилий сдвига в панели с тонкими эластичными ребрами была предложена инженерная методика расчета металлопластмассовых слоистых панелей с продольными несущими ребрами [9], согласно которой напряжения сдвига воспринимаются ребрами совместно с пенопластом пропорционально их жесткостям. Жесткость ребер на сдвиг является основной в общей жесткости панели и составляет при расчетных нагрузках и воздействиях примерно 60—70%, оставшаяся доля (40—35%) приходится на жесткость заполнителя из пенопласта. Нормальные напряжения воспринимаются совместно работающими обшивками. Помимо участия в работе на сдвиг пенопластовый заполнитель выполняет функции подкрепления тонких металлических обшивок при условии обеспечения требуемой прочности сцепления с ними.
За основу практического расчета конструкций трехслойных ребристых панелей, опирание которые предусмотрено по одно- или многопролетной схеме, принимается метод расчета трехслойных безреберных панелей типа «Сэндвич» [ 7] со следующими дополнениями. Модуль сдвига G„ среднего слоя из пенопласта безреберной панели заменяется приведенным модулем сдвига (G№d) среднего слоя из пенопласта и ребер ребристой панели. [ 1]
Прочность и деформативность соединения продольных ребер с обшивками панели
Надежность разработанной конструкции трехслойной ребристой панели во многом зависит от долговечности соединения ребер с обшивками. Как показали усталостные испытания, в панелях, где ребра жестко соединены с обшивками с помощью заклепок, при повышенных нагрузках наблюдались отказы в результате разрушения заклепочных соединений [ 10]. Кроме того, заклепочные соединения, как отмечалось выше, не позволяют получать качественную поверхность стыкуемых элементов панели. В связи с этим было разработано специальное соединение продольных ребер с обшивками, включающее закатку обшивки вокруг полки ребра и последующее их обжатие с образованием пуклевок (см. рис. 12.3). Сдвиговая прочность такого соединения при статической нагрузке зависит от глубины «гнезда» обжатия, направления усилий и формы обжатия. При разрушающих нагрузках 0,92— 3,49 кН сдвиг обшивки составил 0,17—0,79 мм. Результаты циклических
16- 5982
48!
Рис. 12.4 Двухслойные кровельные панели ( монопанели) с утеплителями из пенопластов: а — монопанель на основе стального профилированного листа Н6О-845-О8 по ГОСТ 2404-86;
б — унифицированная двухслойная кровельная и стеновая панель на основе металлического листа с симметричным профилем [14];
в, г — стыки монона нолей;
1	— гидроизоляционное покрытие;
2	— пенопласт;
3	— профилированный лист
испытаний показали, что после приложения 1 • 106 циклов при уровне нагрузки 0,7—0,8 от разрушающей сдвиговая прочность соединения при глубине «гнезда» пуклевок 1,14—1,28 мм составила 1,64— 2,18 кН, т. е. не превышала расчетных значений сопротивления материала ребер на сдвиг.
Сдвиговая прочность соединения ребер с обшивками (Р) в зависимости от глубины «гнезда» пуклевок (//) и количества циклов (А') определяется по формуле
р = 7,14—0,783( 1g Af)—5,493 •
• Я 4- 0,039( 1g N)2 + 0,665Я2 +
+ 0,357й( 1g N),
Приведенная формула позволяет оценивать долговечность соединения ребер с обшивками, а также глубину «гнезда» пуклевок. В частности, получено, что для панелей с заданной долговечностью 1,3-105 циклов глубина «гнезда» пуклевок составляет 1,2 мм.
Двухслойные кровельные панели (монопанели)
Панели состоят из несущего металлического профилированного листа, пенопласта и гидроизоляционного или защитно-декоративного покрытия (рис. 12.4).
Конструктивные особенности и расчет этого типа панелей подробно рассмотрены в работах [ 11,12, 13]. Отметим здесь только, что такие конструкции выгодно отличаются от трехслойных панелей «Сэндвич» меньшим расходом металла.
Следует заметить, что применение двухслойных панелей целесообразно также в качестве становых ограждений.
Прочность и деформативность трехслойных стеновых панелей
Зависимости прогибов от нагрузки, полученные при испытании трехслойных панелей, приведены на рис. 12.5. Как видно, указанные зависимости для бескаркасных алюминиевых панелей с фенольным пенопластом Виларес-РНП имеют линейный характер до нагрузки 3,00—3,50 кН/м2, а при стальных обшивках (профиль С-15—1000—0,8) — до 5,00 кН/м2. Максимальные значения разрушающей нагрузки панелей «Сэндвич» с этим пенопластом составили: с алюминиевыми обшивками 3,90 кН/м2, а со стальными —
482
Рис. 12.5 Зависимость прогибов от нагрузки некоторых образцов трехслойных панелей:
а— 1, 2, 3, 4, 5, 6 — панели «Сэндвич» с фенольным пенопластом Виларес-РНП;
б — 1,	2,	3 — трехслойные
ребристые панели с Виларес 400А; 4, 5, 6, 7 — панели с ФРП-1 (7 — ребра «выключены» из работы)
7,85 кН/м2. Прогибы всех образцов были в пределах допускаемых. Характер разрушения в исследуемых панелях — срез пенопласта вблизи опоры и в зоне максимальных сдвигающих напряжений.
Разрушающая нагрузка панелей с менее прочными фенольными пенопластами Виларес-400А плотностью 70 кг/м3 и ФРП-I плотностью 90 кг/м3 с обрамляющими ребрами, «выключенными» из работы, составила соответственно 3,50 кН/м2 и 2,32 кН/м2.
Наличие обрамляющих ребер, жестко соединенных с обшивками увеличивает несущую способность панелей с пенопластом Виларес-400А в 1,48 раза, а панелей с ФРП-1 — в 1,35 раза.
Аналогичные результаты испытаний панелей с ФРП-1 были получены в работе [15]. Из графиков, приведенных на рис. 125, видно, что для панелей, несущие ребра которых жестко соединены с обшивками и средним слоем из пенопласта ФРП-1, зависимость «нагрузка-прогиб» линейна до 3,00—4,00 кН/м2, а с Виларес-400А — до 5,20 кН/м2. Далее происходит увеличение деформативности, поскольку суммарная жесткость сечения за счет «выключения» пенопласта из работы снижается, в результате чего резко нарастают прогибы панелей. По-видимому, следует считать, что после разрушения пенопласта при нагрузке 3,00 кН/м2 для ФРП-1 и 5,00 кН/м2 для Виларес-400А напряжение сдвига воспринимается только ребрами и узлами соединения ребер с обшивками.
Исследование динамики изменения продольных деформаций обшивок по ширине панелей подтверждает, что при нагрузке около 4,00 кН/м2 для ФРП-1 и 5,00 кН/м2 дляВиларес-400А происходит перераспределение деформаций: резкий рост в крайних третях и уменьшение в средней трети с последующим выхлопом сжатой обшивки и срезом заклепок или сдвигом обшивок относительно полок продольных ребер с «выскальзыванием» зубьев обшивки из «гнезд» обжатия при нагрузке около 7,00 кН/м2
Следует отметить, что прогибы панелей с пенопластом Виларес-400А новой конструкции со стыком «двойной шпунт», уменьшенным сечением ребер и точечным обжатием обшивок при расчетной нагрузке не превышают 0,3 см, что практически совпадает с данными расчета. Несущая способность панелей при уменьшении сечения ребер в 2,4 раза снижается лишь на 23%.
Для оценки влияния ползучести собственно фенольного пенопласта на динамику изменения прогибов панелей в качестве примере были испытаны образцы панелей типа «Сэндвич» с утеплителем из Виларес-400А. Интенсивность долговременной нагрузки составила: 0,1; 0,2; 0,3 от кратковре
16
483
менной нагрузки. Из анализа полученных данных следует, что при уровне нагрузки, равном 0,2 разрушающей, деформации панелей носят затухающий характер, а прогибы при этом не превышают 3 мм или 1/400 пролета.
Сопоставляя полученные данные и результаты длительных статических испытаний промышленных панелей ПТАР производства ГПО «Мосметалло-конструкция» с пенопластом ФРП-1 под нагрузкой 0,21 разрушающей, полученные в работе [ 15], видно, что при одинаковом уровне нагружения и затухающем характере максимальный прирост деформаций панелей с пенопластом Виларес-400А составил 30%, а панелей с ФРП-1 — 100%.
Таким образом, комплекс статических испытаний подтвердил надежность разработанных панелей, их более высокую несущую способность по сравнению с панелями ПТАР, а также показал удовлетворительное совпадение данных эксперимента с теоретическими результатами.
Усталостная прочность и виброползучесть панелей при циклических нагрузках
Исследованиями усталостной прочности слоистых панелей с различными типами пенопластов в зависимости от количества циклов нагрузки установлено:
Из группы панелей с фенольными пенопластами наибольший наклон кривой выносливости отмечен для панелей с утеплителем из ФРП-1, что свидетельствует о наименьшей долговечности этих конструкций.
Разрушение панелей, реализующееся в результате разрушения пенопластовых заполнителей от главных растягивающих напряжений, позволяет заключить, что пределы выносливости конструкций с Виларес-400А и Вила-рес-400МХ выше, чем панелей с ФРП-1 в 2,2 2,8 раза, а отношение пределов выносливости к пределам прочности превышает на 60—80%.
На выносливость панелей существенное влияние оказывает коэффициент асимметрии цикла, связанный с видом нагрузки. Получено, что при уменьшении р с 0,4 до 0,1—0 выносливость панелей снижается на 25%, т. е. температурные воздействия в большей мере влияют на долговечность панелей, чем ветровые пульсации.
В общем виде несущая способность панелей от блока эксплуатационных нагрузок имеет следующую зависимость:
р = 2,994—0,016р—0,366 lg N -ф 0,038р2 + 0,005(lg У)2 + 0,098(lg TV) р„ где У — количество циклов; р — коэффициент асимметрии цикла.
Указанная зависимость позволяет определить несущую способность панелей по заданному блоку эксплуатационных нагрузок или определять долговечность конструкции при известных значениях нагрузки и коэффициенте асимметрии цикла. Исходя из этой формулы, для рассматриваемой конструкции панели при блоке нагрузок 1,3-105 циклов несущая способность, рассчитанная по вышеуказанной формуле, составит Р — 1,4 кН, что превышает расчетную нагрузку на панель с учетом максимального температурного перепада (для климатического района Москвы).
Пожарно-технические характеристики слоистых панелей
В соответствии со СНиП 2.01.02-85 одним из двух нормируемых пожарнотехнических параметров легких ограждающих панелей является предел распространения огня. Испытание на распространение огня заключается в определении размера повреждения конструкции вследствие ее горения за пределами зоны нагрева — в контрольной зоне. При этом с помощью термопар оценивается также характер изменения температуры в нескольких характерных точках конструкции.
484
Кинетика изменения температуры различных пенопластов при огневых испытаниях на распространение огня стеновых и кровельных многослойных панелей показала, что на протяжении всех испытаний температура фенольных пенопластов не превысила 100° С. После вскрытия панелей установлено, что фенольный пенопласт Виларес-400А в зоне нагрева разложился на глубину до 20—40 мм, а в контрольной зоне — на высоту около 350—370 мм, коксование фенольного пенопласта ФРП-I распространилось на 400 мм в контрольную зону. Для панелей с полиизоциануратным пенопластом наблюдалось несколько большая зона повреждения утеплителя, причем на границе зоны нагрева глубина обугливания достигала 25 мм, на расстоянии 400 мм от границ зоны нагрева — около 2 мм, а на расстоянии свыше 400 мм были повреждены верхние слои утеплителя глубиной 1—1,5 мм.
Примерно аналогичная картина наблюдалась при испытании двухслойных панелей покрытия: наименьшие повреждения имели утеплители на основе фенольных и карбамидных пенопластов. Так, в зоне нагрева толщина повреждения карбамидного утеплителя составила всего лишь 4—5 мм, а в контрольной зоне толщина кокса у границы зоны нагрева не превышала 4 мм. На расстоянии 200 мм от границы зоны нагрева коксообразование почти не наблюдалось (толщина слоя менее 1 мм). На расстоянии более 200 мм от границы зоны нагрева поверхность пенопласта плотная, без признаков обугливания или выгорания.
В отличие от полиизоциануратного пенопласта, для которого наблюдается интенсивный подъем температуры на 11-й минуте испытания свидетельствующей о резком возрастании скорости термического разложения материала, кривые изменения температуры фенольных пенопластов имеют незначительный подъем, а карбамидного — практически остается постоянной.
Таким образом, полученные результаты свидетельствуют о низкой пожарной опасности слоистых конструкций на основе фенольных и карбамидных пенопластов.
§ 12.2 Экспериментальное строительство зданий из легких конструкций
Для целей экспериментального строительства в промышленных условиях на технологической линии ГПО «Мосметаллоконструкция», а также на опытном производстве завода опытных конструкций и оборудования ЦНИИСК им. Кучеренко в 1984—1989 гг. было выпущено несколько партий новых стеновых панелей с утеплителями из фенольных пенопластов ФР П-I и Вила-рес-400А общим объемом около 10 000 м2. Это позволило перейти к экспериментальному строительству по проектам, разработанным в ГлавАПУ Москвы, универсама в районе Нагатино и трех зданий магазинов с применением новых панелей с фенольным пенопластом Виларес-400А и серийных панелей с ФРП-1: в Новогирееве, Чертанове и др. [ 16].
Первым объектом эксперимента стал универсам в Нагатинском затоне площадью 4080 м2. Универсам представляет собой одно-двухэтажное здание из легких металлических конструкций размерами в плане 54 X 60 м и высотой 10 м
Следующими объектами экспериментального строительства стали здания магазинов типа «Модуль» и «Овощи-фрукты» полезной площадью до 1000 м2, которые также монтируются из легких металлических конструкций. Трехслойные ребристые панели с пенопластом Виларес-400А или ФРП-I навешиваются на стальной фахверк {как в здании универсама).
485
Натурные обследования ограждающих конструкций
В результате обследования было выявлено, что расслоений панелей на смонтированных объектах не наблюдалось (здание универсама находилось в эксплуатации в течение 3 лет), в то время как в серийных панелях с ФРП-1 расслоение панелей на аналогичных объектах достигает 60%. Отбор проб утеплителя из смонтированных на указанных объектах панелей показал более низкие значения плотности утеплителя Виларес-400А, чем ФРП-1: соответственно 70—77 и 80 кг/м3, влажности — 10,3 и 11,3%. В утеплителе не обнаружено каверн, что подтверждалось вскрытием обшивок после демонтажа части панелей, заполняемость каркасов пенопластом хорошая. Все это указывает на значительно более высокие эксплуатационные показатели по теплозащите панелей с Виларес-400А по сравнению с панелями с ФРП-1 и, следовательно, их более высокую долговечность по этому критерию.
В осенне-зимние периоды 1984—1985 гг. внутри здания универсама производились измерения температуры и влажности воздуха. Средняя внутренняя температура воздуха в эксплуатируемом торговом зале составила 12—13° С, а в служебных помещениях—15—16° С. При этом средняя относительная влажность воздуха в торговом зале оказалась равной 28%, а в служебных помещениях—не превышала 26%. Таким образом, температурно-влажностный режим в помещениях универсама за указанный период эксплуатации соответствовал требованиям СНиП П-3—79**.
В весенний период 1985 г. в помещениях универсама при отрицательных наружных температурах была проведена съемка термограмм внутренних поверхностей стен с помощью тепловизора АГА-750. Оказалось, что температура на внутренней поверхности обшивки примерно одинакова по ширине панели и соответствует требованиям СНиП П-3—79**. Некоторое снижение температуры отмечено лишь в зоне вертикального стыка, оформленного аналогично стыку серийных панелей ПТАР, но разность температуры воздуха внутри помещения и температуры внутренней обшивки не превышала нормативного значения ^7° С.
Напряженно-деформированное состояние слоистых ограждений
Эпюры прогибов панелей в смонтированном ограждении при температурах на внешних обшивках минус 30; -|-54о С без перепада давления и с перепадом давления АР — 10 Па и температурой минус 30° С свидетельствуют, что прогибы панелей при максимальном температурном перепаде 50° С составили в среднем 0,84 см. При этом прогибы панелей с пенопластом Виларес-400А для температуры 54° С составили 0,88 см.
Совместное воздействие максимального температурного перепада 50° С и эквивалентного ветровому напору перепада давления 10 Па привело к увеличению прогибов панелей в среднем на 10%.
После воздействия 25 циклов температурных перепадов с амплитудой 15° С прогибы при минус 30° С увеличились для панелей с Виларес-400А на 21 %, а для панелей с ФРП-1 — на 35%. Следует отметить, что прогибы от воздействия только температурного перепада 50° С в климатическом стенде составили 0,5—1,5 см, т. е. в 5—15 раз больше, чем от ветровой нагрузки, что совпадает с данными расчета.
Температурные напряжения распространяются по сечению неравномерно и по абсолютному значению не превышают 250 X Ю5 Па, при этом напряжения во впадинах гофр имеют большие значения, чем на верхних горизонтальных участках профиля.
486
Влияние ребер существенно сказывается на распределении напряжений при температурных воздействиях: напряжения, как правило, выше в середине сечения панели и ниже у ребер. При совместном воздействии температурного перепада 50° С и перепада давления 10 Па напряжения возрастают по поперечному сечению фрагмента ограждения в среднем на 30%.
Таким образом, полученные экспериментальные результаты свидетельствуют о том, что максимальные значения прогибов панелей и продольных напряжений в обшивках близки к расчетным, расхождение составляет 8—10%. Отмеченное, как показано выше, увеличение прогибов панелей при длительных циклических температурных воздействиях характеризует нарастание дефор-мативности во времени как панелей, так и межпанельных стыков.
Воздухопроницаемость стыков
Деформации межпанельных стыков под воздействием циклических температурных перепадов существенно влияют на воздухопроницаемость стыков и, в конечном итоге, на теплотехнические свойства ограждения в целом.
При снижении обжатия уплотняющих прокладок с 50 до 30%, обусловленного раскрытием стыков на 3 мм и старением прокладок, воздухопроницаемость увеличивается в 2,5 раза. В ходе испытаний выявлено, что при нормируемом перепаде давления 10 Па все исследованные типы стыков удовлетворяют (без учета старения) нормируемой величине воздухопроницаемости (0,5 кг/м2-ч). Вместе с тем, как и следовало ожидать, наилучшими показателями обладает стык типа «двойной шпунт».
На рост воздухопроницаемости существенно влияют циклические температурные воздействия амплитуды годового цикла. После 25 циклов температурных воздействий с амплитудой 15° С воздухопроницаемость увеличилась: в стыках типа «шпунт» с прокладкой «бутапен» — в 2,2—3 раза, с прокладкой «пенолат» — в 2 раза, с заполнением пенополиуретаном — в 1,4—2 раза; в стыке типа «двойной шпунт» — в 1,7—1,8 раза. Таким образом, наименьший прирост воздухопроницаемости при циклических воздействиях, и соответственно, наименьшее снижение теплозащитных свойств при эксплуатации наблюдается для стыка типа «шпунт» с замоноличиванием пенополиуретаном и «двойной шпунт» с пористыми прокладками.
Теплотехнические свойства стеновых ограждений
Сопротивление теплопередаче стенового ограждения из экспериментальных панелей определялось путем расчета с использованием данных измерений тепловых потоков (д), температур на поверхности обшивок панелей (т) и окружающего воздуха (/). В связи с тем, что показатель инерционности панелей /7 -1,3 (менее 1,5), полученные данные пересчитывались на расчетные условия (8=18°С, С =—42° С. Приведенные термические сопротивления панелей определялись по формулам [ 17*, 18].
При расчетном значении перепада давления 10 Па и максимальном температурном перепаде 52° С значения Апр панелей составили в среднем в 1,44 раза меньше приведенных термических сопротивлений без перепада давления.
Неоднородность утеплителя по сечению панелей, наличие теплопроводных включений (обрамляющих ребер из ПВХ) снижает теплозащитные свойства панелей на 17%, а продольную фильтрацию воздуха — на 21% для пенопласта Виларес-400А и на 23% для ФРП-1. Однако при этом на поверхности панелей не наблюдалось температур ниже нормируемых.
487
Исследования кровельных монопанелей с утеплителем из фенольного пенопласта Виларес-400А толщиной 120 мм показали, что их сопротивление теплопередаче составляет 1,31 м2- ° C/Вт, т. е. на 30% выше, чем у стеновых панелей толщиной 100 мм. При этом коэффициент теплопроводности утеплителя составил 0,05 Вт/м • ° С.
Таким образом, результаты комплексного исследования состояния ограждений под воздействием эксплуатационных нагрузок и температурных перепадов показали, что по условиям сопротивления теплопередаче и воздухопроницаемости ограждения из новых типов панелей с пенопластом Виларес-400А удовлетворяют нормативным требованиям, т. е. 7?пр > RTp°.
§ 12.3 Ленточные ограждения послойного монтажа
В Разработку и исследования ленточных ограждающих конструкций в ЦНИИСК основной вклад внесли к. т. н. Б. Е. Кисилев и Л. Б. Кацнельсон, ниже приводятся основные конструктивные разработки и исследования осуществленные при их участии [ 19].
Ограждения промзданий
Ленточные конструкции используются для утепленных и неутепленных стеновых ограждений промышленных и сельскохозяйственных зданий с большими плоскостями глухих стен, кровель и подвесных потолков, ограждений инженерных сооружений.
Особенностью ленточных ограждений является то, что тонколистовая обшивка собирается на монтаже из рулонов, поставляемых непосредственно на стройплощадку с металлургических заводов. При этом исключается стадия передела на заводах металлических конструкций. Жесткость обшивок достигается их предварительным напряжением, которое осуществляется продольным натяжением лент. Крепления обшивок к фахверку (каркасу) осуществляется с помощью болтовых, дюбельных, заклепочных, сварных, фальцевых и других соединений.
Расчет ленточного ограждения производится для двух стадий работы конструкции — предварительного напряжения и эксплуатации. Основные положения по расчету приведены в справочном пособии [ 20].
На первой стадии лист работает на продольное растяжение, и если предварительное напряжение передается на фахверк, то последний работает на продольное сжатие, изгибающие и крутящие моменты, вызываемые эксцентричным приложением сил преднапряжения.
На стадии эксплуатации предварительно напряженное стеновое ограждение воспринимает поперечную ветровую нагрузку и температурные воздействия. В нем также возникают усилия от совместной работы с каркасом.
На этапе рабочего проектирования необходимо производить расчет стенового ограждения совместно с несущим каркасом как единой пространственной системы с учетом геометрической нелинейности деформирования мембранной обшивки. Методика приближенного расчета на этапе техникоэкономических обоснований и предварительного подбора сечений приводится ниже.
Расчетная схема тонколистового ограждения принимается в виде предварительно напряженной мембраны с неподвижными кромками контура, нагруженной поперечной (ветровой) нагрузкой. При этом предварительное
488
напряжение включает в себя следующие напряжения: начальное <уро, от температурных воздействий о, и от совместной работы с каркасом

Здесь и далее растягивающие напряжения принимаются со знаком «плюс», сжимающие — «минус».
Определяющим расчетом на прочность является расчет при наибольшем значении суммарного предварительного напряжения, т. е. для теплых зданий в холодное время года.
Расчет деформаций ограждения под ветровой нагрузкой рекомендуется проводить на подветренной стороне без учета предварительного напряжения.
Начальное предварительное напряжение лент обшивки иро определяется из условия
где Gtr — напряжения в обшивке вследствие температурного воздействия солнечной радиации; — напряжения в обшивке в результате совместной работы с каркасом.
Расчет предварительно напряженной мембраны с неподвижными кромками контура под воздействием поперечной (ветровой) нагрузки производится по формулам
лх	лу
= и’ - sin — sin —;
а	b
0,12гЛ/
Е - t • р’
+ к1 <г„)
р = 2,9[1 + ^0,45 + ^)];
к — а/Ьу
где а и b — стороны мембраны; t — толщина мембраны; q — поперечная нагрузка; Е — модуль упругости мембраны; <тхр,	— предварительное на-
пряжение мембраны по направлениям х и у; и; м>п — прогибы в произвольной точке и в центре мембраны: , o\,v — суммарные напряжения в произвольной точке мембраны по направления хну.
С учетом двухосного растяжения обшивки приведенные суммарные напряжения в ней	+ tfyx» как и суммарные напряжения
ох2 и оу2 не должны превышать расчетного сопротивления материала обшивки.
489
Рис. 12.6 Монтаж стенового ограждения с горизонтальным расположением лент
В стеновых ограждениях тонколистовая обшивка выполняется по выносному фахверку, продольны элементы которого имеют шаг, несколько меньший ширины ленты, и к которым крепятся продольные кромки лент после их преднапряжения в торцевых балках. Также после пред напряжения прикрепляются ленты к промежуточным поперечным элементам фахверка.
Раскладка лент в стеновом ограждении осуществляется горизонтально на всю длину или ширину здания либо вертикально на всю высоту в зависимости от того, какой размер является преобладающим, а также с учетом количества и расположения оконных и дверных проемов.
Утепленные ограждения полистовой сборки состоят из трех слоев: наружного из металлических лент, утепляющего слоя и внутреннего ограждения. Утепляющий слой чаще всего выполняется из полужестких минераловатных плит, внутренние ограждения — из плоских асбестоцементных листов, древесно-стружечных плит и т. п. В ряде случаев внутреннее ограждение и утепляющий слой можно совмещать и выполнять в виде монопанелей, а при соответствующем технико-экономическом обосновании — в виде экструзионных асбестоцементных панелей.
Утепленное ограждение с горизонтальным расположением лент применено в производственном цехе базы механизации длиной 72 м в Ленинграде (рис. 12.6) спроектированном ленинградским Промстройпроектом при участии ЦНИИСК [ 21]. При горизонтальном расположении лент каждая вышележащая лента перекрывает нижележащую, что исключает применение нащельников.
Ограждение здания испытательного высоковольтного корпуса ВНИИКП в Москве, разработанного институтом Кабельпромпроект совместно с ЦНИИСК, выполнено утепленным трехслойным с вертикальным расположением
490
Рис. 12.7 Монтаж стенового ограждения с вертикальным расположением лент а) подъем ленты;
б) общий вид здания
491
a)
б)
Рис. 12.8 Монтаж ленточных потолков Сегежского целлюлозно-бумажного комбината; а — установка прогонов; б — ленты между прогонами
492
Рис. 12.9 Рулон тонколистового алюминия в процессе протягивания ленты между прогонами
лент внешнего слоя (рис. 12.7). Высота здания 36 м, пролет 42 м. Сквозные трехпролетные П-образные рамы здания (ширина грани 4,2 м) обтягивались лентами из алюминиевого сплава на всю длину стоек и ригелей ( раздельно). Наряду с ограждающими и несущими функциями ленточная обшивка выполняла и технологическую — являлась экраном. Предварительное напряжение лент осуществлялось стяжными болтами, усилия преднапряжения передавались на торцевые упоры, их восприятие обеспечивалось соединениями фрикционно-изоляционного типа [21]. После предварительного напряжения лент их продольные кромки крепились самонарезающими винтами с установкой нащельников.
Ленточные ограждения применяются также в конструкциях кровель и подвесных потолков [ 21 ].
Ленточное кровельное ограждение выполняется по прогонам, шаг которых согласуется с шириной лент; ленты, как и в стеновом ограждении, преднапрягаются, а усилия преднапряжения передаются на торцовые связи либо воспринимаются прогонами при условии обеспечения их скольжения. Такое ограждение может выполняться как по верхним, так и по нижним
493
поясам, либо по тем и другим одновременно, причем преднапряженная обшивка включается в работу сооружения.
При выполнении несущей конструкции покрытия в виде структуры ленты кровельного ограждения крепятся к ее элементам. Пример подобной конструкции — кровля выставочного павильона на заводе «Фрезер» в Москве.
Ленточные подвесные потолки осуществляются аналогично кровле. По нижним поясам ферм устанавливаются прогоны двутаврового сечения, по нижним полкам которых протягиваются ленты. Первые подвесные потолки из алюминиевых лент были разработаны ЦНИИСК и Гипробумом и выполнены в цехах бумагоделательных машин Сегежского ЦБК (рис. 12.8 и 12.9) размерами в плане 180 X 30 м. Аналогичные подвесные потолки были выполнены в цехах Кондопогского ЦБК.
Ограждения инженерных сооружений
Ленточные ограждающие конструкции нашли применение в надшахтных сооружениях цветной металлургии [ 22]. К этим сооружениям относятся башенные копры скиповых и клетевых стволов, воздухозаборные трубы. Высота копров составляет 50—100 м, воздухозаборных башен 60—80 м. при диаметре ствола 10—15 м. Традиционное конструктивное решение башенных копров — монолитный железобетон, железобетонный или стальной каркас с ограждением из железобетонных (керамзитобетонных) панелей. Копры возводятся над стволами после их проходки, что определяет значительный
Рис. 12.10 Завершение монтажа ленточного ограждения клетевого копра
494
Рис. 12.11 Воздухозаборная башня Акчий-Спасского рудника с ленточным ограж дением
срок строительства рудников. Воздухозаборные башни возводятся в монолитном железобетоне на отдельно стоящих фундаментах.
С целью ускорения развития сырьевой базы Гипроцветметом было предложено использование метода надвижек, а также блокировки объектов поверхности рудников, что потребовало существенного уменьшения массы сооружений.* Новые конструктивные решения, разработанные при участии ЦНИИСК, предусматривали переход на стальной каркас и облегченное стеновое ограждение. Каркас копра представляет собой пространственную стержневую рамно-связевую систему, в которой используются высокопрочные стали, каркас воздухозаборной башни — пространственную стержневую оболочку. Облегченное ограждение выполняется из преднапряженных рул он иро ванных стальных лент толщиной 1,0 мм с антикоррозионным покрытием (оцинкованных с дополнительным полимерным либо лакокрасочным покрытием). Ленточное ограждение совмещает ограждающие и несущие функции, раскладка лент предусматривается вертикальной и выполняется либо по элементам выносного фахверка, к которому также крепятся панели, обеспечивающие необходимую тепло- и огнестойкость, либо непосредствен-
* Автор проекта А. М. Фанталов.
495
Рис. 12.12 Завершение монтажа ленточного ограждения воздухозаборной башни Анненского рудника
Рис. 12,13 Общий вид надшахтных сооружений Анненского рудника с применением ленточных ограждений
но по элементам каркаса открытых сооружений, для которых в ряде случаев возможно вертикальные элементы фахверка принимать в виде двусторонних гибких полос-накладок.
Гипроцветмет при участии ЦНИИСК разработал ряд надшахтных сооружений с ленточными ограждениями для рудников НПО «Джезказганцветмет»
Копер клетевого ствола Анненского рудника высотой 50 м имеет в плане форму трилистника габаритными размерами 27 X 31 м (рис. 12.10).
496
Форма трилистника определена системой зонирования внутреннего пространства и обеспечивает устойчивость сооружения при надвижке, а также эксплуатации. Несущий каркас выполнен из высокопрочной стали в виде рамносвязевой системы. Стеновое ограждение состоит из выносного фахверка со стойками из гнуто-сварных профилей, экструзионных панелей с минерал оватным утеплителем и обшивки из стальных оцинкованных лент толщиной 1,0 мм. С целью сокращения срока ввода рудника была осуществлена надвижка каркаса копра массой около 2000 т.
Скиповый копер, монтаж которого в настоящее время ведется, впервые в практике отрасли спроектирован совмещенным на два ствола. Высотная часть копра представляет собой в плане прямоугольник размерами 40 X 61 м и имеет высоту 102 м, к высотной части примыкают четыре бункера из монолитного железобетона. Каркас и ограждение скипового копра решены аналогично клетевому копру.
Воздухообразная башня Акчий-Спасского рудника (рис. 12.11) имеет в плане форму, близкую к овалу, габаритами 8,4 X 14,9 и высоту 60 м. Стержневой каркас — односетчатый, фахверк — упрощенный (вертикальные элементы в виде двусторонних полосовых накладок). Для обшивки использована оцинкованная рулонная сталь толщиной 1,0 мм с дополнительным покрытием.
Воздухозаборная башня Анненского рудника (рис. 12.12) представляет собой вертикальную структурную оболочку с ленточной обшивкой по внутренним стойкам. Высота сооружения 71,2 м, диаметр переменный 12,4— 18,7 м с уширением кверху. Несущий каркас одновременно выполняет и функции фахверка, обшивка принята из оцинкованной рулонной стали толщиной 1,0 мм. Воздухозаборная башня сблокирована со зданием административно-бытового комбината, конструкции которого служат для нее фундаментом. Общий вид сооружений Анненского рудника с применением ленточных ограждений представлен на рис. 12.13.
В связи с разработкой и возведением этих конструкций в ЦНИИСК был выполнен ряд исследований: характерных нагрузок и воздействий, напряженно-деформированного состояния конструкций и их элементов, их прочности. Рассматривались также вопросы, связанные с выбором и основными требованиями к монтажным соединениям с учетом специфики ленточных ограждений; совместная работа обшивки и антикоррозионного покрытия и др.
Монтажные прикрепления ленточных ограждений
Одним из основных вопросов, возникающих при разработке ограждений ленточного типа, является выбор монтажных соединений.
Монтажные прикрепления ленточной обшивки осуществляются: к нижним и верхним торцевым балкам, а после преднапряжения лент — к промежуточным горизонтальным и промежуточным угловым вертикальным элементам фахверка.
Для ленточной обшивки необходимо учитывать ряд нагрузок и воздействий, таких как : предварительное напряжение, поперечная ветровая нагрузка, усилия от совместной работы с каркасом (от ветровой, вертикальных и других нагрузок), температурное воздействие в теплое (за счет солнечной радиации) и холодное время года (для отапливаемых сооружений) и др. Основной нагрузкой является ветровая, которая с учетом пульсации и высоты приложения может составлять 3 кН/м2 и более. Соответствующие усилия в плоскости обшивки (с учетом совместной работы с каркасом и температурных воздействий) составляют: для креплений к торцевым балкам 250— 300 кН/м, для креплений по продольным кромкам лент до 75—120 кН/м. При этом для креплений по продольным кромкам податливость соединений 0,3—0,5 мм обеспечивает уменьшение усилий примерно вдвое.
Прикрепление к нижним и верхним торцевым балкам осуществляется на
497
высокопрочных болтах. Для повышения коэффициента трения в этих соединениях применяется известный прием — использование фрикционного слоя или фрикционных прокладок.
Наибольшую протяженность имеют прикрепления по продольным кромкам лент, а также к промежуточным горизонтальным элементам фахверка. Их можно выполнить традиционными методами: на сварке, на болтах, работающих на срез (смятие) либо на трение, на самонарезающих винтах. Однако использование сварки для стальных лент с цинковым покрытием осложнено. Применение болтовых соединений ограничивается тем, что в открытых сооружениях двусторонний доступ к указанным элементам затруднен, а в отапливаемых сооружениях — невозможен. Самонарезаюшие винты весьма трудоемки, не ясны вопросы их прочности при высоком уровне и переменном характере нагрузки.
В настоящее время для крепления профилированного настила широко используются дюбельные соединения, обладающие рядом преимуществ. Работа дюбельных соединений в мембранно-каркасных конструкциях существенно отличается от их работы при креплении профилированного настила, так как мембрана воспринимает внешнюю нагрузку в результате не изгибной, а продольной жесткости. Вследствие этого усилия в ее плоскости превышают усилия отрыва на один-два порядка. При разработке мембраннокаркасных конструкций был выявлен круг проблем и поставлен ряд задач, относящихся к исследованиям дюбельных соединений, в том числе с учетом переменного характера ветровой нагрузки, которая для мембранно-каркасных конструкций является основной. К ним относятся : прочность дюбельных соединений при статическом и циклическом сдвиге, отрыве и их комбинации; низкотемпературная усталость соединения и опорного элемента; технология выполнения дюбельных соединений и требования к жесткости опорного элемента; допускаемая величина проработки отверстий в мембране и ее влияние на несущую способность соединения при циклической нагрузке; влияние на несущую способность дюбельного соединения нагружения опорного элемента; влияние предварительного напряжения лент на несущую способность и технологичность выполнения дюбельных соединений и др. Соответствующие экспериментальные исследования были выполнены или выполняются в отделе монтажных соединений ВНИПИ Прометальконструкция.
В НПО «Джезказганцветмет» возведен ряд экспериментальных объектов. Для воздухозаборной башни Акчий-Спасского рудника с односетчатым стержневым каркасом и упрощенным фахверком с вертикальными элементами в виде двусторонних полосовых накладок с учетом основных определяющих факторов (геометрия конструкции, особенности ветровой нагрузки) крепления по вертикальным кромкам лент приняты на болтах, работающих на срез (смятие). Для клетевого копра Анненского рудника крепления по продольным кромкам лент и к промежуточным ригелям фахверка впервые в таких масштабах выполнены на дюбелях.
В настоящее время на том же Анненском руднике завершается сооружение копра скиповых стволов и воздухозаборной башни, где также предусмотрены монтажные дюбельные соединения.
Накопленный опыт показал эффективность монтажных дюбельных соединений и вместе с тем выявил ряд вопросов, требующих проведения дальнейших исследований.
Совместная работа обшивки и антикоррозионного покрытия
Мембранное ограждение, совмещая ограждающие и несущие функции, испытывает непосредственное воздействие переменных во времени ветровых нагрузок. В отличие от конструкций каркаса, эта нагрузка для ограждения является основной, определяющей его напряженно-деформированное состояние. В связи с выполнением дополнительной защиты от коррозии ленточных ограждений из оцинкованной рулонной стали инженерных сооружений Аннен
498
ского рудника возникла необходимость проведения испытаний по экспериментальному изучению совместной работы фрагмента мембранной обшивки и антикоррозионного покрытия в процессе циклического нагружения.
Для проведения эксперимента использованы два образца из оцинкованной стали номинальными размерами 1 X 80 X 350 мм с участками свежена-несенного по всей ширине на протяжении 150 мм одностороннего антикоррозионного покрытия XI1-03. Фактические размеры образцов составили: толщина 0,84 мм, ширина 79 мм.
Программа испытаний предусматривала проведение циклического нагружения 15/5 кН (в напряжениях 225/75 МПа) до выполнения одного из двух условий: перехода в предельное состояние либо превышения 2 млн. циклов. Интенсивность и коэффициент асимметрии цикла были назначены заведомо жесткими с позиций качественного эксперимента. Нагружение осуществлялось на испытательной машине «EU-20» с частотой 15 Гц.
В образце 1 после 716100 циклов в основном металле развилась трещина глубиной 11,4 мм, шириной у края 3,1 мм, ширина сечения образца уменьшилась до 76,3 мм, что характерно при развитии пластических деформаций. Разрушений пленки покрытия не наблюдалось, в месте развития трещины в металле имело место растяжение пленки с уменьшением ее толщины.
В образце 2 после 692400 циклов в металле развилась трещина глубиной 19,0 мм и шириной у края 5,5 мм, в растянувшейся в этом месте пленке покрытия от края пошел надрыв на глубину около 4,0 мм, кроме того ширина сечения уменьшилась до 75,9 мм.
Необходимо также отметить повышенную деформативность антикоррозионного покрытия при нагреве, что наблюдалось при освещении образцов лампой накаливания. Вопрос о поведении покрытия при нагреве существенен, так как проведенные ранее на площадке Анненского рудника замеры температуры фрагментов тонколистового ограждения показали, что их температура под воздействием солнечной радиации может достигать значений не менее 65—70° С.
Таким образом, качественный эксперимент показал, что первичное разрушение происходит в основном металле, а не в антикоррозионном покрытии; отслаивания антикоррозионного покрытия не наблюдалось. В последующем необходимо дополнительно оценить факторы старения антикоррозионного покрытия и воздействия на него солнечной радиации.
Использованная литература к главе 12
1.	Гурьев В. В. Ограждающие конструкции. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ, 1993, с. 227—240.
2.	Бобряшов В. М., Богословский В. А., Ермолов С. Б. Облегченные строительные конструкции//Пластические массы.— 1969.— № 1.— С. 63—64.
3.	Гурьев В. В., Дмитриев А. Н. Повышение эффективности слоистых ограждающих конструкций с применением пластмасс//Пути снижения материалоемкости, энергетических и трудовых затрат в московском строительстве: Труды МДНТП им. Дзержинского.— М., 1983.— С. 120—129.
4.	А. с. 1151651 СССР, 4(51) Е 04 С 2/26. Слоистая панель ограждения/А. Ю. Глазунов, И. Л. Бихневич, В. В. Гурьев//Открытия. Изобретения.— 1985.— № 19.— 112 с.
5.	А. с. 115910 СССР, Е 04 С 2/26. Слоистая панель ограждения/А. М. Чистяков, А. Ю. Глазунов, В. В. Гурьев и др.//Открытия. Изобретения.— 1985.— № 19.— 112 с.
6.	А. с. 1585477 СССР. (51) 5Е 04 С 2/26. Трехслойная стеновая панель/В. В. Гурьев, А. Н. Дмитриев, А. М. Чистяков и др.//Открытия. Изобретения.— 1990.— № 130.—- 152 с.
7.	Рекомендации по расчету трехслойных панелей с металлическими обшивками и заполнителем из пенопласта//ЦНИИСК.— М.: Стройиздат, 1976.— 24 с.
8.	Рекомендации по проектированию и расчету конструкций с применением пластмасс/ЦНИИСК — М.: Стройиздат, 1969.
499
9-	Гуръев В. В., Глазунов А. Ю., Дмитриев А. Н. Особенности расчета трехслойных ребристых стеновых панелей с фенольным пенопластом//Внедрение достижений науки в практику московского строительства: Труды МДНТП им. Дзержинского.— М., 1988.— С. 101 — ПО.
10.	Запорожец Т. Ф., Захарова О. Д., Артемов Д. П. Испытания стеновых трехслойных панелей со средним слоем из фенольного пенопласта на циклические ветровые воздействия//Реф. инф. ВНИИС.— 1984.— Сер. 8.— Вып. 5.— С. 8—11.
11.	Чистяков А. М. Легкие многослойные ограждающие конструкции.— М.: Стройиздат, 1987.— 241 с.
12.	Рекомендации по проектированию двухслойных панелей совмещенных покрытий с профилированным металлическим листом и заливочным фенолоформальдегидным пенопла-стом ФРП-1/ЦНИИСК.— М.: Стройиздат, 1986.— 15 с.
13.	Хромец Ю. Н. Промышленные здания из легких конструкций.— М.: Стройиздат, 1978.— 176 с.
14.	Стены и покрытия производственных зданий с применением металлических двухслойных панелей с утеплителем из композиционных новолачных пенопластов: Альбом рабочих чертежей. Шифр Э3871/ПИ-2.— М., 1983.
15.	Конструкции стеновых панелей повышенной огнестойкости//Реф. инф. ВНИИС.— Сер. 11.— 1983.— Вып. 5.
16.	Дмитриев А. Н., Федоров В. И., Жаров В. В. Проектирование и строительство зданий из легких металлических конструкций в больших городах: Обзор.— М., 1986.— 26 с. (Обзор, инф. МГЦНТИ).
17.	СНиП П-3—79 **. Строительная теплотехника.
18.	ГОСТ 25891-83. Здания и сооружения. Методы определения сопротивления воздухо-лроницанию ограждающих конструкций.— М.: Изд-во стандартов. 1984.— 8 с.
19.	Киселев Б. Е., Кацнельсон Л. Б. Ленточные ограждения конструкций послойного монтажа. Новые формы легких металлических конструкций. М. Изд. ЦБНТИ, 1993, с. 240—246.
20.	Мембранные конструкции зданий и сооружений: Справочное пособие 2 ч/Под общ. ред, В. И. Трофимова и П. Г. Еремеева. ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко.— М.: Стройиздат, 1990.
21.	Трофимов В. И. Ограждение сооружений из растянутых алюминиевых поверхностей.— М.: Стройиздат, 1975.— 159 с.
22.	Кацнельсон Л. Б., Киселев Б. Е., Фанталов А. М. Ограждения надшахтных сооружений из стальных рулонируемых лент//Новые формы и прочность металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— М., 1989.— С. 54—64.
500
Глава 13
МАТЕРИАЛЫ И СОЕДИНЕНИЯ ДЛЯ ЛЕГКИХ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
В проблему разработки и исследований материалов для легких конструкций большой вклад в ЦНИИСК внесли д. т. н. ГТ, Д. Одесский и к. т. н. М. Р. Урицкий. Основные работы по соединениям были осуществлены д. т. н. В. М. Барышевым и к. т. н. О. В. Кузнечиковым, Ж. М. Гиммервертом, Е. С. Гурьевой. Применение малоуглеродистых сталей и соединений при пониженных температурах исследовали д. т. н. В. М. Горпинченко, к. т. н. В. Н. Потапов и их аспиранты. Ниже приводятся их разработки и исследования в области легких металлических конструкций, опубликованные в [ I].
§ 13.1. Материалы для легких конструкций
Общие технические требования к стали для легких конструкций
Технические требования к прокату для легких металлических конструкций обусловлены необходимостью создания конструкций с высокой эксплуатационной надежностью и экономической эффективностью. В целом такие требования можно свести к четырем группам: требование высоких эксплуатационных свойств; технологичности; экономической эффективности; сортаментные требования, включающие в себя унификацию.
Под эксплуатационными свойствами понимаем сопротивление стали различным по характеру нагрузкам — статическим, переменным, динамическим, имеющим место при работе материала в элементах конструкций, в том числе в условиях воздействия отрицательных климатических температур и естественных агрессивных сред.
Под технологичностью при изготовлении конструкций прежде всего понимается возможность обработки металла современными способами. Это, во-первых, свариваемость, в том числе в условиях открытой строительной площадки, затем способность к холодной и горячей деформации, в том числе высокопроизводительными методами (гильотинная резка, формирование отверстий пробивкой и т. п.). Понятие технологичности включает в себя сведения об изменении эксплуатационных свойств под влиянием обработки металла. Если свойства не изменяются в худшую сторону или меняются мало, считается, что материал обладает хорошей технологичностью и высокой технологической прочностью.
В массовых легких строительных конструкциях могут быть использованы относительно недорогие материалы, что повышает экономическую эффективность рассматриваемого класса сооружений.
Разнообразие конструктивных форм легких конструкций порождает большое многообразие требуемого сортамента металлов. В рассматриваемом классе сооружений эффективно используются листы различных толщин, сортовой, фасонный металл, а также замкнутые и открытые профили сложной формы. В то же время следует отметить, что в легких конструкциях преимущественно используется прокат не толще 10 мм.
501
Необходимо подчеркнуть, что при рациональном выборе материала для легкой конструкции одновременно учитываются все основные требования. Однако для удобства обсуждения вопроса будем рассматривать материалы с точки зрения каждого из основных перечисленных требований.
Эксплуатационные свойства материалов для легких металлических конструкций
Прочностные свойства при растяжении стали для массовых конструкций. Важнейшее эксплуатационное свойство материалов для рассматриваемых конструкций — достаточно высокое сопротивление статическим нагрузкам. Поэтому основная группа требований к данным материалам связана с прочностными характеристиками, определяемыми при одноосном растяжении — прежде всего с пределом текучести от и временным сопротивлением разрыву ов. В отечественной практике при изготовлении легких конструкций используются стали с пределом текучести 215—440 МПа.
В табл. 13.1 представлены унифицированные механические свойства при растяжении наиболее распространенных сталей для легких металлических конструкций, поставляемых по ГОСТ 27772-88 «Прокат для строительных стальных конструкций. Общие технические требования» толщиной 2—10 мм.
Листы толщиной 2—3,9 мм поставляются в холоднокатанном состоянии, поэтому нормы относительного удлинения для них ниже на 5—6%, чем для относительно толстых горячекатанных листов этих же классов прочности (С 235—С 375).
Таблица 13.1
Механические свойства листового и фасонного проката
		Механические характеристики		
		Предел	Временное	Относительное
Наименование	Толщина листа,	текучести ат	сопротивление ов	удлинение
	ММ			
		МПа		7 /о
		не менее		
С 235	От 2 до 3,9	235	360	20
	4 до 10 вкл.	235	360	26
С 245	От 2 до 3,9	245	370	20
	4 до 10 вкл.	245	370	25
С 255	От 2 до 3,9	255	380	20
	4 до 10 вкл.	245	380	25
С 275	От 2 до 3,9	275	380	18
	4 до 10 вкл.	275	380	24
С 285	От 2 до 3,9	285	390	17
	4 до 10 вкл.	275	390	24
С 345	От 2 до 3,9	345	490	15
	4 до 10 вкл.	345	490	21
С 375	От 2 до 3,9	375	510	14
	4 до 10 вкл.	375	510	20
С 390	4 до 10 вкл.	390	540	20
С 440	4 до 10 вкл.	440	590	20
502
Таблица 13.2
Нормы химического состава сталей обычного качества обычной и повышенной прочности для легких металлических конструкций по ГОСТ 27772-88
Сталь по ГОСТ 27772-88	Массовая доля элементов, %								Сталь-аналог
	С, <	Мп	Si	S, <	Р, <	Сг, <	Ni, <	Cu,<	
С 235	0,22	<0,60	<0,05	0,050	0,040	0,3	0,3	0,3	СтЗкп
С 245, С 275	0,22	<0,65	0,05—0,15	0,050	0,040	0,3	0,3	0,3	СтЗпс
С 255, С 285	0,22	<0,65	0,15—0,30	0,050	0,040	0,3	0,3	0,3	СтЗсп
С 345, С 375	0,15	1,30—1,70	<0,80	0,040	0,035	0,3	0,3	0,3	12Г2С, 09Г2С
Таблица 13.3
Химический состав сталей и механические свойства при растяжении гнуто-сварных трубчатых профилен по SFS 200
Марка стали	Массовое содержание элементов, %									Механические свойства на растяжение			
	С, <	Si, <	Мп, <	Р, <	СЛ /Л	Ni, <	Сг, <	Си	А1	о?, МПа	ов, МПа	d %	65 %
												t < 4 мм	f > 4 мм
Fe 37 Д	0,17	—	—	0,045	0,045	0,3	0,3	0,15— 0,30	0,015— 0,08	235	360—440	20	25
Fe 44 Д	0,18	0,55	—	0,045	0,045	0,3	0,3	0,15— 0,30	0,015— 0,08	285	430—510	19	23
Fe 52 Д	0,22	0,55	1,50	0,045	0,045	0,3	0,3	0,15— 0,30	0,015— 0,08	355	480—650	17	21
* 65 — относительное удлинение после разрыва короткого образца.
Кипящая сталь имеет ряд недостатков — неравномерность свойств, частые расслои и т. п. Поэтому для рассматриваемых целей применяют несколько менее пластичную, но более качественную спокойную или полуспокойную сталь с алюминием марки 08Ю (Ю — обозначение алюминия). Алюминий в этой стали способствует измельчению зерна и устранению крупных хрупких силикатов. Но главная причина использования алюминия в данных сталях заключается в том, что этот элемент устраняет здесь склонность к старению. При этом следует заметить, что обычная углеродистая сталь типа СтЗ имеет вполне достаточную пластичность для изготовления целого ряда массовых конструкций, например профилируемого настила. В то же время при просечно-вытяжном способе изготовления настилов приходится использовать сталь типа 08Ю.
Другой известный класс легких конструкций, в которых используется сталь после больших пластических деформаций,— это сооружения из замкнутых трубчатых или незамкнутых холодногнутых профилей. Как в нашей стране, так и за рубежом часто в строительных конструкциях применяют прямоугольные или квадратные трубы из полосы толщиной t = 24-12 мм со стороной квадрата 25—250 мм с относительно набольшим радиусом закругления R = 2,02, где 2 С 4 мм, и R = 2,52, где 2 > 4 мм.
В нашей стране такие профили изготавливают из малоуглеродистых сталей типа СТЗсп, а наиболее часто — из низколегированной кремнистомарганцовистой стали С 345. Сходные стали в данном случае применяют и за рубежом, например по скандинавскому стандарту SFS 200 (табл. 13.3). По химическому составу эти стали близки к отечественным, отличительным их свойством является наличие небольших количеств меди для повышения атмосферной коррозионной стойкости (отечественный аналог, например, 09Г2СД), а также алюминия, положительное действие которого на холодно-деформированную сталь описано выше.
Более высокие требования предъявляются к сталям, из которых изготавливаются открытые профили с относительно малыми радиусами закругления. В легких конструкциях из таких профилей особенно эффективно применение сталей высокой прочности: именно здесь в настоящее время за рубежом применяется прокат с пределом текучести 640 МПа включительно.
Для изготовления подобных профилей в зарубежной практике применяются специальные стали высокой прочности с высокой пластичностью в холодном состоянии. К таким сталям, производимым в Финляндии, относится сталь RAEX HSF, выпускаемая согласно требованиям стандарта JSO 05951. Эта сталь поставляется с пределом текучести до 500 МПа.
При сравнении со сталями для профилей с относительно большими радиусами закругления (см. табл. 13.3) здесь принимается ряд мер, улучшающих равномерность микроструктуры: уменьшено содержание углерода (0^0,12%), фосфора и серы (до ^0,030 и ^0,025% соответственно, в некоторых источниках указываются ограничения 0,020%), сталь обязательно содержит алюминий как легирующий элемент (роль алюминия описана выше).
Высокий уровень прочности, во всяком случае начиная с от ^>400 МПа, достигается при реализации различного рода схем упрочнения в потоке стана, имеющих целью эффективное измельчение зрена и даже получения специальной двухфазной структуры, обеспечивающей высокую пластичность строительных сталей, т. е. в любом случае стали с высокой пластичностью — это стали с достаточно мелким ферритным зерном и малым количеством твердых зерен.
При наличии мелкого зерна и фазы неметаллических включений в процессе нагружения на макроуровне происходит локализация пластической деформации, снижающая пластичность листов. Для устранения этого
505
явления при изготовлении стали производят облагораживание фазы неметаллических включений специальными методами ковшовой металлургии, с достаточной для данного случая полнотой описанными в литературе [ 4] и в определенной степени предусмотренными при поставках стали по ГОСТ 27772-88. В целом эти методы сводятся к уменьшению количества и измельчению неметаллических включений путем снижения вредных примесей, прежде всего серы, к увеличению равномерности распределения этих частиц и, наконец, в случае сталей с мелким зерном, к глобулированию, сфероидизации включений. Об эффективности рассматриваемых методов можно судить по величине ударной вязкости при нормальной температуре. Если у сталей рассматриваемого вида при обычной чистоте металла KCU = = 60-Ь80 Дж/см2, то после облагораживания фазы неметаллических включений ударная вязкость увеличивается до 100—120 Дж/см2.
При необходимости повышения прочности открытых холодногнутых профилей до уровня от = 5004-650 МПа можно использовать стали типа 09Г2ФБ повышенной чистоты. Здесь требуемая высокая прочность обеспечивается за счет малых добавок ванадия и ниобия, образующих дисперсную фазу твердых карбонитридов. Тщательная очистка твердого раствора от азота достигается комплексным воздействием небольших добавок ванадия, ниобия, титана, алюминия. Рациональное упрочнение на заданный уровень чаще всего достигается специальной прокаткой этих сталей по контролируемым режимам. Производство подобных сталей полностью освоено в нашей стране [ 5].
В последние годы предложены стали высокой пластичности, охлажденные после прокатки из межкритического интервала температуру с небольшой скоростью (так называемые двухфазные феррито-мартенситные или дуальные стали). Эти стали имеют достаточно мелкую ферритную структуру, причем на границах стыков зерен располагаются не перлитные (как в сталях 08кп или 08Ю), а мартенситные твердые зерна. Эти стали имеют идеальную для хорошей штампуемости и высокой пластичности криволинейную форму диаграммы о — е при низком отношении о001/о02 и <т012/ови, как следствие, высокую технологичность при холодной пластической обработке, в частности способность к глубокой вытяжке в холодном состоянии и к формовке профилей с любой остротой радиуса.
Стали для легких металлоконструкций, эксплуатирующихся при низких климатических температурах. На рис. 13.1 представлены основные закономерности изменения механических свойств проката и элементов конструкций при снижении температуры эксплуатации. Показаны зависимости для величин некоторых основных характеристик: силовой (разрушающая нагрузка Рр, кН), деформационной (относительное сужение ф, %), энергетической (работа разрушения А, Дж), вида излома (содержание волокнистой составляющей В, %).
По мере понижения температуры нагруженной конструкции сталь переходит из вязкого состояния с хрупкое. На зависимостях типа представленных на рис. 13.1 можно выделить четыре области вязкохрупкого перехода. Область А — вязкое разрушение, сопровождается большими пластическими деформациями. Вязкие изломы образуются под действием касательных напряжений путем среза и имеют волокнистое строение.
В области D разрушение классифицируется как хрупкое. Термин «хрупкое разрушение» с инженерной точки зрения можно характеризовать двумя следующими признаками.
Во-первых, такое разрушение происходит при номинальных растягивающих напряжениях, меньших величины предела текучести от (Р < Рт) и даже расчетного сопротивления по пределу текучести (ор <Х /?у).
506
Рис, 13.1. Изменение механических свойств строительных сталей и элементов конструкций из них при понижении температуры эксплуатации (или испытаний) :
а — зависимость разрушающей нагрузки Рр и нагрузки, соответствующей пределу текучести Рт от температуры Т, ° С;
б — относительного сужения 4;
в — содержания волокна в изломе В;
г — работы разрушения А. Стрелки указывают направление возрастания величины характеристики. Штриховые области соответствуют разбросу наблюдаемых величин
Во вторых, хрупкое разрушение реализуется в форме самопроизвольного развития трещины, т. е. хрупкая трещина растет под влиянием запаса упругой энергии, накопленной конструкцией, а система действующих напряжений способствует ускорению ее роста. Хрупкие разрушения крайне опасны в инженерной практике: они происходят внезапно, без заметной макропластической деформации и наиболее часто при отрицательных температурах.
Хрупкие изломы образуются под действием нормальных напряжений путем скола и называются кристаллическими, поскольку состоят из блестящих фасеток — участков скола.
Между областями А и D можно выделить еще две области, в которых разрушение носит промежуточный вязкохрупкий характер — области В и С (см. рис. 13.1).
В области В разрушение происходит после общего течения в сечении — нетто и деформационного упрочнения, при этом Рр >• Рт. При разрушении в некоторой части излома, в котором имеют место как волокнистые, так и кристаллические составляющие, на участке зарождения трещин имеется волокнистый участок (В<50%). Таким разрушениям предшествует заметная пластическая деформация, на начальной стадии трещина развивается по механизму среза и лишь достигнув определенной критической длины начинает развиваться самопроизвольно по механизму скола. Работа, затрачиваемая на зарождение и развитие вязкой части излома, фактически является энергетическим барьером, препятствующим хрупкому разрушению конструкций в области В. Описываемый тип разрушения обычно наблюдается при натурных низкотемпературных испытаниях легких конструкций. В этом случае опасность хрупкого разрушения при эксплуатации абсолютного большинства легких конструкций минимальна.
В области С разрушение происходит сколом (В = 0%) при Рр Рт (пр от) и минимальных пластических деформациях (О tp ^3%). Такое разрушение можно классифицировать как квазискол. В данном случае энергетический барьер пластичности невысок и может быть легко преодолен.
Описанные выше области вязкохрупких состояний материалов и конструкций для практических целей удобно разграничивать друг от друга точками характерных температур, называемых критическими температурами вязкохрупкого перехода или температурами условных порогов хладноломкости. За критическую принимают минимальную температуру, при которой
507
величина какой-либо характеристики — энергетической, силовой, деформационной, строение излома — больше или равна выбранному и физически обоснованному критериальному значению.
Критическую температуру, разграничивающую области А и В, обозначают как Zj (первая критическая температура). Выше этой температуры хрупкое разрушение исключено. Обычно /, определяют по виду излома по критерию В 50% (см. рис. 13.1, в), здесь также ф 10% (см. рис. 13.1, б).
Границу между областями В и С называют температурой нулевой пластичности ZHn, поскольку при понижении температуры испытаний здесь исчезает волокно и пластичность. Экспериментально определить температуру, при которой ф и В = 0, достаточно сложно. Обычно /нп определяют по величине пластической деформации, зависимой от типа концентратора: иногда по ф — 1 %, но чаще по величине ф = 3% (см. рис. 13.1, б). Минимально допустимая температура эксплуатации легких конструкций обычно соответствует ZHn.
Область С от области D (хрупкое разрушение) отделяется температурой, обозначаемой как вторая критическая t2. Согласно определению хрупкого разрушения эта точка при понижении температуры определяется из условия Л < Рт или сгр < стт.
Многочисленные факторы, способствующие хрупкому разрушению конструкций, можно свести к пяти основным, впервые сформулированным Н. С. Стрелецким: 1) низкая температура, охрупчивающее действие которой рассмотрено на рис. 13.1; 2) высокая скорость нагружения, т. е. динамическое нагружение; 3) наличие конструктивных и технологических концентраторов напряжения, в первую очередь острых трещиноподобных, особенно глубоких; 4) большие сечения (масштабный фактор), приводящие к объемно-напряженному состоянию у дна надреза; 5) неблагоприятная микроструктура проката. Действие этих факторов в первую очередь сводится к стеснению развития пластических деформаций и снятию энергетического барьера пластичности, из-за чего развивается хрупкое разрушение. При этом критические температуры вязкохрупкого перехода сдвигаются в сторону положительных температур.
Анализ хрупких разрушений показывает, что они происходят лишь при одновременном воздействии комбинации минимум их трех любых из основных перечисленных выше пяти неблагоприятных факторов. Относительная редкость хрупких разрушений связана с малой вероятностью реализации такой комбинации охрупчивающих факторов, особенно при выполнении современных норм проектирования и изготовления сооружений. В тем большей степени сказанное относится к легким металлоконструкциям, в которых по определению не действует масштабный фактор. Достаточно редки для рассматриваемых конструкций также случаи динамического нагружения (примером динамически нагруженных конструкций являются тонкостенные многогранные опоры воздушных линий электропередачи). Поэтому в легких конструкциях, выполненных из горячекатанного металла обычного сортамента (листы, полоса, фасон), даже при климатических отрицательных температурах можно использовать стали типа СтЗ относительно невысокой, обычной хладостойкости, в то время как в конструкциях с аналогичными функциями, выполненных из проката толщиной более 12 мм, используется низколегированная сталь повышенной хладостойкости. В этом заключается еще одна сторона экономической эффективности легких конструкций.
Работы по хладостойкости конструкций из стали типа СтЗ, выполненные в ЦНИИСК, подробно рассмотрены ниже в специальном разделе.
С другой стороны, специфическим сильным фактором охрупчивания материала для легких металлоконструкций является фактор неблагоприятной микроструктуры, например сильно нагортованные участки в углах холодногну-
508
Рис. 13.2. Результаты испытаний металла профилей на ударную вязкость в интервале температур с осциллографической записью работы разрушения в координатах «динамическая нагрузка Рд прогиб f».
а — неоцинкованный металл; б — оцинкованный металл.
тых профилей. Поэтому для конструкций из подобных профилей, эксплуатирующихся при температурах ниже минус 40° С, приходится использовать довольно сложные стали.
Рассмотрим этот вопрос подробнее.
Для оценки хладостойкости сталей и металла сварных соединений легких конструкций обычно используют результаты испытаний на ударный изгиб небольших образцов(55XIOX t, где t — толщина проката, t 10 мм) с надрезами. Подробно методики и результаты испытаний на ударный изгиб изложены в технической литературе. При таких испытаниях переход стали в хрупкое состояние обеспечивается действием таких основных факторов охрупчивания, как наличие надреза, ударный характер нагрузки, отрицательная температура, в ряде случаев неблагоприятная микроструктура.
Результаты этих испытаний связаны с эксплуатационными хрупкими разрушениями конструкций надежными корреляционными соотношениями [6].
Основной величиной, автоматически определяемой при данных испытаниях на маятниковых копрах, является полная работа разрушения образца. В зарубежных стандартах обычно приводится именно эта величина, в отечественной литературе обычно пользуются характеристикой, называемой ударной вязкостью, под которой понимают работу, отнесенную к начальной площади поперечного сечения образца в месте расположения концентратора. Чаще всего применяют образцы двух типов — с мягким {Т-образным надрезом и с острым V-образным надрезом (за рубежом обычно используется образец с острым надрезом).
Ударную вязкость обозначают сочетанием букв и цифр. Первые две буквы КС обозначают символ ударной вязкости, третья буква — вид концентратора, также применяется цифровой индекс, указывающий температуру испытаний. Например, KCU 40, KCV'40 — ударная вязкость при —40° С — на образцах с U- и V-образными концентраторами соответственно.
Обычно проводят серию испытаний при постепенно понижающейся температуре. Кроме энергетических характеристик при испытаниях на ударный изгиб обычно фиксируют вид излома (содержание волокна В) и относительное сужение у основания надреза ф- По результатам испытаний оценивают
критические температуры по критериальным значениям ударной вязкости (например, KCU^39 Дж/см2), относительного сужения (например, ф 3%) и волокна в изломе (В,>50%). Эти критические температуры близки к /нп и Zj на рис. 13.2 соответственно.
В качестве нормативных требований к материалам, обеспечивающим надежную работу конструкций при отрицательных температурах, обычно используют гарантии по ударной вязкости. Например, такой подход имеет место в СНиП 11-23-81*. В табл. 13.4 представлены гарантии по ударной
509
Таблица 13.4
Гарантии по ударной вязкости проката для несущих сварных конструкций различных групп по СНиП 11-23-81*
Климатический район строительства (расчетная температура, ° С)	1Ц- 115и	30 > t > ДР- (г>	—40) -30)	иг Щ (_40 > Г > -		-50)	(-50>f>-		-65)
Группа конструкций*	1	2	3	1	2	3	1	2	3
Марки стали ГОСТ 27772-88	Гарантии по ударной вязкости KCU, при температуре, ° С								
С 245	—	—	—20	——	—				—	—	—
С 255, С 285	20	20	—20	—	—	—	—	—	—
С 345; С 375	—70	—40	—40	—70	—70	—40	—704-	—70+	—70
							ДС**	ДС	
С 390, С 440,	—70	—70	—70	—70	—70	—70	—70	—70	—70
С 590	—70	—70	—70	—70	—70	—70	—70	—70	—70
Группа 1 — тяжелонагруженные сварные конструкции, рассчитываемые на переменные или динамические нагрузки; группа 2 — сварные конструкции, работающие главным образом на растяжение; группа 3 — сварные конструкции, работающие главным образом при сжатии.
** дс — ударная вязкость при комнатной температуре после деформационного старения.
вязкости при отрицательной температуре проката, которые согласно СНиП 11-23-81* обеспечивают хладостойкость сварных металлических конструкций, эксплуатируемых в различных климатических районах.
В ряде случаев о сопротивлении проката хрупким разрушениям можно судить и по результатам других испытаний — на растяжение, методами механики разрушения и т. п.
Проведенные П. Д. Одесским и др. исследования [7] показали, что при качестве выпускаемой в настоящее время низколегированной листовой стали обычной чистоты в рулонах по крайней мере в толщинах свыше 5 мм и существующей технологии изготовления гнуто-сварных трубчатых профилей закономерным выглядит низкое сопротивление металла хрупким разрушениям. Такие профили не рекомендуется использовать в конструкциях северного исполнения. Наиболее общими причинами хрупкости здесь являются: неблагоприятная микроструктура, формирующаяся в наклепанном металле профилей, в первую очередь в углах; наличие значительных остаточных растягивающих напряжений в поверхностных слоях металла; неравномерность механических свойств, обусловленная неоднородностью исходной заготовки и дальнейшей сложной холодной пластической деформацией при изготовлении профилей.
Очевидным путем повышения сопротивления хрупким разрушениям гнуто-сварных профилей может явиться использование термической обработки типа полигонизационного отжига, высокотемпературного отпуска. Такой отжиг применительно к рассматриваемым сталям проводится при температуре ~650° С в течение 1—2 ч или по специально разработанным ускоренным режимам. Из табл. 13.5 видно, что после такого отжига существенно нивелировалась разница между механическими свойствами при растяжении металла граней и углов профиля, значительно увеличивалась пластичность, величина механических свойств при растяжении соответствует требованиям
510
Таблица 13.5
Влияние полигонизационного отжига на свойства металла профилей
Состояние профиля	Место отбора		«в	«5	
	пробы	МПа		°/ /0	
Исходное	Середина грани	377	519	16	54
	Зона угла	607	663	13	53
Отжиг 650°, 2 ч	Середина грани	447	518	18	70
	Зона угла	471	552	18	67
Горячее цинкование	Середина грани	409	525	14	37
	Зона угла	490	578	11	30
Отжиг 650°, 2 ч	Середина грани	447	537	19	71
	Зона угла	471	552	18	67
к стали С 390. Еще сильнее после полигонизационного отжига выросла ударная вязкость стали, достигнув значений KCU'40 — 1304-152 Дж/см2; KCU 70 = 804-110 Дж/см2 (у холодногнутых оцинкованных профилей KCU 40 = 50 Дж/см2 KCU 70 = 10 Дж/см2).
За рубежом в рассматриваемых случаях используют мелкозернистые микролегированные стали с модифицированием фазы неметаллических включений. Например, в Финляндии применяется сталь РАЕХ 355 F Arctic с высокими гарантиями по ударной вязкости КС’60^27 Дж, при этом пт 355 МПа, ов = 4804-650 МПа, б5 21%. Эта сталь имеет ограничения по углероду и кремнию, легирована медью и малыми добавками алюминия. Высокий комплекс свойств достигается термической обработкой особого вида.
В настоящее время сочетание в прокате высокой пластичности, необходимой для формовки холодногнутых профилей, с высокой хладостойкостью, нужной при эксплуатации конструкций в северных условиях, достигается в основном путем разработки новых процессов упрочнения микро-легированных сталей в потоке станов, прежде всего методами контролируемой прокатки [4], а также обработкой методами ковшевой металлургии с целью снижения в металле вредных примесей, прежде всего серы, часто в сочетании с процессами, направленными на модифицирование формы неметаллических включений, например сфероидизацию пленочных и веретенообразных неметаллических включений. При этом рациональный химический состав может варьироваться достаточно сильно в зависимости от требований по прочности, конкретного оборудования, схем упрочнения и освоенных методов повышения чистоты металла [ 8].
Резюмируя сказанное, можно сказать, что при использовании материалов в легких конструкциях из проката обычного сортамента требования табл. 13.4 легко выполняются на наиболее простых сталях (малоуглеродистые, кремнистомарганцовистые), особенно при толщине менее 5 мм. Вместе с тем для обеспечения требований по ударной вязкости в холодногнутых профилях, применяемых без заключительной термической обработки, особенно при толщине проката более 4 мм, приходится использовать сложные стали повышенной чистоты со специальным легированием, а также после специального термического упрочнения с целью получения достаточно дисперсной структуры.
Коррозионная стойкость и защита сталей для легких металлоконструкций
511
от коррозии. Легкие конструкции часто эксплуатируются на открытом воздухе и в условиях агрессивной атмосферы (например, промышленных зданий), поэтому материалы должны обладать повышенным сопротивлением атмосферной коррозии. Здесь под коррозией понимаем разрушение поверхности металлов в результате химического, электрохимического и биохимического воздействия окружающей среды, а также снижение прочности вследствие коррозионных повреждений.
Важным условием, в зависимости от которого следует выбирать материал для легких конструкций, является эксплуатационная среда. Степень агрессивности среды оценивается по скорости коррозионного износа £/ки( мм/год) для обычных черных металлов ее значения следующее: неагрессивная (£/ки	0,01 мм/год), слабоагрессивная (£/ки^=0,05 мм/год), среднеаг-
рессивная (£/ки 0,1 мм/год) и сильноагрессивная (0,1 мм/год).
Понятно, что в легких конструкциях из относительно тонких металлов поверхность проката следует защищать от коррозии или применять стали и сплавы с повышенным и высоким сопротивлением коррозии.
Известно, что эффективно повышается сопротивление коррозии строительных сталей при легировании никелем, хромом, фосфором, медью; отрицательное влияние на коррозионную стойкость стали оказывает марганец. Наиболее распространенный способ повышения коррозионной стойкости строительных сталей — легирование 0,2—0,4% меди. При этом стойкость проката против коррозии в промышленной атмосфере в открытых сооружениях повышается на 20—30%.
В настоящее время наиболее известными из подобных материалов с повышенным сопротивлением коррозии являются широко используемые в мосто-и судостроении стали марок 15ХСНД и 10ХСНД (табл. 13.6). За рубежом в легких конструкция используется близкая по химическому составу сталь COR-TENB. Дальнейшим развитием подобных материалов явились стали типа COR-TENA (отечественный аналог — 10ХНДП) (С 345к по ГОСТ 27772-88). Высокое сопротивление против атмосферной коррозии в таких материалах обеспечивается плотной пленкой окислов, образующихся на поверхности сталей в условиях периодического смачивания (дождь, снег и т. п.). Конструкции из таких сталей не окрашиваются, наиболее эффективно применение сталей типа COR-TENA в конструкциях стен. Под слоем воды на горизонтальной поверхности рассматриваемой стали защитная пленка не образуется, поэтому такие материалы не следует использовать для покрытий с плохим стоком воды, в случае образования «карманов».
За рубежом, например в Финляндии, из сталей с повышенной коррозионной стойкостью изготовляют гнуто-сварные трубчатые профили для легких конструкций.
В ряде случаев в качестве коррозионностойких металлических материалов, одновременно имеющих высокую архитектурную выразительность, используются сплавы иных классов, нежели черные металлы. Прежде всего это алюминиевые сплавы, а также нержавеющие стали с 18% хрома, эффективно использованные в некоторых случаях как материалы мембранных покрытий зданий спортивного назначения [ 3]. Для мембран использовались рулонные листы толщиной 2 мм стали ферритного класса марки 08Х18Т1Ф2, а также аустенитного класса марки 12Х18Н10Т по ГОСТ 5582-75.
Классическая нержавеющая сталь аустенитного класса типа 12Х18Н10Т по своим технологическим и конструкционным свойствам является высококачественным материалом для сварных тонколистовых конструкций. Эта сталь в толщинах до 4,0 мм наряду с повышенной прочность ( ов 500 МПа) обладает очень высокой пластичностью (б5^40%), хладостойкостью, хорошо сваривается. Эта сталь имеет «криволинейную» форму диаграммы
512
5982	513
Таблица 13.6
Химический состав и механические свойства строительных сталей толщиной до 10 мм с повышенным и высоким сопротивлением атмосферной коррозии
Марка стали	Химический состав» %									СГт	ПН	6s %	Гарантии по ударной вязкости
	С	Мп	Si	S, <	Р	Сг	Ni	Си	А1	MJ	Па		
15ХСНД	0,12—0,18	0,4—0,7	0,4—0,7	0,04	<0,035	0,6—0,9	0,3—0,6	0,2—0,4	—	345	510	21	кси-40
10ХСНД	<0,12	0,5—0,8	0,8—1,0	0,04	<0,035	0,6—0,9	0,5—0,8	0,4—0,65	—	390	530	18	KCU-70
COR-TENB	<0,19	0,8—1,25	0,65	0,05	<0,04	0,4—0,65	<0,4	0,25—0,40	—	345	480	21	KCV+M
COR-TENA	<0,12	0,2—0,5	0,75	0,05	0,07—0,15	0,3—1,25	<0,65	0,25—0,55	—	345	480	22	—
С 345К	<0,12	0,3—0,6	0,17—0,37	0,04	0,07—0,12	0,50—0,80	0,3—0,60	0,30—0,50	0,08—0,15	345	470	20	кси-40
о — е без площадки текучести и с относительно низкими значениями о001 и о02, что способствует снятию пиков напряжений при больших пластических деформациях. Единственная причина ограниченного применения этого материала — высокая стоимость из-за большого содержания никеля (~-10%). Поэтому при толщине до 2 мм используется безникелевая сталь 0Х18Т1Ф2 или 0Х18Т1 ферритного класса ов 500 МПа и 65	25%,
обладающая достаточно высокими технологическими и пластическими свойствами при малых (до 2 мм) толщинах.
Высокую коррозионную стойкость часто обеспечивают применяя обычные стали, поверхность которых защищена тонким слоем металлического покрытия — цинкового, менее дорогого алюминиевого, алюмоцинкового и некоторых других, в ряде случаев и пластмассовых. Листы толщиной менее 2 мм из сталей 08кп и 08Ю для легких конструкций применяются после оцинковки. При этом известно, что при горячем цинковании наилучшая плотность, внешний вид и сцепление покрытия с металлом имеют место при содержании кремния Si 0,03% или Si = 0,15 ' 0,25%, что учитывается в обеих марках стали соответственно.
Надо заметить, что процессы металлизации сопровождаются охрупчиванием проката из-за воздействия кислотных и щелочных растворов, с помощью которых поверхность проката подготавливается к металлизации. Особенно это влияние может быть заметно при цинковании крупных профилей, что было исследовано на примере квадратных труб 180X180X8 мм [7]. Снижение пластичности (относительного сужения) и ударной вязкости при отрицательной температуре у оцинкованных холодногнутых труб иллюстрируется данными табл. 13.5 и рис. 13.2 соответственно, из которых видно, как сильно охрупчивается наклепанная сталь обычного качества.
При выяснении причин дополнительного охрупчивания наклепанной стали при цинковании производился послойный газовый анализ [ 7]. Установлено, что насыщенность газами поверхностных слоев оцинкованной стали сильно возрастает по сравнению с неоцинкованной: чем больше наклепан металл, тем насыщенность газами выше. Насыщенность водородом поверхностных слоев оцинкованного металла ведет к так называемой водородной хрупкости [ 9], проявляющейся в снижении пластичности (относительное сужение 4 У деформированной стали снизилось с 50 до 30% (см. табл. 13.5) и ударной вязкости. Устранение этого явления возможно при полигониза-ционном отжиге холодногнутых профилей (табл. 13.5) или при использовании специальных сталей с большим запасом пластичности и хладостойкости, описанных выше.
Горячее цинкование происходит при ~450о С, от такого температурного воздействия механические свойства различных зон холодногнутых профилей несколько выравниваются и в целом улучшаются.
Свариваемость и химический состав сталей для легких металлический конструкций
Химический состав рассматриваемой стали во многом определяется требованием хорошей свариваемости в процессе изготовления конструкций. При этом следует учитывать, что электросварку осуществляют не только на заводах, но и на открытых монтажных площадках, где затруднена автоматизация процесса и осложнены условия ее осуществления. Принято считать, что стали свариваются достаточно хорошо, если содержание углерода в них не превышает 0,22% (0,017—0,18% в низколегированных сталях), а суммарное содержание легирующих элементов составляет не более 4—5%.
Кроме того, сталь для сварных конструкций должна обладать микро
514
структурой, обеспечивающей высокий запас вязкости, который позволил бы компенсировать действие высоких напряжений в локальных объемах зоны термического влияния сварки. Поэтому ударная вязкость стали является хорошим показателем свариваемости.
Одной из основных задач сварки сталей является предотвращение образования холодных и ламелярных трещин в сварном соединении и получение в металле соединения требуемых механических свойств. Решение этой задачи в значительной мере связано с применением режимов сварки, обеспечивающих достаточно высокую скорость охлаждения сварного соединения во избежание перегрева металла околошовной зоны. Исключительно важна также предельно допустимая максимальная скорость охлаждения, которая зависит от химического состава стали, содержания водорода в наплавленном металле и, что особенно важно в рассматриваемом случае, от толщины проката.
При слишком высоких скоростях охлаждения сварного соединения в процессе превращения аустенита образуются хрупкие структуры бейнита и даже мартенсита; кроме того, в этом случае превращение идет с изменением удельного объема, причем в соединении возникают деформации и остаточные напряжения. В результате возникают холодные трещины, особенно в присутствии в металле шва водорода, отчасти и ламелярные трещины, а также другие виды хрупких разрушений. Повышение легированности и увеличение толщины стали способствуют образованию в сварном соединении бейнита и особенно мартенсита, являющихся первопричиной охрупчивания соединения.
О склонности сталей к образованию этих неблагоприятных структур судят по показателю, называемому эквивалентом содержания углерода (углеродный эквивалент Сэкв). При оценке Сэкв устанавливается суммарное влияние легирующих элементов и толщины металла на склонность к образованию хрупких структур. Наиболее распространенная формула для определения углеродного эквивалента сталей имеет вид:
Р
2'
где С, Мп, Si, Ni, Cr, Mo, V, Си, P — массовое содержание соответствующего элемента в стали.
Эта формула стандартизирована в ГОСТ 27772-88.
Влияние толщины и содержания водорода учитывается поправочной формулой [ 10]:
_	1 Н
э — Сэкв 4“ 600 + 60>
где t — толщина проката, мм; Н — количество диффузионного водорода, см3/100 г наплавленного металла.
Очевидно, что небольшие толщины элементов легких конструкций облегчают их сварку.
Как правило, значение углеродного эквивалента Сэкв подсчитывают не по максимальному содержанию элементов в пределах марочного состава, а путем статистической обработки значений величины Сэке для отдельных плавок. Величина Сэкв для некоторых широко применяемых сталей, рассматриваемых в настоящей работе, выражается следующими цифрами: ВСтЗсп — 0,29; 09Г2С — 0,42; 15ХСНД — 0,47.
По международному опыту считается, что свариваемость всеми методами сварки элементов гнуто-сварных профилей является хорошей при Сэкв < 0,43.
с . Мп	Si Ni Cr Mo	V	Си
+ 6	24 ' 40	^ 5	' 4 +	14 +	13	+
17’
515
Рис. 13.3. Образец и схема его испытания по Ван дер Вину:
1 — область надреза А;
2 — основной металл;
3 — зона	термического
влияния сварки;
4 — сварной шов;
5 — усиление шва;
t — толщина образца, равная толщине проката. На чертеже размеры даны в миллиметрах
Поэтому применительно к сталям здесь имеется рекомендация Сэкв < 0,42 (в среднем Сэкв = 0,39).
Отечественные стали, перспективные для применения в рассматриваемых профилях (09Г2СФ, стали производства Череповецкого МК), вполне отвечают этим требованиям.
Кроме рассмотренных, в сварных соединениях одновременно действуют такие факторы охрупчивания, как большая концентрация напряжений, а также остаточные растягивающие напряжения. Действие всех этих факторов хорошо моделируется испытаниями надрезанных сварных образцов на трехточечный изгиб (рис. 13.3) в интервале температур (модернизированная в ЦНИИСК проба Ван дер Вина). Многочисленные испытания по этой методике проката тоньше 10 мм из низколегированных и термически упрочненных малоуглеродистых сталей показали, что переход в хрупкое состояние в этом случае происходит при температурах более низких, чем климатические (минус 70° С и ниже). Такие испытания дают представление о высокой хладостойкости легких сварных конструкций.
Высокая хладостойкость сварных соединений гнуто-сварных профилей из рассматриваемых сталей была подтверждена при проведенных Л. Б. Кацнельсоном натурных испытаниях сварных конструкций с применением этих профилей при температурах минус 30 — минус 70° С при одновременном воздействии динамических нагрузок.
Определенные трудности могут возникнуть лишь во время эксплуатации при низких температурах сварных легких конструкций из достаточно крупных гнуто-сварных профилей толщиной стенки более 6 мм. В этом случае следует применять определенные, описанные выше, стали с Сэкв < 0,42.
Технологические операции, снижающие хладостойкость металла, например пробивка отверстий, в прокате толщиной менее 10 мм влияют относительно слабо [ И].
Резюмируя, можно сказать, что отрицательное действие технологий, охрупчивающих в силу своей специфики металл, оказывается слабее при изготовлении легких конструкций по сравнению с конструкциями, выполненными из проката толщиной свыше 10 12 мм.
516
Сортамент проката для легких конструкций
В массовых легких конструкциях широко используется листовой (рулонный) и фасонный прокат небольших (менее 10 мм) толщин. Такой прокат, в том числе с высокими дополнительными свойствами (высокая прочность, пластичность, хладостойкость, коррозионная стойкость, свариваемость), выпускается отечественной промышленностью.
В некоторых видах легких конструкций необходимо применять толстые (25 мм и более) листы, с высокими эксплуатационными свойствами, в том числе по толщине проката (материал фланцев).
LCETJ1
Рис. 13.4 Распространенная форма сечений холодногнутых открытых профилей
Весьма эффективными оказываются легкие конструкции из трубчатых (круглых, квадратных, прямоугольных и т. п.), а также из открытых гнутых профилей. Например, трубчатые профили имеют относительно высокую коррозионную стойкость из-за малой площади внешней поверхности, при их применении экономятся краска, противопожарные покрытия и т. п.
В мировой практике чаще всего выпускаются квадратные, прямоугольные и круглые трубчатые профили. Квадратные трубы выпускаются следующих размеров: сторона 25—300 мм, толщина стенок 2 -12,5 мм, радиус закругления 2,0/ при t sC 4 мм и 2,5/ при / > 4 мм. Прямоугольные трубы с соотношением сторон 2:1 выпускаются размерами от 40X20 до 400X200 мм при трех же толщинах и радиусах закругления, что и квадратные. Круглые трубы из тех же толщин проката имеют диаметры от 27 до 324 мм. Поскольку выпуск в нашей стране квадратных и прямоугольных труб ограничен, в ЦНИИСК предложен способ изготовления замкнутых профилей из открытых холодногнутых или горячекатанных швеллеров методом электросварки с двух сторон профиля. Такие профили из горячекатаных и термически обработанных швеллеров по сравнению с холодногнутыми, в том числе трубчатыми профилями, имеют существенное преимущество: они обладают высокой хладостойкостью.
Альтернативой для трубчатых замкнутых профилей в ряде случаев являются холодногнутые открытые профили [3].На рис. 13.4 представлены некоторые формы таких профилей, выпускаемых из листов толщиной 2—6 мм при высоте некоторых типов профилей от 15 до 250 мм. Жесткость профилей может быть повышена при загибе открытых концов сечений. Используя один или два сварных шва, из таких профилей можно образовывать замкнутые сечения.
Производство таких профилей на специальных гибочных машинах относительной небольшой мощности с применением роликов можно наладить непосредственно на ЗМК.
§ 13.2. Свойства и расчетные характеристики тонколистового стального проката
Рассмотрим свойства горячекатаного листа, рулонируемого в процессе изготовления, и сравним их с нормами ГОСТ 27772-88 «Прокат для строительных стальных конструкций. Общие технические условия». До введения в действие этого стандарта ни один документ не содержал норм предела текучести для листа толщиной 2—3,9 мм.
517
Рис. 13.5. Гистограммы предела текучести в листе производства металлургических комбинатов Карагандинского (а, б, в) и Череповецкого (г, д):
п — частота случаев, %; а, б, в, д — толщина 2—3,9 мм;
г — 2—2,9 мм;
а — СтЗкп; б — СтЗпс;
в, г, д — СтЗсп
Рис. 13.6. Гистограммы ударной вязкости при температуре минус 40° С в листе из углеродистой стали толщиной 5 мм( а), 6 мм( б), 8 мм( в) и 5—8мм(г):
п — частота случаев, % W — объем выборки;
х — среднее арифметическое; ап~1 — несмещенная оценка
среднеквадратического отклонения.
518
Работы, проведенные в ЦНИИСК [12] и других организациях, показали, что при испытании горячекатанных листов толщиной 2—3,9 мм из малоуглеродистой и кремнемарганцовистой стали, изготовленных на станах «1700» и «2000» (на которых прокатывается почти весь лист этой толщины), четко фиксируется физический предел текучести. Из-за недостаточного объема информации нормы предела текучести и временного сопротивления для тонкого листа в ГОСТ 27772-88 установлены такими же, как и для листа толщиной 4 мм. О возможности корректировки этих норм говорится ниже.
В табл. 13.7 приведены основные статистические параметры распределения прочностных и пластических характеристик, полученные при обработке результатов испытаний образцов, изготовленных из металла внешних витков рулонов производства Карагандинского (стан «1700») и Череповецкого (стан «2000») металлургических комбинатов. Анализируя данные таблицы, отметим следующие особенности: прочностные характеристики имеют высокие значения, существенно превосходящие нормы ГОСТ 27772-88 при достаточном относительном удлинении; увеличение толщины проката на 1 мм снижает предел текучести на 20—40 МПа; отношение предела текучести к временному сопротивлению составляет в среднем 0,75—0,80, что свидетельствует о существенном запасе прочности металла даже после больших пластических деформаций; среднеквадратические отклонения распределений механических свойство такого листа достаточно стабильны и почти не отличаются от значений этого параметра в толстом листе; даже при обычных режимах прокатки, которые рассматриваются в данном случае, прочностные характеристики листа, изготовленного на более современном стана «2000», в среднем на 20 30 МПа выше, чем характеристики листа, прокатанного на стане «1700». На рис. 13.5 приведены гистограммы предела текучести в металле из углеродистой стали, данные о котором помещены в табл. 13.7. Химический состав стали одной марки в листах разной толщины производства Карагандинского металлургического комбината одинаковый, о чем свидетельствуют материалы статистической обработки. То же можно сказать и о металле Череповецкого металлургического комбината. Следовательно, разница в свойствах — результат разных условий прокатки листов.
К сожалению, приведенные данные неадекватно отражают свойства рулонированного листа и не могут быть использованы без корректировки при назначении расчетных сопротивлений. Разные температуры конца прокатки, разные режимы смотки, а также разные условия остывания внешнего витка и остальной части рулона предопределяют различия свойств металла. В более интенсивно остывающем внешнем витке прочностные характеристики выше[ 13].
Ниже приводятся результаты эксперимента, выполненного ЦНИИСК и Череповецким металлургическим комбинатом для определения связи свойств листа в середине рулона и внешнем витке. В табл. 13.8 приведены основные статистические параметры распределения механических характеристик 97 партий металла (194 рулона, 388 проб, по два образца от пробы), Очевидно различие свойств внешнего витка и середины рулона. Так как разница в интенсивности охлаждения внешнего витка и остальной части рулона в тонком листе выше, чем в более толстом, то и разница прочностных характеристик в тонком листе выше. Прочность спокойной стали выше, чем полуспокойной, что соответствует имеющимся представлениям.
Очевидна необходимость оценивания свойств листа внутри рулона косвенными методами, но с достаточной надежностью. Для этого можно воспользоваться, например, уравнениями для определения механических
519
520
Статистические параметры распределения свойств рулонированного листа толщиной 2—3,9 мм производства 1989 г.
Таблица 13.7
Предприятие-изготовитель, стан	Сталь	Толщина, мм	Число испытаний	Механические характеристики					
				Предел текучести		Временное сопротивление		Относительное удлинение	
				среднеарифметическое значение	среднеквадратическое отклонение	среднеарифметическое значение	среднеквадратическое отклонение	среднеарифметическое значение	средиеквадра-тическое отклонение
				МПа				О	
Карагандин-	ВСтЗкп (235)	2	404	335	24	427	26	29,0	2,6
ский металлургический комбинат,	ВСтЗпс	3 2	248 228	302 348	19 24	410 445	23 21	30,8 28,2	2,8 2,6
«1700»	(С245, С275)	3	234	308	26	420	30	30,8	2,8
	ВСтЗсп	2	134	372	29	473	28	27,6	2,3
	(С255, С285)	3	72	352	24	467	23	29,5	2,2
	09Г2С	2,5 и 3	94	386	18	498	17	26,8	1,8
	09Г2С (С345, С375)	2,5 и 3	105	406	23	522	23	25,8	1,6
Череповецкий	ВСтЗсп	2—3,9	680	386	27	492	32	27,0	2,4
металлургический комбинат, «2000»	(С255, С285)	3—3,9	550	370	27	492	32	27,0	2,4
Таблица 13.8
Свойства внешнего витка и середины рулона (Череповецкий металлургический комбинат, стан «2000», 1989 г.)
Марка стали	Толщина металла, мм	Число испытаний	Механические характеристики*								
			Предел текучести			Временное сопротивление			Относительное удлинение		
			внешний виток	середина	разность	внешний виток	середина	разность	внешний виток	середина	разность
			МПа						%		
СтЗсп	2—3,9	124	399	349	50	502	449	53	32,7	34,9	—2,2
			38	35		35	36		3,2	2,5	
	5—10	148	331	307	24	481	455	26	29,8	30,1	—0,3
			24	27		22	33		3,2	3,2	
СтЗпс	2—3,9	116	368	336	32	479	428	51	32,9	34,2	—1,3
			31	27		29	29		3,7	3,1	
• Числитель — среднеарифметическое значение, знаменатель — среднеквадратическое отклонение.
Таблица 13.9
Статистические параметры распределения прочностных характеристик в фасонном прокате из стали СтЗсп
Предприятие-из готовител ь	Вид проката	Толщина полки, мм	Число испытаний	Предел текучести		Временное сопротивление	
				среднеарифметическое значение	среднеквадратическое отклонение	среднеарифметическое значение	среднеквадрати-пеское отклонение
				МПа			
Магнитогорский МК	Уголок	5	114	327	19	468	17
	Швеллер	6	55	320	22	466	28
Криворожсталь»	Уголок	4	460	328	20	459	31
«Амурсталь»	Уголок	5	580	330	21	464	24
Молдавский М3	Уголок	5	314	324	23	460	27
Белорусский М3 Сл KJ 		Уголок	5	298	330	25	467	22
свойств листа толщиной 2—10 мм из спокойной стали, полученными по результатам описываемого эксперимента:
+ = 560+0,42 о“ — 0,54 - /кп;
оЕ = 632+0,45 о» -0,72 
65 = 32,3—0,835,
где овв — предел текучести внешнего витка, МПа; tKn — температура конца прокатки середины рулона, овв — временное сопротивление внешнего витка рулона, МПа; /м — температура смотки середины рулона, 5 — толщина листа, мм; коэффициенты при стт и ов — безразмерные, при температуре — МПа/° С, при толщине — МПа/мм. Свободный член получен с учетом ошибки уравнения. Обеспеченность оценки не ниже 0,95. Коэффициенты множественной корреляции этих уравнений соответственно равны 0,73; 0,66 и 0,60.
Главный вывод по результатам эксперимента состоит в том, что прочностные свойства тонкого листа и в середине рулона существенно превосходят нормы, установленные для него в ГОСТ 27772-88. Более 96% проката из спокойной стали и 99% из полуспокойной стали удовлетворяют нормам предела текучести листа из стали С285 и С275 соответственно. В этой ситуации для предела текучести листа толщиной 2—3,9 мм из сталей С245, С255, С275 и С285 можно повысить нормативные значения в ГОСТ 27772-88 и расчетные сопротивления в СНиП П-23-81 на 20—30 МПа. Этот же вывод можно сделать и для проката из кремнемарганцовистой стали С345 и С375, тем более, что в ней повышено содержание углерода в сравнении со сталью марки 09Г2С [ 14] (свойства листа из стали 09Г2С приведены в табл. 13.7).
Следует остановиться на возможностях дальнейшего упрочнения листа толщиной до 10 мм. Если прокатка осуществляется на непрерывных станах первого поколения (стан «1700»), то металл может быть упрочнен только дополнительным легированием, а при прокатке на более современных станах возможно комплексное изменение свойств листа, сочетающее деформационнотермическое упрочнение с легированием. Различные приемы упрочнения позволяют изменить формально и по существу терминологию ГОСТ 27772-88, перейдя от «наименования стали» к «классу стали». Прокат с одинаковыми свойствами, изготовленный с помощью различных технологических приемов, может образовать класс взаимно заменяемых сталей. В качестве примера классов можно сказать о прокате из сталей С345Ч, С 3754 и С390Ч, изготавливаемом по ТУ 14-105-534-90. Технические условия разработаны Череповецким металлургическим комбинатом и ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко [15]. Прокат из этих сталей может применяться в сварных стальных строительных конструкциях, в том числе наиболее ответственных, наравне и взамен проката их сталей С345, С375 и С390 по ГОСТ 27772-88, рекомендуемых СНиП П-23-81. Прокат из сталей С345Ч и С375Ч обладает повышенной пластичностью и может быть эффективно применен в гнутых профилях.
Немного о хладостойкости рулонированного листового проката из углеродистой стали. Известно, что на величину ударной вязкости, по которой оценивается сопротивляемость стали хрупкому разрушению, кроме металлургических факторов (структура, величина зерна, неметаллические включения и т. д.) влияет и геометрия образца. Меньше толщина листа — меньше ширина образца и выше величина ударной вязкости, то есть большая возможность для протекания пластической деформации и повышенное сопротивление металла зарождению трещины при наличии охрупчивающих
522
факторов. В этой связи представляют интерес результаты испытаний на ударный изгиб образцов с круглым надрезом из углеродистой стали при температуре минус 40° С. На рис. 13.6 приведены распределения величины KCU-40 в листе из стали С255 и С285, рулонированном после прокатки на стане «1700» Карагандинского металлургическою комбината. Образцы для испытаний отбирались из середины раската. Для сравнения в скобках приведены статистические параметры распределения этой же характеристики в тех же рулонах по результатам испытаний металла внешних витков. Результатов меньше 29,4 Дж/см2(3 кгс-м/см2) очень мало, но они есть. Испытания при температуре минус 40° С необходимы, если есть необходимость в применении листа из углеродистой стали в конструкциях, эксплуатируемых в климатических районах с расчетной температурой до минус 50° С.
Сравнение параметров распределения ударной вязкости металла в середине рулона и внешнем витке приводит к такому же выводу, что и при изучении прочности: во внешнем витке KCU выше, чем в середине рулона.
ЦНИИСК им. Б. А. Кучеренко и УкрНИИМет разработали технические условия на прокат из углеродистой стали повышенной хладостойкости, основная особенность которых — требования по ударной вязкости при температуре минус 40° С. После накопления соответствующего опыта производства и применения такого проката в строительстве взамен низколегированной стали можно будет ввести нормы KCU'40 для углеродистой стали в ГОСТ 27772-88.
Как и в тонком листе, в фасонном прокате малых сечений так же имеется определенный резерв прочности. Исследование свойств уголков, балок и швеллеров, прокатанных на мелкосортных станах, говорит об их повышенной прочности и хладостойкости в сравнении с требованиями ГОСТ и нормами СНиП.
Для примера рассмотрим статистическую информацию о прочностных характеристиках фасонного проката, произведенного в последние два года некоторыми металлургическими предприятиями (табл. 13.9). Данные получены по результатам сдаточных испытаний. Прочностные свойства существенно превышают нормы. Есть возможность повысить эффективность использования профилей в несущих конструкциях за счет корректировки расчетных сопротивлений.
Стоит обратить внимание на возможность замены проката из низколегированной стали прокатом из углеродистой стали, упрочненной микролегированием ниобием (титаном, ванадием). Это тем более имеет смысл, если учесть, что на скоростных станах с температурой конца прокатки выше 1000° С в низколегированной стали типа 09Г2С происходит образование видманштеттовой структуры с понижением прочностных свойств и ударной вязкости металла. ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко совместно с УкрНИИМет и заводом «Амурсталь» разработали технические условия ТУ 14-2-929-90 «Прокат горячекатаный угловой повышенной прочности и хладостойкости» на прокат двух уровней прочности.
Таким образом, при проектировании и изготовлении легких строительных конструкций из проката толщиной до 4 мм нормативные и расчетные сопротивления могут быть повышены в сравнении с требованиями СНиП 11-23-81. Применение специальных технологий может обеспечить повышение свойств проката большей толщины и позволить замену низколегированной стали упрочненной углеродистой.
523
§ 13.3 Малоуглеродистые стали для легких конструкций северного исполнения
В настоящем параграфе описываются работы, выполненные в ЦНИИСК с целью составления ТУ на малоуглеродистые стали, обеспечивающие надежную работу легких сварных конструкций при температуре эксплуатации ниже минус 40’ С. Изучалось влияние толщины проката на хладостойкость материала и сварных соединений с учетом микроструктуры стали. Оно оценивалось при сравнении результатов одинаковых испытаний образцов, вырезанных из пластин различной толщины. Влияние микроструктуры исследовалось непосредственно на листах и профилях малой толщины, прокатанных по различным режимам.
Испытания на ударный изгиб проводились на наиболее распространенных образцах с (Т-образным надрезом, а также на образцах с острым (Т-образным и предельно острым надрезом Т в виде усталостной трещины. По результатам испытаний оценивали величину ударной вязкости (KCU, KCV, КСТ), процент волокна в изломе (В) и сужение у дна надреза (^). При обработке результатов испытаний определяли температуру условных порогов хладноломкости. За эту температуру испытаний принимали минимальную температуру испытаний, при которой определяемая величина была равна и больше критериальной. При этом критерии принимались по следующим характеристикам:
а)	по величине ударной вязкости KCU 5: 29 Дж/см2 (температура условного порога хладноломкости обозначается как 77); KCV >15 Дж/см2 ОУ), КСТ > 12 Дж/см2 (Ttf);
б)	по виду излома — содержанию 50% волокна в изломе (Tf°; 7^; Т$);
в)	по величине деформации разрушенного образца — сужению у дна надреза ф > 3% (/?), ф > 1,5%(/'15), \|> > 1,2%(^2).
На ударный изгиб испытывались образцы размерами 55х10х/ (мм), где t — толщина от 3 до 10 мм через 1 мм.
На рис. 13.7, а представлена зависимость условного порога хладноломкости 17 от толщины. Видно, что при толщине образца 10 мм TJ * —20’ С, что соответствует известным нормам для этой стали (например, согласно ГОСТ 27772-88). При снижении толщины от 9 мм и вплоть до 6 мм Т’« —40’ С, что соответствует нормативным требованиям к низколегированной горячекатанной стали.
При снижении толщины проката до 5 мм и менее TJ - —60’ С и ниже; действительно, хорошо известно, что конструкции из проката таких толщин с ферритоперлитной микроструктурой не подвержены хрупким разрушениям. Наблюдаемое повышение хладостойкости проката при уменьшении толщины связано с переходом от объемнонапряженного к плосконапряженному состоянию у дна надреза разрушаемого образца.
Определяемая при испытаниях на ударный изгиб деформационная характеристика характеризует сопротивление проката зарождению трещины, эта величина по существу оценивает способность стали деформироваться перед возникновением трещины в условиях сложнонапряженного состояния. Хорошо видно, что во всем диапазоне исследуемых температур резко возрастает при уменьшении толщины проката (рис. 13.7, б).
Содержание волокна в изломе характеризует способность металла сопротивляться распространению трещины. Это сопротивление также возрастает при уменьшении толщины проката (рис. 13.7, в). Резко повышается хладостойкость стали при измельчении ферритоперлитного зерна (см. рис. 13.7, а). При уменьшении толщины проката ниже 10 мм в общем случае закономерным выглядит измельчение ферритоперлитной структуры
524
Рис. 13.7. Зависимость основных характеристик разрушения от толщины проката: а — зависимость критической температуры по критерию KCU а 29 Дж/см2 (Т?) от толщины проката;
• — нормальная величина зерна;
А — мелкое (10 мкм) зерно;
б — зависимость сужения у дна надреза образцов с (/-образным надрезом на ударный изгиб от температуры испытаний (цифры около кривых соответствуют толщине образца в мм);
в — зависимость содержания волокна в изломе образцов (В) от температуры испытаний (цифры около кривых соответствуют толщине образца в мм)
Рис. 13.8. Форма и схема испытаний образцов типа Кинцеля
из-за увеличения скорости охлаждения металла, что может явиться дополнительной причиной повышения хладостойкости проката из малоуглеродистых сталей небольших толщин (листы толщиной 7 мм с мелким зерном на рис. 13.7, а).
Полученные результаты подтверждают мнение [16] о хорошей представительности образцов с ^/-образным надрезом при оценке хладостойкости малоуглеродистых сталей. При увеличении остроты надреза зависимость хладостойкости рассматриваемой стали от толщины проката не столь заметна. Эти данные свидетельствуют об относительно небольшом сопротивлении хрупким разрушениям горячекатаных сталей ферритоперлитного класса в жестких условиях нагружения (предельно острый концентратор, динамический характер нагрузки, отрицательная температура).
525
Таблица 13.10
Температура условных порогов хладноломкости при испытаниях образцов типа Кинкеля
Толщина образца, мм	Величина зерна, мкм	Температура порога хладноломкости, * С		Толщина образца, мм	Величина зерна, мкм	Температура порога хладноломкости, * С	
		Образец без наплавки	Образец с наплавкой			Образец без наплавки	Образец с наплавкой
20	30	—40	0	8	30	—60	—40
14	30	—50	—20	7	30	—60	—60
10	30	—60	—30				
Испытывались образцы (рис. 13.8) на статический изгиб с наплавкой и без наплавки, что позволяет оценить влияние сварки на склонность к хрупким разрушениям. В образцах с наплавкой надрез пересекает все характерные участки сварного соединения — основной металл, зону термического влияния и металл шва.
При испытаниях образцов типа Кинцеля на металл действуют следующие основные факторы охрупчивания (см. § 13.1): острый надрез, отрицательная температура, в образцах с наплавкой — неблагоприятное воздействие на структуру цикла сварки, а также остаточные растягивающие напряжения. Результаты подобных испытаний представлены в табл. 13.10.
Видно, что у стали с обычной величиной зерна сварка существенно охрупчивает малоуглеродистую сталь — температура вязкохрупкого перехода сдвигается в сторону положительных температур на 40—20е С, причем с уменьшением толщины проката отрицательное влияние сварки ослабляется, возможно из-за ослабления влияния остаточных напряжений, а в случае стали с мелким зерном и вовсе практически сводится на нет.
При уменьшении толщины от 20 до 7 мм хладостойкость проката и сварных соединений из него существенно возрастает.
Таким образом, прокат из малоуглеродистой стали толщиной t < 10 мм, широко используемый в легких конструкциях, по крайней мере при наличии обычной ферритоперлитной структуры с величиной зерна 10—35 мкм (балл № 8—10) и содержанием перлита П < 20% обладает повышенной хладостойкостью, в том числе и в сварных соединениях. В таком прокате выполняются требования к ударной вязкости на уровне горячекатаной низколегированной стали: KCU-40 > 29 Дж/см2. Это положение проверялось в ЦНИИСК не только на листовом прокате, но и на профилях, например уголках 80x80x8 или трубах 0 279x8 мм.
На рис. 13.6 представлены данные статистического анализа величины KCU-40 для малых толщин проката. Видно, что требование KCU-40 > 29 Дж/см2 здесь обеспечивается полностью.
Можно говорить, что такие достаточно высокие гарантии имеются и в прокате толщиной t < 10 мм, производимом по технологии, обеспечивающей наличие в изделии обычной ферритоперлитной структуры.
Однако на современных быстроходных станах, не имеющих специальных устройств для регулирования скорости охлаждения проката, из-за высокой температуры конца прокатки и смотки в изделиях могут формироваться структуры промежуточного типа, в этом случае ударная вязкость проката может существенно снижаться.
Такой случай имеет место при изготовлении рулонированного листового проката рассматриваемых толщин, широко используемого в настоящее время
526
при производстве легких конструкций (см. § 13.2). Внешние витки рулонов могут иметь закалочные структуры из-за высокой скорости остывания, а внутренние витки — грубую неоднородную структуру с большим количеством второй фазы из-за слишком медленной скорости остывания средней части рулона. Специальные исследования показали, что в обоих этих случаях, особенно во втором, условие KCU > 29 Дж/см2 не выполняются, бывают даже случаи невыполнения условий KCU-20 > 29 Дж/см2, несмотря на малую толщину листа.
Близкие результаты наблюдались нами при исследовании фасонного проката, изготовленного на быстроходных мелкосортных станах с излишне высокой температурой конца прокатки (свыше 1000* С), например на швеллере № 6,5 производства БелМЗ, уголке № 5 завода «Амурсталь» и т. п.
При сравнении этих результатов с данными рис. 13.7 видно, что под воздействием неблагоприятной структуры температура условного порога хладноломкости по принятым критериям в прокате небольших толщин ((< 10 мм) может сдвигаться в сторону положительных температур на 50° С и более. В сварных конструкциях из подобного проката, эксплуатирующихся при температурах ниже минус 40* С, не следует исключать возможности отказа, несмотря на положительное влияние малых толщин.
Поэтому при рассматриваемых условиях эксплуатации в сварных конструкциях необходимо использование проката с гарантиями по ударной вязкости при минус 40* С, особенно в элементах, воспринимающих растягивающие нагрузки.
Если обратиться к зарубежному опыту, то в соответствующих стандартах обязательно предусматриваются стали типа СтЗсп с гарантиями по ударной вязкости при минус 40* С, например сталь SAEX 265 по SFS 250 широко используется в скандинавских странах. Следует отметить, что в зарубежных стандартах на малоуглеродистые стали с высокими свойствами обычно предусмотрены технологические операции изготовления, обеспечивающие формирование в прокате мелкой ферритной структуры. Например, в известном немецком стандарте DIN 17100 малоуглеродистая сталь St 37-3 (аналог стали СтЗсп с высокими гарантиями) в рассматриваемых малых толщинах поставляется после термической обработки типа нормализации.
ЦНИИСК и УкрНИИмет разработали ТУ 14-2-855-89 на поставку проката из малоуглеродистой стали типа СтЗсп толщиной t < 10 мм с гарантиями по ударной вязкости при минус 40* С. Такой фасонный и листовой прокат в настоящее время выпускается металлургическими комбинатами, на которых технология производства обеспечивает выполнение гарантий по ударной вязкости при минус 40* С (KCU*40 > 29 Дж/см2).
Прокат из малоуглеродистых сталей по ТУ 14-2-855-89 прежде всего следует применять в легких конструкциях, эксплуатирующихся в районах с расчетной температурой —40> t > —50 и работающих при воздействии растягивающих нагрузок (здесь t — температура, * С).
§ 13.4. Термически упрочненный фасонный прокат высокой прочности с конструктивной анизотропией и его применение в легких стропильных фермах
При изготовлении массовых легких конструкций в ряде случаев эффективным является применение фасонного проката (уголки, швеллеры, двутавровые балки) высокой прочности с б, > 390 МПа, толщиной t < 10 мм. В настоящее время требуемый прокат с ст = 390490 МПа в массовых количествах (до 1 млн. т в год) поставляется Западно-Сибирским металлургическим комбинатом по ТУ 14-15-146-85.
527
Рис. 13.9. Неоднородность твердости по сечению термически упрочненного уголка:
1 — перо;
2 — обушок;
В — расстояние от обушка. Цифры у кривых обозначают расстояние от поверхности проката в мм
В настоящем разделе описаны высокие свойства этого нового вида проката, упрочненного в потоке стана по оригинальной технологии [17, 18, 211, а также приведен пример использования такого проката с бт = 440-5-490 МПа в стропильных и подстропильных фермах в сопоставлении с фермами типа «Молодечно».
Свойства проката
Суть данной технологии упрочнения в потоке стана заключается в том, что профили после горячей прокатки на быстроходном стане «450» (температура конца прокатки —1100° С) при дальнейшем движении по рольгангу за чистовой клетью подвергаются кратковременному охлаждению в специальном камерном противоточном устройстве турбулентным потоком воды, подаваемой форсунками с избыточным статическим давлением. Такая технология упрочнения является топливосберегающей, поскольку осуществляется за счет тепла прокатного нагрева. После охлаждения при поступлении проката на холодильник происходит его самоотпуск за счет тепла, запасенного внутренними объемами металла.
Ниже представлены результаты испытаний малоуглеродистых сталей, упрочненных на уровне класса прочности С 390, С 440 и С 490.
Результаты статистического анализа механических свойств на растяжение представлены в табл. 13.11.
Для проката всех классов прочности средние значения прочностных характеристик существенно (на 30—40 МПа) выше нормативных значений. Показатели однородности (5О> и Sa) находятся на том же уровне, что и для горячекатаного проката, и улучшаются по мере накопления опыта производства для каждого из новых видов профилей. Во всех случаях
G —б
а.—бт ~ 100 МПа, -4—- — коэффициент деформационного упрочнения на-^равн
ходится на том же уровне, что и у других строительных сталей («я 1,3—1,4). (Здесь — относительное равномерное удлинение).
Из приведенных данных видно, что в промышленности налажен выпуск фасонных профилей достаточно высокой прочности.
Отличительной особенностью рассматриваемого проката является существенная неоднородность механических свойств по сечению проката (рис. 13.9): поверхность проката гораздо тверже сердцевины (на 50—100 HV), более высокая твердость наблюдается на перьях профилей. Кроме того, в поверхностных слоях таких профилей имеются существенные напряжения сжатия (-'100 МПа), улучшающие работу профилей при низких температурах и переменных нагрузках.
528
Таблица 13.11
Механические свойства фасонных профилей, упрочненных в потоке стана «450» Западно-Сибирского металлургического комбината
			 Лт		vor	aB		
								
	J1 рицж/]							
					МПа			
	L75X57X8	126	436	19,6	3,4	529	20,4	3,6
	Liooxiooxio	34	429	15,7	4,6	530	2X7	7,6
С390	[ 14	14	440	28,7	13,3	533	24,8	13,0
	[ 16	36	438	30,2	10,2	535	23,7	7,5
	I 16	30	437	40,3	13,9	528	3X9	11,8
	L75X75X8	264	476	19,6	2,3	571	21,9	X6
	Liooxiooxio	40	460	16,1	5,0	563	16,3	4,8
С 440	( 14	24	492	28,2	11,2	591	25,5	10,6
	[ 16	61	483	21,8	5,5	572	18,6	4,8
	I 16	42	487	32,2	9,8	582	31,8	9,2
	L75X57X»	56	518	20,5	5,1	613	20,1	5,2
	Liooxiooxio	10	524	22,8	15,8	638	39,2	31,4
С490	[ 14	50	524	41,9	11,6	644	31,3	8,7
	[ 16	21	529	29,0	12,2	613	16,6	7,1
	I 16	32	545	36,2	1X5	639	45,9	15,9
1,965
Примечание; о — среднее значение; 5а — квадратичное отклонение; v = —— ошибка среднего значения показателя.
Таблица 13.12	Наблюдаемый тип неравномерности свойств Данные статистического анализа	по сечению называется конструктивной величин кси™ термически	анизотропией. Детали с конструктивной упрочненных уголков 1 75x75x8 мм	« _	анизотропией широко используются в из малоуглеродистой стали	машиностроении (цилиндрические детали			
Класс прочности	кси-70	5кси-70	кси_70 после обработки поверхности методами ТВЧ или химико-тепмической обпаботки). но в
	Дж / см2	строительстве применение таких материалов ОЦТШАТГа иппли гтгтьгЛ		
С 390 С 440 С 490	1,36 1,58 1,67	0,30 0,38 0,41	Диаграммы б — е стандартных образцов 0,06	рассматриваемых сталей имеют протяжен- 0,05	ную площадку текучести, хотя металл 0,08 поверхностных слоев может ее не иметь, три панипм mvunp пггпрпр потпптзлл плпк
играют свойства сердцевины профиля. Между величинами б02 и <з0 0) стандартных образ-			
цов имеется разница 30—50 МПа из-за неоднородности механических свойств
по сечению.
Рассматриваемый прокат благодаря дисперсной структуре имеет высокое сопротивление хладноломкости, что прежде всего видно по результатам испытаний на ударный изгиб. Согласно ТУ прокат должен иметь гарантии по ударной вязкости при минус 70е С (KCU~70 > 49 Дж/см2). Действительно, данные статистического анализа показывают, что эти требования выполняются полностью (табл. 13.12).
Видно, что высокая ударная вязкость при отрицательных температурах в этих хладостойких видах проката закономерно повышается с увеличением прочности. Очень высока ударная вязкость и на образцах с острым У-образным надрезом: KCV 40 > 20 Дж/см2 во всех рассматриваемых случаях. Критическая температура вязко-хрупкого перехода по содержанию 50% волокна в изломе (Т*°%) в данном случае также достаточно низка:	в —40...—60е С.
При отрицательных температурах металл термически упрочненных профилей обладает более высокой трещиностойкостью, оцениваемой на образцах с усталостными трещинами, чем горячекатаные малоуглеродистые и низколегированные стали (табл. 13.13).
Таблица 13.13
Характеристики трещиностойкости при минус 70* С
Характери стика	Марка стали					
	СтЗсп5, ГК		09Г2С,ГК		СтЗсп, ТУ	
	ом	ОШЗ	ом	ОШЗ	ом	ОШЗ
Л, кН/м	21	29,5	28	38	53	70
Кс, МПаЛ^ьГ	61,5	74	72,8	102	101	112
Кс (/.), МПа Vm	68	80	78	112	107	124
Примечание: ГК — горячекатаный прокат: ТУ — термическое упрочнение, ОМ — основной металл, ОШЗ — околошейная зона;
2
Кс ~	; Krf/a = JcE/1-/.
bW
где Р — разрушающая нагрузка: I — критическая длина трещины; В — толщина образца; W — ширина образца; Л — критический У-интеграл; Е — модуль Юнга; в — коэффициент Пуассона.
530
Рис, 13.10. Распределение твердости металла в зоне термического влияния сварки стыковых соединений проката (уголок 75x75x6 мм из стали СтЗпс с 6,-480 МПа):
1	— расстояние от поверхности 0,5 мм;
2	— середина сечения;
I — участок перегрева;
П —• участок нормализации;
III — участок неполной перекристаллизации;
IV — основной металл
Рис. 13.11. Соотношение прочности основного металла и сварных стыковых соединений б£", выполненных автоматической сваркой в среде СОз, из элементов термически упрочненного фасонного проката
Приведенные результаты показали, что термически упрочненный в потоке стана «450» прокат из малоуглеродистой стали обладает высокой прочностью, однородностью и хладостойкостью.
Эксплуатационные свойства сварных соединений
Возможность применения термически упрочненной малоуглеродистой стали с <зт > 400 МПа в сварных строительных конструкциях в первую очередь зависит от степени разупрочнения этой стали под влиянием сварки, при этом следует учитывать, что такое разупрочнение особенно заметно при относительно небольших толщинах проката. Традиционный термически упрочненный прокат из малоуглеродистой стали с равномерными свойствами по сечению практически не разупрочняем в процессе сварки лишь при значении предела текучести не свыше 300 МПа (например, сталь ВСтТпс по ГОСТ 14637-79). В случае от > 350 МПа подобные стали уже разуп-рочняются под действием сварочного нагрева. Совершенно иная картина наблюдается в случае проката из термически упрочненной малоуглеродистой стали с конструктивной анизотропией [19, 20, 22].
В зоне термического влияния сварки (ЗТВ) происходит разупрочнение металла, однако оно достаточно неравномерно из-за слоистого характера структуры. Представление о разрушении упрочненного металла в ЗТВ дает график распределения твердости (рис. 13.10), из которого видно, что в поверхностных слоях проката, имеющих твердость более 200 HV, локальное
531
разупрочнение достаточно велико. С удалением от поверхности проката степень разупрочнения уменьшается, а в центральных слоях сечения оно не наблюдается вовсе и даже твердость основного металла в ряде случаев становится меньше, чем у металла шва.
Наибольшее влияние на значение параметров разупрочнения оказывают тепловой режим сварки и степень легированносги стали (локальное разупрочнение возрастет одновременно с ростом тепловложения и снижением легированносги).
Результаты испытаний стыковых соединений при рассматриваемых вариантах стали представлены на рис. 13.11.
Видно, что в случае термически упрочненной стали СтЗпс при автоматической сварке в среде С02 разупрочнение <с" < начинается при о, > 620 МПа, главным образом при толщинах 5—7 мм, стыковые сварные соединения из стали 09Г2С равнопрочны основному металлу при всех режимах, плоть до о, = 780 МПа включительно, как в случае автоматической, так и ручной сварки.
Для определения расчетных сопротивлений сварных стыковых соединений термически упрочненного фасонного проката был проведен статистический анализ данных рис. 13.11. Было установлено, что при механизированной сварке в среде СО2 для углеродистой стали до С 440 включительно, а также для низколегированной стали типа 09Г2С агрегатная прочность стыковых соединений (о«) равна временному сопротивлению основного металла (о;м), поэтому
где R^ и R^ — расчетные сопротивления стыкового сварного соединения по временному сопротивлению и пределу текучести соответственно; Ru и Ry — расчетные сопротивления основного металла по временному сопротивлению и пределу текучести соответственно.
Прочность соединений с лобовыми швами близка к прочности металла при растяжении. В случае стали 09Г2С разрушение происходит по основному металлу, в случае углеродистой стали — по мягкой прослойке. В этих соединениях лобовой шов, по-видимому, не обеспечивает полного подкрепления мягкой прослойки. Однако такое снижение прочности соединений не оказывает практического влияния на агрегатную прочность и выбор расчетных сопротивлений в данном случае.
Наиболее существенно разупрочнение металла зоны термического влияния сварки оказывает влияние на несущую способность соединений с фланговыми швами, где мягкая прослойка, расположенная вдоль действующего усилия, при определенных условиях является участком, по которому происходит разрушение сдвигом. В соответствии с принятой в СНиП 11-23-81* методикой расчета таких соединений по двум сечениям (по металлу шва и металлу границы сплавления) расчетные сопротивления необходимо устанавливать с учетом степени разупрочнения мягкой прослойки.
По результатам проведенных испытаний установлено выражение для определения расчетного сопротивления условному срезу по металлу границы сплавления в соединениях из термически упрочненной углеродистой стали С 390 Rw — 0,38/?^,, для сталей С 440 и С 490	= 0,36/?^,, для низко-
легированной стали типа 09Г2С R„ = 0,40/?u„.
При изготовлении сварных конструкций из малоуглеродистой стали с уровнем предела текучести 440 и 490 МПа и низколегированной стали с уровнем предела текучести до 600 МПа по ТУ 14-15-146-85 предлагается применять следующие способы и материалы для сварки: ручная дуговая
532
Таблица 13.14
Критические температуры вязкохрупкого перехода фасонного проката по результатам испытаний образце» Ван дер Вина
Сталь	Сортамент	Состояние поставки1	Предел текучести, МПа	Критическая температура, ’ С 2			
				Т32			
				ОМ	СВ	ОМ	СВ
СтЗпс	L90 x90x8	ТУ	550	—65	—20	—70	—55
СтЗпс	L100X100X10	ТУ	473	—55	—15	—65	—30
СтЗГпс	LlOOxlOOxlO	ТУ	474	—55	—30	—60	—35
СтЗГпс	L100X100X10	ГК	297	—10	—5	—5	—10
09Г2С	L100X100X10	ТУ	560	—60	—40	—70	—60
09Г2С	LlOOxlOOxlO	ТУ	470	—50	—35	—60	—35
1 ТУ — термическое упрочнение, ГК — горячекатанное состояние.
2 ОМ — основной металл, СВ — сварное соединение; Т32 — критическая температура, по критерию длины хрупкой трещины Ук « 32 мм — половины высоты живого сечения (сечения-нетто} образца; 7^® _ критическая температура по критерию вида излома — 50% волокнистой составляющей.
сварка электродами типа 350А и Э60; механизированная сварка в среде СО2 проволокой Св-08Г2С, Св-09Г2СЦ; механизированная сварка под флюсом проволокой Св-ЮГА и Св-10Г2.
Подробно исследовалась хладостойкость сварных соединений. Результаты испытания показали, что ударная вязкость металла ЗТВ рассматриваемой стали достаточно высока и в худшем случае находится в поле разброса величины KCV основного металла, при этом KCV-70 > 20 Дж/см2, = —40+—60° С.
По трещиностойкости металл околошовной зоны превосходит горячекатаные стали, даже низколегированные (см, табл. 13.13).
Хладостойкость сварных соединений в целом оценивалась посредством модернизированной пробы Ван дер Вина (см. рис. 13.4). Некоторые варианты исследованного фасонного проката представлены в табл. 13.14.
Видно, что термическое упрочнение существенно повышает хладостойкость профилей (сравнивали показатели горячекатаных и упрочненных профилей из СтЗпс), повышение прочности профилей также ведет к повышению их хладостойкости (сравните между собой хладостойкость профилей сотя 470 и 550 МПа из сталей СтЗпс и 09Г2С). Этот эффект свидетельствует, что рассматриваемый прокат обладает оптимальной структурой [231.
Наконец, для оценки сопротивления разрушению термически упрочненного фасонного проката испытывали элементы конструкций с так называемой пониженной хладостойкостью, например элемент, моделирующий соединение фланговыми швами двух ветвей из уголков с фасонкой; испытания таких элементов велись на термически упрочненных уголках из малоуглеродистой стали С 390, а также на горячекатаных уголках из малоуглеродистых и низколегированных сталей в диапазоне температур от плюс 20 до минус 70е С.
Если сварное соединение не содержит дефектов, то даже в условиях минус 70° С разрушение идет при > бт. Однако при наличии дефекта типа усталостной трещины, обычно образующейся в таких соединениях в уголках в месте сопряжения уголка со стороны обушка с фасонкой, в случае
533
Таблица 13.15
Оценка эффективности применения термически упрочненного фасонного проката (б, - 490 МПа) в стропильных и подстропильных фермах в сравнении с фермами типа «Молодечно»
№л/п	Шифр фермы	Масса, кг		Экономия металла,%
		гнуто-сварные профили из стали 09Г2С	термически упрочненный фасонный прокат из стали ВСтЗпс	
1	ФС-18-4,3	1471	1222	17
2	ФС-24-2,2	1735	1457	16
3	ФС-24-2,9	2234	1672	25
4	ФС-30-2,0	2748	2177	21
5	ПФ-12-43	1039	865	17
6	ПФ-12-50	1179	947	20
горячекатаных уголков разрушение элемента идет хрупко (gp < ат) при минус 40 — минус 70° С, в случае же термически упрочненных сталей при наличии усталостной трещины даже при минус 70’ С (о₽ > от).
Приведенные результаты показывают, что конструкции из термически упрочненного проката обладают высокой хладостойкостью, их можно эксплуатировать в «северных» условиях вплоть до температуры минус 65е С. При этом имеет место существенное снижение массы конструкций.
Пример использования термически упрочненного фасонного проката в стропильных фермах
Примером использования термически упрочненного проката из СтЗпс является изготовленная и испытанная в лаборатории сварки ЦНИИСК стропильная ферма пролетом 18 м, предназначенная для возведения в I—IV снеговых и I—V ветровых районах страны.
Ферма имеет полигональное очертание: двускатный верхний пояс с уклоном 1:10, нисходящие опорные раскосы, горизонтальный нижний пояс, решетка с нисходящими раскосами и стойками.
Верхний пояс состоит из сваренных в коробку швеллера № 16П и накрывающей его сверху полосы сечением 180x5 мм из стали 09Г2С. Нижний пояс и опорные раскосы — из двутавра № 16. Остальные элементы решетки — из швеллера N? 8П. Все заводские узлы ферм — сварные с непосредственным примыканием раскосов и стоек к поясам.
Исчерпание несущей способности фермы наступило при предельной узловой нагрузке, на 19% превышающей расчетную. Обнаружено хорошее совпадение между экспериментальными и теоретическими значениями напряжений в элементах фермы при расчетной узловой нагрузке, при этом значения напряжений не превышают значения фактического предела текучести стали.
На протяжении всех этапов испытания и при достижении предельной нагрузки сварные швы, в том числе и прерывистые, не получили повреждений.
Сопоставление весовых показателей рассмотренных ферм с типовыми фермами «Молодечно» приведено в табл. 13.15.
Как видно из табл. 13.15, предлагаемые фермы по сравнению с типовыми оказались легче на 16—25%.
534
§ 13.5. Болтовые соединения для легких металлических конструкций
Прочность конструктивных элементов, прикрепляемых болтами за одну полку
При наличии в конструкции обычных болтовых соединений несущая способность определяется прочностью ослабленных отверстиями элементов при вязком, хрупком или усталостном разрушениях, а также сопротивляемостью соединительных болтов срезу и сопротивляемостью соединяемых элементов местному (локальному) смятию [24—26].
Для строительных конструкций используют кроме обычных высокопрочные болты, которые воспринимают усилия соответственно в результате среза стержня болта или фрикционного сдвига. В легких конструкциях часто применяются непосредственные соединения элементов без промежуточных фасонок или косынок, вследствие чего болты размещаются на минимальных расстояниях от края элемента и между собой. Поэтому возникла необходимость исследования влияния расстояния между болтами на несущую способность соединения. Исследования осуществлялись путем испытаний на статическое растяжение при положительной температуре образцов двухсрезных болтовых соединений.
Влияние изменения расстояний между болтами на несущую способность можно оценивать по величине разрушающей нагрузки и остаточным деформациям отверстий в накладках.
Были проведены три серии испытаний. В серии I испытывались двухболтовые соединения, в серии И — трехболтовые соединения с одним незаполненным отверстием, в серии III — трехболтовые соединения с заполнением всех отверстий. В образцах всех серий варьировался параметр «С» — расстояние между болтами, принимаемое равным трем, двум с половиной и двум диаметрам отверстий.
Для оценки деформаций смятия кромок отверстий были проведены отдельные испытания одноболтовых двухсрезных соединений при расстоянии от оси отверстия до края элемента в направлении действия усилий, равным четырем диаметрам отверстий.
В испытываемых образцах применялись болты М 20 нормальной точности, класса прочности 5.8. Первоначальная фактическая разница между диаметрами болтов и отверстий составляла 1,8 мм.
Результаты испытаний показали, что разрушение всех образцов происходило в результате разрыва накладок по ослабленному сечению при фактически одинаковой нагрузке—разброс значений не превышал 2,5%. При этом среднее напряжение смытия к моменту разрушения в образцах серий I и II достигало значений <звр = 81,2^-83,5 кгс/мм2, что почти вдвое превышает значение, регламентированное нормами. Таким образом, было установлено, что несущая способность болтовых соединений не зависит от сокращения расстояний между центрами болтов с 3d до 2d (d — диаметр отверстий). При этом деформативность болтового соединения при сокращении расстояний между отверстиями до 2,5 d также не изменяется.
Далее было установлено: в тех случаях, когда необходимо применять расстояние между болтами, равное 2 d, в расчетах следует использовать снижение на 10—15% напряжения смятия. Это позволит сохранить деформативность соединения на том же уровне, что и при с * 2,5 d.
535
Рис. 13.12. Распределение нормальных напряжений по ослабленному сечению:
Определение несущей способности уголкового профиля, прикрепляемого за одну полку, осуществлялось на основании анализа работы сечения, ослабленного отверстием в момент, предшествующий разрушению.
В теоретических исследованиях сечение рассматривалось как расчлененное и состоящее из двух пластин, одна из которых передает нагрузку (рис. 13.12). Испытания показали, что разрушение уголка начинается в точке 4, а несущая способность определяется, главным образом, несущей способностью перемычки между кромкой отверстия и пером ослабленной полки. Ненаг-руженная полка уголкового сечения может рассматриваться как элемент, «который заведомо не достигает предельного состояния в условиях рассматриваемой задачи». Важным свойством таких элементов является то, что предельные условия в них не оказывают влияния на несущую способность системы в целом [27].
При использовании метода предельного равновесия можно определить усилие, которое вызывает исчерпание несущей способности элемента, при этом отметим, что суммарная деформативность перемычки (пластина на участке 4—5’, рис. 13.12), определяющей главным образом несущую способность уголка, к моменту разрушения невелика. Пониженная деформативность перемычки определяется присутствием сильного концентратора, каким является нагруженное отверстие. В результате сильной концентрации напряжений на большей части сечения невозможно развитие деформаций вследствие сдвига. При этом материал работает упруго и закон плоских сечений сохраняется [28].
Теоретические и экспериментальные исследования напряженного состояния перемычки показали, что величина зоны концентрации составляет (0,6—0,75) d [31 ]. В исследованиях В. А. Балдина показано, что для строительных сталей повышение величины временного сопротивления металла растяжению в зоне интенсивной концентрации составляет 30% [28 ]. На основании этого в момент, предшествующий разрушению, в точке 4 (см. рис. 13.12) мы задаем значение напряжения, равное 1,3 ов.
В конце зоны (точка 5' рис. 13.12) концентрации влияние отверстия прекращает сказываться и разрушение будет происходить в результате
536
воздействия набольших касательных напряжений от сдвига при напряжениях, равных <зв. На этом основании в перемычке уголка эпюра предельных напряжений принимается в виде трапеции с основаниями 1,3 б, и 1,0 бв и высотой, равной 0,6 d (d — диаметр отверстия),
В момент предельного равновесия напряжения в точке 5' могут несколько превысить предел текучести, однако оценить степень этого увеличения как теоретическим, так и экспериментальным путем не представляется возможным, поэтому в запас прочности эти напряжения принимались равными пределу текучести бт.
На участке 3—3’ эпюра напряжений принималась такой же, как и на участке 4—5. На этом основании предполагалось, что на этих участках сечения влияние концентратора и изгиба в плоскостях у—у и х—х одинаково.
Напряжения на участках вне зон концентрации зависят от нагрузки и расстояния от центральных осей сечения. Приняв напряжения в точках 1 и 2 за неизвестные (соответственно б1 и о11), можно составить систему уравнений равновесия. Третьей неизвестной будет величина N — сила, вызывающая в сечении состояние предельного равновесия:
SfGdF = Р
Ре SpGxdF = — > ,
SfCydF = ру
(13.1)
где Му = Ре, Мх = Ny — моменты относительно соответствующих осей.
Напряжения в соответствии с принятой эпюрой будут изменяться по следующим законам:
на участке 1—2
бп — о1
<5-2 = б’ + —— (у. - у);	(13.2)
J I *2
на участке 2—3
б — б11
б2_3 = а» + “ (х - х2);	(13.3)
на участках 3—3' и 4—5
ов + 1,3бв
о3-з' - <=4-5 = -	2	= 1’15о»;	<13Л)
на участке 5—5'
О5.3. =	<13.5)
где х, у — текущие координаты х„ х2...У у и у2 — координаты соответствующих точек границ участков.
537
Раскрыв значения выражения (13.2) и приведя подобные члены, получим:
где Р^г F2_3...— площади участков сечения (см. рис. 13.12);
ЭД?2, «ЭД-2, • ••nJ*.-2, J2-3 — статические моменты и моменты инерции участков
сечения относительно соответствующих осей.
Для решения системы была составлена программа, позволившая применить при расчете конкретных элементов болтовых соединений вычислительную технику. Для проверки предложенной методики расчета были испытаны 27 серий образцов. Образец представлял собой одиночный уголок с присоединенными по концам посредством болтов фасонками. Испытывались уголки пяти различных типоразмеров, изготовленные из
стали классов С245 и С345. Кроме того, варьировались следующие параметры: риски отверстий, диаметр болтов, количество болтов в соединении. Расстояния между болтами принимались равными 2,5d.
На рис. 13.13 можно проследить влияние расстояния центра отверстия от обушка (величины риски) и количества болтов в соединении на несущую способность уголка. Как видно, теоретически определенные величины несущей способности уголков достаточно хорошо сов-
Рис. 13.13. Влияние геометрических факторов на несущую способность болтового соединения
падают с результатами эксперимента. Расхождение составляет ±14%.
538
Смятие элементов стальных конструкций соединяемых с помощью болтов
Для определения сопротивления смятию необходимо иметь диаграмму «нагрузка — деформация отверстия». С целью получения указанных диаграмм были изготовлены и испытаны образцы, представляющие собой в одном случае равнобокий уголок, а в другом — пластину (рис. 13.14). Размеры рисок, обрезов, расстояния между отверстиями, а также диаметры болтов назначались по соответствующим требованиям действующих норм.
В качестве критерия сопротивления смятию принималось начало неупругого (пластического) деформирования отверстия. На основании проведенных исследований установлено, что начало неупругого деформирования наступает в тот момент, когда на диаграмме последующее приращение деформаций превышает предыдущее в два и более раз (см. рис. 13.14).
Основными факторами, которые оказывают влияние на сопротивление смятию, являются механические характеристики материала элементов, количество и диаметр болтов, расстояние от центра до края элемента вдоль и поперек линии приложения нагрузки, зазор между болтом и отверстием, вид загружения образца (центральный или внецентренный). Было изучено влияние на величину сопротивления смятию всех перечисленных факторов.
Все строительные стали условно были сгруппированы в три класса прочности. Классы представляли: молоуглеродистые стали с временным сопротивлением разрыву <410 МПа, низколегированные стали с 410 < R^, < 550 МПа и термически обработанные стали R^ > 550 МПа. Испытания проводились в объемах, допускающих статистическую обработку результатов. Всего было получено 2360 значений условных пределов текучести при смятии. Вид теоретической кривой, описывающей распределение пределов текучести при смятии, принимался нормальным. Гипотеза о нормальности распределения пределов текучести при смятии проверялась с помощью критерия х2 (критерия Пирсона). Для каждого массива данных по известным формулам математической статистики определяли математическое ожидание х?р и стандарт й’р условных пределов текучести при смятии. Расчетные сопротивления назначались путем соответствующих вычислений с обеспеченностью 0,95.
Рис. 13.14. Диаграммы деформирования отверстий при смятении элементов из стали различной прочности:
1 — 12Г2СМФ;
2 — 09Г2С;
3 — 09Г2С;
4 — ВСтЗлсб;
5 — ВСтЗпс5
539
Таблица 13.16
Характеристики и результаты испытаний экспериментальных образцов
Номер серии	«г» , кгс/мм	кгс / мм2	Полка, мм	Толщина, мм	Риска мм	Болты	Кол-во те» шт.	N раз, кН
1	29,7	31,7	63	5	35	М20	1	88,0
2					35	М24	1	89,0
3					27	М20	1	86,0
4					30	М16	3	140,5
5	31,3	54,2	50	5	25	М16	3	157,0
6					27	М20	3	149,0
7					30	M16	2	106,0
8					27	М20	2	119,5
9					35	М24	3	217,0
10					40	М24	3	166,5
11					40	М24	2	153,0
12	31,3	47,0	70	5	40	М20	2	141,5
13					40	М20	3	186,0
14					35	М24	2	178,5
15					35	М24	3	294,0
16					50	М24	3	209,0
17					43	МЗО	3	266,0
18	27,6	42,6	80	6	35	М24	4	311,5
19					50	М24	4	261,0
20					43	МЗО	4	293,0
21					40	М24	3	434,2
22					50	М24	3	370,0
23					50	МЗО	3	352,0
24	36,9	54,5	90	7	40	М24	4	496,5
25					50	М24	4	432,0
26					50	МЗО	4	386,5
27*	31,3	47,0	70	5	40	М20	2	147,0
* В серии 27 расстояние между болтами равнялось Sd id — диаметр отверстия).
Важно отметить, что значения расчетных сопротивлений смятию устанавливались без учета коэффициента надежности по материалу Объясняется это тем, что исходные величины, т. е. условные пределы текучести при смятии, определялись по деформационному критерию, который обуславливает не само разрушение элемента, а лишь начало неупругого (пластического) деформирования отверстия. Во всех рассмотренных случаях несущая способность элемента по прочности выше несущей способности, определяемой по смятию, более чем на 50%, что обеспечивает требуемую надежность болтовых соединений. Изменение диаметра болта приводит к небольшому снижению сопротивления элемента смятия.
Для оценки влияния на сопротивление смятию расстояния от центра отверстия до края элемента поперек линии приложения нагрузки испытывались (вдоль) образцы из уголка 63x5 с риской величиной, изменяющейся в пределах от 2,25г/ до 1,25г/ (табл. 13.16).
Исследования показали, что для одноболтовых соединений изменение зазора в пределах 1,5 или 3 мм не оказывает влияния на сопротивление смятию. Иначе обстоит дело с многоболтовыми соединениями. Установка болтов с зазором 3 мм приводит к повышению общей деформативности
540
Таблица 13.17
Расчетные сопротивления смятию болтовых соединений
Марка стали, профиль	МПа	0а, МПа, по ТУ (ГОСТ)	Экспериментальные значения, МПа			мгК. по СНиП П-23-81	^•р ^в₽х Д.р XI 00 %
			3? Явр		«2р		
ВСтЗпсб уголок 63x63x6	383	365	482	23,5	443	365	21,4
ВСтЗсп5 полка 65x8	410	370	525	31,0	474	370	28,1
09Г2С уголок 80x80x6	547	490	754	34,7	697	570	22,3
09Г2С —65X6	510	470	708	32,2	655	535	22,4
09Г2С —65X8	549	490	724	37,5	662	570	16,1
12ГС—4 —65x5	513	470	715	31,4	633	535	18,3
10Г2С —65x7	640	590	846	46,1	770	760	—1,3
12Г2СМФ —65x8	727	685	998	52,4	912	1064	—14,3
Примечание: Явр— расчетное сопротивление смятию болтовых соединений по СНиП П-23-81;
—э
Явр—расчетное сопротивление смятию болтовых соединений, найденное из эксперимента; Явр— —э
среднее значение сопротивления смятию, найденное из эксперимента; Явр — стандартное отклонение сопротивления смятию, найденное из эксперимента.
таких соединений на 10% и, что особенно важно, при этом резко возрастает неравномерность включения болтов в работу на срез. Это обстоятельство учитывается путем снижения на 10% сопротивлений смятию.
На практике встречаются ситуации, когда необходимо определить деформации отверстий. Для этих целей могут быть использованы полученные диаграммы деформирования. В упругой стадии деформация отверстия одноболтового соединения может быть определена приближенно по формуле ed ~ (T.°.p)/G,p> гДе авр —’ напряжения смятия; G,p — условный модуль, который по результатам испытаний может быть принят равным 0,87 x1g5 МПа; у, = 1,0 при центральном нагружении; у, *0,6 при внецентральном нагружении.
В заключение отметим, что на основании экспериментальных исследований представилось возможным повысить на 20% расчетные сопротивления смятию и определить для этих случайных величин статистические параметры (табл. 13.17).
Хладостойкость болтовых соединений
На первом этапе исследований низкотемпературные испытания многоболтовых соединений уголковых профилей из низколегированной и малоуглеродистой сталей показали, что даже в самых невыгодных случаях прикрепления болтами за одну полку конструктивные элементы из низколегированной стали обладают достаточной сопротивляемостью хрупким разрушениям. Далее проводились низкотемпературные испытания крупно-
541
Рис. 13.15. Результаты низкотемпературных испытаний многоболтовых соединений (б, — 412 МПа; бг-260 МПа; Тг«-—28“ С; Тсп - —55° С)
— сужение полки в месте разрыва;
N — разрывное усилие. Кружками показаны экспериментальные значения
масштабных (натурных) образцов из малоуглеродистых сталей: одно- и многоболтовые соединения со сверленными и колотыми отверстиями испытывались на разрыв в интервале положительных и отрицательных температур (до минус 120° С) с определением силовых, деформационных и энергетических характеристик разрушения. В качестве основных критериальных характеристик хладостойкости элементов принимались первая и вторая критические температуры хрупкости. Первая критическая температура Ttfi соответствует переходу от вязкого разрушения к квазихрупкому и характеризуется резким снижением энергии (работы) разрушения. Вторая критическая температура Т„2 соответствует смене квазихрупкого разрушения на хрупкое, характерным признаком которого служит отсутствие остаточных деформаций в изломах [29, 30].
Для многоболтовых соединений первая критическая температура, определяемая по силовому и деформационному критерию, составляет минус 28° С. Вторая критическая температура, соответствующая минимуму разрушающей нагрузки, составляет минус 55° С (рис. 13.15).
Низкотемпературные испытания одноболтовых прикреплений уголков за одну полку показали, что при первой критической температуре разрушение развивалось по сечению нетто, перпендикулярно направлению действия нагрузки.
С целью получения более полной информации о хладостойкости болтовых соединений на третьем этапе исследований было испытано 27 серий образцов общим количеством 495 шт., что позволило получить следующие результаты:
уменьшение отношения диаметра отверстия к толщине элемента с 2,5</ до 1,2с/ ведет к повышению критических температур хрупкости на 15°;
увеличение количества болтов в соединении вызывает повышение температуры вязкохрулкого перехода на 20—25°;
горячее цинкование вызывает повышение первой и второй критических температур хрупкости на 45 и 50° соответственно, независимо от толщин элементов и способа образования отверстия;
холодная штамповка (проколка) отверстий под болты повышает критические температуры хрупкости элементов болтовых соединений, особенно заметное повышение наступает при толщинах, больших чем 12 мм;
по условиям прочностных показателей одиночные уголки из малоуглеродистой стали с прикреплением за одну полку целесообразно применять в районах с расчетной температурой не ниже минус 45* С включительно.
Согласно температурным зависимостям деформационных критериев исчезновение пластического деформирования в изломах наступает при второй критической температуре. Переход от второй критической температуры к допустимой температуре эксплуатации должен осуществляться путем смещения в сторону положительных температур на 10—15° С. Эта поправка
542
учитывает возможность появления динамической составляющей в нагрузке, которая воздействует на конструкцию при ее эксплуатации в условиях отрицательных температур.
На основании полученных результатов разработаны рекомендации для проверки на прочность с учетом сопротивления хрупкому разрушению элементов конструкций из одиночных уголков с соединениями на болтах, а также указания по назначению марок сталей и требованиям к ним по допустимым толщинам проката и образованию отверстий.
В районах с расчетной температурой наружного воздуха —40е С > t > —45е С в элементах конструкций при отсутствии сварных соединений допускается применение углеродистой стали марки ВСтЗпс5 при толщине уголкового и листового проката от 4 до 14 мм включительно.
Образование отверстий под болты проколкой на полный диаметр допускается при толщине проката не более 12 мм. При большей толщине образование отверстий должно производиться сверлением или продавливанием на меньший диаметр с последующей рассверловкой до проектного диаметра. Номинальный диаметр отверстий не должен превышать номинальный диаметр болтов более чем на 1 мм. При проектном расстоянии от оси отверстия до края элемента вдоль усилия менее 1,5 диаметра отверстия образование отверстий должно производиться сверлением.
Элементы, работающие на растяжение, должны проверяться расчетом на прочность с учетом сопротивления хрупкому разрушению [31 ]. Проверка на прочность элементов из уголков, подверженных центральному растяжению силой /V, при соединенйи их в стыках болтами по обеим полкам следует выполнять по формуле
~ S ря,,	(13.7)
где А„ — площадь сечения нетто; Ry — расчетное сопротивление стали растяжению по пределу текучести; р — коэффициент, учитывающий влияние низкой температуры, принимаемый равным:
при однорядном расположении болтов в полках уголков и расчетной температуре	—40° С р = 1,0, при / = —45е С р - 0,95;
при шахматном расположении болтов в полках уголков и расчетной температуре t = —40° С Р~ 1,0, при t = —45е С р~ 0,9.
При промежуточных значениях расчетной температуры (между t »• —40° С и I = —45° С) значения р определяются по линейной интерполяции.
Расчет на прочность элементов из одиночных уголков при соединении их болтами по одной полке и однорядном расположении болтов следует выполнять по формуле
(19.8) 1“
где А„ — площадь нетто; Ru — расчетное сопротивление стали растяжению по временному сопротивлению; — коэффициент надежности, принимаемый в соответствии с указанием действующего СНиП; х- — коэффициент условий работы для растянутого одиночного уголка, прикрепляемого одной полкой болтами. Значение определяется по соответствующим рекомендациям действующего СНиП; Р — коэффициент, принимаемый равным:
при расчетной температуре —40е С р= 1;
при расчетной температуре t = —45е С р я 0,9;
543
при промежуточных значениях расчетной температуры (между —40° С и —45° С) значение pj определяется линейной интерполяцией между величинами = 1,0 и = 0,9.
При определении площади сечения нетто Ап и площади сечения Ап1(при определении коэффициента условий работы ус) в расчетах растянутых элементов диаметр отверстия следует принимать равным:
при сверленных отверстиях dQ = d -f- 1 мм;
при продавленных отверстиях = d + 2 мм, где d — номинальный диаметр отверстия, мм.
Новые технические требования к болтам, применяемым в легких металлических конструкциях
Действующими нормами проектирования стальных конструкций [32] предусмотрено применение болтов и гаек высокой прочности по ГОСТ 22356-77, а обычной прочности — в соответствии с требованиями ГОСТ 1759-70. В связи с введением в действие взамен ГОСТ 1759-70 новых стандартов, а именно: ГОСТ 1759.0-87, ГОСТ 1759.4-87 и ГОСТ 1759.5-87,— возникла необходимость в уточнении рекомендаций по применению в легких конструкциях болтов и гаек.
Сравнение видов болтов, проведенное по нормам США, Канады, ЧССР, Франции, ФРГ, Японии, Еврокода и СССР [ 33], показало, что во всех случаях, кроме норм СССР и Еврокода, применяется ограниченное количество типов болтов классов прочности 4.6; 5.6; 8.8 и 10.9. Болты классов прочности 4.8 и 5.8, получаемые холодной высадкой, нигде, кроме СССР, не применяют для строительных конструкций. Основываясь на зарубежной практике, целесообразно применение болтов этих классов ограничить и в СССР.
В болтовых соединениях без контролируемого натяжения основное применение до настоящего времени находили холодноеысаженные болты по ГОСТ 1759-70 классов прочности 4.8 и 5.8, как правило, работающие на срез. Наряду с этими классами прочности в нормах проектирования [ 32] предусматривалось применение горячевысаженных болтов классов прочности 4.6 и 5.6.
В связи с изменением стандартов согласно [34] также требуются уточнения и рекомендации по областям применения болтов. В легких конструкциях, не рассчитываемых на выносливость, холодновысаженные болты классов прочности 4.8 и 5.8 допускалось применять согласно [32] в районах с расчетной температурой выше минус 40° С при работе в соединениях не только на срез, но также на растяжение. Однако согласно новым требованиям поставки [ 34] в болтах классов прочности 4.6; 4.8 и 5.8 допускается применение автоматных сталей с содержанием вредных примесей серы до 0,34%, фосфора до 0,11 % и свинца до 0,35%, что может привести к существенному охрупчиванию болтов и их преждевременному разрыву по резьбе при низком уровне растягивающих напряжений. Следует отметить, что за рубежом для болтов класса прочности 4.6 применение таких сталей не допускается [ 35].
Согласно новому государственному стандарту [ 36] болты классов прочности 4.8; 5.8 и 6.6 обязательной маркировке не подлежат. Это обстоятельство может привести к существенным организационным затруднениям при их применении.
С учетом анализа нормативных документов на поставку и применение болтов можно рекомендовать для болтовых соединений без контролируемого натяжения предусмотреть перспективный переход в нормах проектирования строительных стальных конструкций, в том числе и ЛМК, на эффективные классы прочности болтов:
544
Рис. 13.16. Схема работы болта в одноболтовом соединении при сдвиге соединяемых элементов
при работе на срез — 5.8; 5.6;
при работе на растяжение — 5.6.
Болты класса прочности 5.8 после отпуска при температуре 650° С можно применять при тех же условиях, что и болты класса прочности 5.6. Расчетное сопротивление растяжению таких болтов следует принимать равным 200 МПа.
Для болтов класса прочности 5.6 расчетное сопротивление растяжению Rbt, как показывают результаты исследований ЦНИИСК им. Кучеренко, можно повысить на 7—8%.
Расчетное сопротивление болтов срезу Rbs можно устанавливать с учетом возможности развития ограниченных пластических деформаций. При этом следует учитывать, что из-за разницы в диаметрах отверстий d соединяемых элементов, с одной стороны, и диаметра стержня болта dFi, с другой, при срезе в болте, помимо касательных напряжений от перерезывающей силы, могут возникать нормальные, в том числе растягивающие, напряжения от изгиба.
Из схемы работы болта в одноболтовом односрезном соединении при сдвиге (рис. 13.16) можно определить влияние разности диаметра, если соединяемые элементы различны по толщине.
С учетом сделанных предположений нетрудно показать, что при сдвиге соединяемых элементов одинаковой толщины t первоначальная рабочая длина деформируемого участка болта, равная 2t, увеличивается и становится равной
/ =2/
(13.9)
Таким образом, возникающее при этом удлинение болта равно
(13.10)
За рис. 13.17 показана вычисленная по формуле (13.10) зависимость d — dVy
длинения болта 6 от величины--—, представляющая собой относитель-
[ую разницу диаметров отверстий и болта.
Как видно, при разнице диаметров (d — ds) = 3 мм и толщине соединяе-1ых элементов /=12 мм удлинение болта 6 равно 3%. Однако при со-динении элементов меньшей толщины (при той же разнице диаметров) длинение будет больше. Таким образом, удлинение может быть не только
Рис. 13.17. Зависимость удлинения болта при сдвиге соединения от относительной разницы в диаметрах отверстий и болта
соизмеримо с равномерной пластической деформацией холодновысаженного болта класса прочности 5.8 при растяжении [ 37], но и превышать ее. Поэтому вопрос о возможности влияния на прочность разницы диаметров отверстий соединяемых элементов и диаметра болта может иметь определенное значение в легких металлических конструкциях при относительно небольших
толщинах соединяемых элементов.
При уменьшении разницы диаметров отверстий и болтов при прочих равных условиях можно ожидать снижения прочности болтовых соединений при более низких температурах. Применительно к соединениям на горячевысаженных болтах класса прочности 5.6 такое влияние менее вероятно, так как равномерная пластическая деформация в таких болтах
существенно (в несколько раз) превышает аналогичную величину болтов холодновысаженных[37].
Наряду с этим следует обратить внимание также на то, что при
относительной разнице диаметров отверстий и болта
d — db
, превышающей
t
0,05, возможно ослабление первоначальной затяжки соединения вследствие пластического удлинения болта (см. рис. 13.17).
Расчетные сопротивления горячевысаженных болтов, как правило, выше, чем принято в отечественных нормах проектирования, поэтому в ЦНИИСК были проведены обширные исследования прочности таких болтов класса 5.6. Проведенные исследования прочности горячевысаженных болтов диаметров 24—30 мм из стали марки 09Г2С показали, что в процессе среза разрушение происходит в среднем при уровне касательных напряжений ттах, равном пределу текучести стали болтов, т. е.
Чах = ЯВуп.	(13.11)
Наступление пластических деформаций в процессе среза происходит при уровне касательных напряжений тлл, составляющем (0,70—0,82)
Принимая минимальные значения тпл у болтов, равные ОДт^, за допустимый уровень расчетного сопротивления болтов при среде, с учетом (13.11) находим, что
*„ = 0,70,.	(13.12)
Учитывая, что нормативное значение предела текучести стали болтов класса прочности 5.6 составляет не менее 0,6 от нормативного значения ее временного сопротивления, определим расчетное сопротивление болтов срезу как функцию временного сопротивления, а именно:
^ = 0,42^.	(13.13)
Определенное по формуле (13.13) значение расчетного сопротивления не
546
Таблица 13.18
Прочность сварных соединений из тонких листов
Марка стали	Тип сварного соединения	Вид сварки		МПа
14Г2	Встык	Ручная дуговая		535
	Встык	Автоматическая СО2	в	530
ВСтЗсп5	Угловое с односторонним сплошным швом	Автоматическая СО2	в	448
	Нахлесточное с прорезным швом	Автоматическая флюсом	под	420
исключает возможность появления платических деформаций болта в соединении из-за влияния изгиба, возникающего вследствие наличия определенной разницы диаметров отверстий и болта.
При изложенном подходе расчетное сопротивление срезу болтов класса прочности 5.6, определенное по формуле (13.13), можно принять равным 210 МПа (вместо 190 МПа согласно [32]), т. е. повысить примерно на 10%.
Таким образом, полученные результаты свидетельствуют о возможности установления повышенных значений расчетных сопротивлений и более эффективных областей применения болтов в соединениях элементов металлоконструкций без контролируемого натяжения.
§ 13.6. Специальные виды сварки и коррозионная стойкость сварных швов
Сварка тонколистовых мембранных полотнищ
Для выявления оптимального типа сварного соединения тонколистовых мембран в ЦНИИСК были использованы результаты исследования механических свойств сварных соединений из стали С245 (ВСтЗсп5), С345 (14Г2), С345К (10ХНДП) толщиной 1 и 4 мм.
Образцы изготавливались следующим образом:
из стали 14Г2 толщиной 4 мм — ручной дуговой сваркой электродами УОНИ 13/55 диаметром 3 мм встык без разделки кромок с зазором 1 мм, а также автоматической сваркой в СО2 проволокой Св-08Г2С диаметром 2 мм. Режим сварки назначался с позиции высококачественного формирования шва; /св = 200 + 220 A, Ug = 32 В, Усв = 50 м/ч;
из стали ВСтЗсп5 толщиной 1,2 мм — автоматической сваркой в СО2 внахлестку односторонним сплошным угловым швом проволокой Св-08Г2 диаметром 1 мм;
из стали ВстЗсп5 толщиной 2 мм — автоматической сваркой под флюсом АН-348А проволокой Св-ЮГА диаметром 2 мм нахлесточным прорезным швом. Режим сварки: /св — 340—350 A, Ug — 30—31 В, Усв = 40м/ч[38].
Из каждого типа сварного соединения были изготовлены плоские образцы на механические испытания. Результаты испытания по определению временного сопротивления показаны в табл. 13.18.
Что касается механических испытаний сварных образцов из стали с повышенной коррозионной стойкостью марки 10ХНДП, то предел прочности всех испытанных образцов был выше установленных ГОСТ 380-71* и ГОСТ
19282-73 показателей для основного металла при сварке проволокой марки Св-08Г2С (как в углекислом газе, так и под флюсом).
С учетом вышесказанного, а также больших размеров заготовок мембранных покрытий (ширина до 12 м, длина до 72 м) представляется более технологичный вариант сварки полотнищ внахлестку прорезными швами. Сущность его состоит в том, что плавящийся электрод направляется на верхний лист нахлесточного соединения так, чтобы ось электрода проходила вблизи кромки верхнего листа. Сварной шов образуется в результате полного проплавления верхнего листа, его частичного сплавления с нижним и с электродным материалом.
Прорезной шов можно выполнить автоматической и механизированной сваркой под флюсом или в углекислом газе с применением обычных сварочных материалов. Этот шов заменяет два сплошных угловых шва или один сплошной и один прерывистый, чаще всего применяющиеся в нахлесточных соединениях. Сварка ведется с одной стороны изделия, что исключает необходимость его кантовки. Резко снижается требование к точности слежения за направлением электрода по линии шва, что значительно облегчает труд сварщиков и стабилизирует качество сварного соединения.
Экспериментальной проверкой были определены прочностный параметр шва, обеспечивающий равнопрочность соединения основному металлу, параметры формирования шва (ширина, глубина проплавления), параметры подготовки элементов под сварку (величина нахлестки и зазор).
Определяющим прочностным параметром соединения с прорезным швом является ширина провара на границе между нижним и верхним элементами нахлесточного соединения а, мм. При работе соединения в расчетном сечении шва возникают усилия среза, а в основном металле —- растяжения. Определив эти напряжения и сделав ряд преобразований, получим значение прочностного параметра az
где б — толщина металла, мм; ор — допустимое напряжение на растяжение, МПа; т — допустимое напряжение на срез, МПа.
Значения ар и т нормированы, а их отношение для различных марок сталей (К) находится в пределах 1,61—1,73. Принимая максимальное его значение, получим линейную зависимость прочностного параметра от толщины металла:
а = К-6 = 1,73.
Для определения глубины и ширины провара, от которых зависит значение прочностного параметра, использованы данные стандартов на стыковые швы сварных соединений (ГОСТ 5264-80, ГОСТ 8713-79 и ГОСТ 14771-76).
Исследование коррозионно-механической стойкости сварных соединений при длительном статическом нагружении. Испытаниям подвергались образцы из малоуглеродистой стали размерами 180 X 10 X 4 и 180 X Ю X 1,2 мм при растягивающем усилии. В качестве коррозионноактивной среды был принят 3-процентный раствор хлористого натрия в воде по ГОСТ 97903-81. Для обеспечения наиболее жестких условий реализации коррозии жидкостная среда постоянно аэрировалась при принудительной подаче распыленного воздуха внутрь ванны. Образцы вырезались из сварной пластины поперечно шву. Для проведения сравнительного анализа корроз ион но-механической стойкости основного металла в различных зонах сварного соединения исследуемая поверхность образцов обрабатывалась механически (шлифовка по классу 7), чтобы обеспечить идентичность по шероховатости состояния поверхности.
548
Таблица 13.19
Результаты механокоррозионных испытаний
Сталь	Сварочный материал	Глубина коррозии й, мкм	Скорость коррозии Р=й/т« мм/ год	Место поражения
14Г2	УОНИ 13/55	24	0,096	Шов, околошовная зона
	Св-08Г2С (СО2)	31	0,12	Шов, околошовная зона
ВСтЗсп5	Св-08Г2 (СО2)	29	0,12	Основной металл
* т — время (годы).
В процессе исследований через каждые 90 суток образцы разгружались и проводилось обследование поверхности. Измерялся профиль коррозионного поражения поверхности посредством индикатора с ценой деления 0,001 мм или профилографом. Размеры профиля фиксировались, а образцы вновь ставились в стартовое условие испытаний.
После испытаний подсчитывались локальные потери мателла, а по скорости их растворения (мм/год) определялась чувствительность различных зон соединений к локальному механокоррозиоиному разушению. Результаты оценки чувствительности сварных соединений к механо-коррозионному разрушению представлены в табл. 13.19.
Для стали 14Г2 скорость механокоррозионного растрескивания металла сварного соединения находилась на уровне основного металла. На сварном соединении ВСтЗсп5, полученном автоматической сваркой в СО2 проволокой Св-08Г2, не отмечено появление очагов локальных видов дефектов, а скорость коррозии металла шва находится на уровне основного металла.
Сварка пространственных стержневых конструкций
Принципиально новым в соединении пространственно расположенных стержней является способ образования узлового сопряжения из трубчатых элементов со сплющенными концами, предложенный в ЦНИИСК* Этот узел отличается от всех ранее применявшихся тем, что его осуществление происходит без каких-либо переходных деталей.
Один из способов выполнения таких соединений — дуговая ванная сварка с вытеканием шлака. Для этого способа сварки применяют стандартные электроды длиной 450 мм, поэтому диаметр трубчатых элементов не должен превышать 125 мм, сплющенные концы которых образуют плавильное пространство глубиной до 200 мм. Особенностью выполнения данного способа сварки является то, что по мере подъема уровня ванны расплавленного металла в плавильном пространстве излишний шлак вытекает из плавильною пространства через щели между кромками трубчатых элементов. Для уплотнения донной части плавильного пространства используют съемную или остающуюся в узле подкладку. При выполнении узлов сопряжений механизированными способами сварки требуется надежное уплотнение плавильного пространства для предупреждения вытекания шлака и расплавленного металла.
Технология изготовления стержневых трубчатых элементов включает в себя резку труб на мерные заготовки, нагрев концов труб и их формовку. Формовку концов труб выполняют с помощью матриц, которые обеспечива-
* А.с. 224770. Способ образования соединительного узла пространственно расположенных стержней /В. И. Трофимов//Открытия. Изобретения.— 1968.— № 26.
549
Рис. 13.18. Монтаж покрытия рынка в г. Тольятти
ют смятие труб на концах элементов до полного соприкосновения на участке 10—20 мм и постепенный переход сечения трубчатого элемента от плоской к круглой форме с уклоном 1	6. Такое конструктивное оформление обус-
ловлено требованиями местной устойчивости концов трубчатых элементов. После формовки концы трубчатых элементов обрезают под размер, обеспечивая заданную длину с точностью ±2 мм.
Разработаны различные варианты сборки узловых сопряжений трубчатых элементов для ручной ванной сварки, один из которых * заключается в том, что смятые торцы трубчатых элементов в процессе их изготовления снабжают пазами, расположенными перпендикулярно плоскости смятия. Размеры паза соответствуют толщине и ширине центрирующего кольца, внутренний диаметр которого равен диаметру плавильного пространства, образованного торцами соединяемых элементов. Собранные в узле элементы фиксируют посредством временных монтажных связей, а монтажный штырь перед сваркой удаляют.
Сварку узлов производят электродами диаметром 5 мм при токе 220— 210 А на начальном участке плавильного пространства (высотой 5—8 мм), снижая в дальнейшем сварочный ток на 25 -30 А.
С применением разработанной в ЦНИИСК технологии изготовлено структурное покрытие спортивного корпуса в г. Иркутстке, покрытие выставочного павильона завода «Фрезер» в Москве, покрытие рынка в г. Тольятти, представляющее собой пирамиду с основанием 54 X 54 м и высотой 26,8 (рис. 13.18), покрытия муздрамтеатра в г. Астрахани, аэровокзала в г. Бресте и ряд других объектов.
* А. с. 351985. Способ образования соединительного узла пространственно расположенных стержней/О. В. Кузнечиков, В. И. Трофимов, Ю. М. Дукарский//Открытия. Изобретения.— 1972.— № 33.
550
Применение ручной ванной сварки для соединения стержней ограничено, как сказано выше, высотой плавильного пространства до 200 мм. Выполнение узлов сопряжения стержней с большей высотой плавильного пространства может быть осуществлено с помощью механизированных способов сварки — механизированной и автоматической электрошлаковой. Этими способами сварки могут быть образованы узлы сопряжений трубчатых элементов со сплющенными концами или концевых фасонок перекрестных ферм, изготовленных из трубчатого или фасонного проката.
Практика изготовления пространственных конструкций со сварными узлами соединения стержней позволяет установить целесообразные границы применения разных способов сварки. Механизированную сварку целесообразно применять при высоте плавильного пространства до 250 мм (трубы диаметром до 160 мм). При большей высоте плавильного пространства соединение стержней в узле может быть осуществлено с помощью автоматической электрошлаковой сварки плавящимся мундштуком (практически с помощью этого способа сварки выполнено соединение элементов высотой 1000 мм).
Производительность сварки каждого узла и всей конструкции зависит от размеров плавильного пространства. Поэтому целесообразно отметить некоторые практические рекомендации по проектированию технологичных узлов сопряжений стержней пространственных конструкций:
минимальный диаметр плавильного пространства для механизированных способов сварки 30 мм, ручной — 20 мм;
нижние грани всех соединяемых в узле элементов должны быть на одном уровне, для чего допускается их конструктивная расцентровка;
узел сопряжения должен быть спроектирован так, чтобы свариваемые кромки стержней образовывали вертикальное плавильное пространство равного по высоте диаметра, а формующие элементы расположены так, чтобы указанные кромки выступали внутрь плавильного пространства не менее чем на 3 мм от краев формующих элементов.
Для возможности соединения в узле с помощью автоматической электрошлаковой сварки трубчатых стержней, имеющих существенно различную толщину стенки разработан способ *, заключающийся в том, что перед сборкой на сплющенные концы элементов с малой толщиной стенки закрепляются при помощи дуговых заклепок стальные пластины соответствующей толщины, чтобы в результате все сходящиеся в узле стержни имели концевые части одинаковой толщины.
Для конструкций индивидуального применения сборку стержневой системы осуществляют поэлементно либо укрупненными элементами, а для конструкций массового применения сборка и сварка осуществляются на конвейере в специальном кондукторе с последующим блочным монтажом.
Примером крупноблочного монтажа покрытия многопролетного здания является трубчатое покрытие главного корпуса Завода сантехзаготовок в г. Красноярске. Это покрытие размерами в плане 96 X 108 м смонтировано из 24 однотипных блоков размерами 18 X 24 м. Сборку блока выполняли в кондукторе. Сварку производили механизированным способом порошковой проволокой, в общей сложности сварено более 2600 узлов. Готовые блоки башенными кранами удаляли из кондуктора (рис. 13.19) и устанавливали на колонны в рабочее положение. (Научное обеспечение осуществлял к. т. н. Ж. М. Гимерверт).
* А. с. 894100. Способ соединения трубчатых стержней пространственных металлических конструкций/А. Я. Бродский, В. И. Трофимов, Ж. М. Гимерверт//Открытия. Изобретения.— 1981.— № 48.
551
Рис. 13.19. Готовые блоки покрытия Завода сантехнических заготовок в г. Красноярске перед установкой в рабочее положение
Рис. 13.20. Собранное и сваренное покрытие
аэровокзала в г. Бресте
Способ монтажа покрытий зависит от технических возможностей, наличия свободных площадок возле объекта и т. д. Возможные варианты монтажа покрытий следующие: поэлементная сборка или укрупненными элементами постепенным наращиванием на нулевой отметке с дальнейшей установкой готового покрытия в рабочее положение; поэлементная сборка на рабочей отметке со сваркой постепенным наращиванием или сваркой после полной сборки покрытия; поэлементная сборка и сварка или
552
укрупненными элементами на рабочей отметке с постепенной надвижкой готовых частей покрытия в рабочее положение.
При изготовлении покрытия театра в г. Астрахани, состоящего из четырех структурных плит (около 1500 сварных узлов), монтаж отдельных покрытий осуществляли всеми перечисленными способами.
Подъем готовых плит покрытий на рабочую отметку может быть осуществлен либо с помощью башенных кранов, либо с помощью гидро домкратов. Покрытие здания аэровокзала в г. Бресте размером 45 X 45 м собрано на специальном настиле на рабочей отметке. Механизированная сварка под слоем флюса всех 473 узлов сопряжений выполнена после полной сборки плиты покрытия (рис. 13.20).
Конструкция покрытия из перекрестных ферм имеет более разреженную сетку элементов и поэтому собирается с меньшим числом сварных узлов, выполненных, как правило, на монтаже. Например, покрытие демонстрационного зала станции технического обслуживания «Жигули» в Москве, смонтированное из перекрестных трубчатых ферм длиной 12 м с концевыми фасонками при общей площади 7220 м2, имеет всего 126 сварных узлов сопряжений ферм, выполненных автоматической электрошлаковой сваркой плавящимся мундштуком. Это покрытие собирали и сваривали постепенным наращиванием на рабочей отметке. Высота фасонок (плавильного пространства): 350 мм по верхнему поясу и 600 мм по нижнему поясу.
Покрытие из перекрестных ферм длиной по 7,5 и высотой по 3,5 м из профильного проката с концевыми фасонками смонтировано для спорт-ком-плекса в г. Симферополе. Высота фасонок по нижнему поясу 350 мм, по верхнему — 550 мм. В плане плита покрытия — неправильный шестиугольник. Наибольший размер по диагонали 117 м, общая площадь 9000 м2. Сборка покрытия выполнена укрупненными блоками из шести ферм. Блоки собирали, сваривали в специальном кондукторе и подавали на монтажную площадку, где производилась их стыковка. Время сварки одного узла сопряжений (4—6 ферм) — 50—70 мин. В смену сваривали 4—6 таких узлов сопряжений. Всего сварено автоматическим эле ктрошлаковым способом плавящимся мундштуком 408 узлов сопряжений ферм. Конструкция покрытия (массой 1200 т) смонтирована на земле, а затем с помощью шести гидродомкратов по трубчатым колоннам поднята в рабочее положение.
Проверка готовых пространственных покрытий показала, что ванная и электрошлаковая сварка не оказывает заметного влияния на геометрические размеры конструкции, а соблюдение рекомендаций по технологии и последовательности сварки узлов сопряжений исключает возможность возникновения в элементах опасных остаточных напряжений.
Многолетний опыт изготовления и эксплуатации позволяет заключить, что узловые сопряжения пространственных стержневых конструкций, выполненные с помощью ванной и автоматической электрошлаковой сварки, обладают высокой надежностью и несущей способностью, а исключение промежуточных элементов в узле приводит к экономии металла на 8—10%.
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 13
1.	Одесский П. Д. Материалы и соединения для легких стальных конструкций. Новые формы легких металлических конструкций. М., Изд. ЦБНТИ, 1993, с. 247—284.
2.	Гуляев А. П. Металловедение: Учебник для вузов.— 6-е изд.— М.: Металлургия, 1986.— 544 с.
3.	Новые формы и прочность металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— М., 1989.— 284 с.
4.	Погоржельский В. И., Литвиненко Д. А., Матросов Ю. И. Контролируемая прокатка.— М.: Металлургия, 1973.— 184 с.
5.	Голованенко С. А., Фонштейн Н. М. Двухфазные низколегированные стали.— М.: Металлургия, 1986.— 207 с.
553
6.	Боулгер Ф. У. Оценка вязкости разрушения стали//Разрушение. Т. 6. Разрушение металлов,— М.: Металлургия, 1976.— С. 183—245.
7.	Одесский П. Д., Малов В. В., Тесленко Г. В. Повышение сопротивления хрупким разрушениям и прочности холодногнутых сварных профилей//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1988.— № 3.— С. 2—10.
8.	Стали для газопроводных труб и фитингов: Труды конференции/Под ред. А. В. Рудченко.— М.: Металлургия, 1985.— 480 с.
9.	Джонсон Р. Влияние среды на разрушение высокопрочных материалов//Разрушение. Т. 3. Инженерные основы и воздействие внешней среды.— М.: Мир, 1976.— С. 729—775.
10.	Касаткин О. Г., Мусияченко В. Ф. Расчет режима сварки высокопрочной низколегированной стали//Автоматическая сварка.— 1977.— № 10.— С. 1—5.
11.	Стариков В. А., Гимерверт Ж. М. Исследование несущей способности элементов одноболтовых соединений при низких температурах//Стали повышенной прочности и хладостойкости для металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— 1987.— С. 71—79.
12.	Урицкий М. Р. Новый эффективный стандарт на прокат для строительных стальных конструкций — ГОСТ 27772-88//Повышение свойств и эффективности использования проката для строительных стальных конструкций: Труды ЦНИИСК.— 1990.— С. 4—14.
13-	Неоднородность механических свойств листового проката, производимого на непрерывном стане «1700»/В. Л. Кострыкин, А. Н. Клименко, Л. Ф. Кузнецов и др.//Металлург.— 1983.— № 9.— С. 30—32.
14.	Одесский П. Д., Урицкий М. Р. Новая сталь марки 12Г2С повышенной прочности для металлических конструкций//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1989.— № 10.— С. 22—24.
15.	Барынина И. М., Бернштейн С. В., Дьяконова В. С., Попова Т. Н. Прокат листовой и рулонный повышенной пластичности//Повышение свойств и эффективности использования проката для строительных стальных конструкций: Труды ЦНИИСК.— 1990.— С. 117—126.
16.	Одесский П. Д. Характеристика трещиностойкости и микроструктура сталей для металлических конструкций//Проблемы разрушения металлов и фрактография: Материалы семинара МДНТП.— 1989.— С. 87—102.
17.	Рудченко А. В. Производство и разработка рулонной стали для спиральношовных газонефтепроводных труб//Сталь.— 1982.— № 3.— С. 70—73.
18.	Разработка и организация производства широкополосного проката на базе стали СтЗ, обеспечивающего высокие потребительские свойства/В. С. Дьяконова, В. Я. Тишков, А. А. Меденкови др.//Черная металлургия: Бюллетень Черметинформации. — 1987.— Вып. 19.— С. 11—20.
19.	Бернштейн М. Л., Одесский П. Д., Грюнвальд Т. Н. Особенности процесса разрушения строительных сталей, упрочненных по схеме ТМО с деформацией в межкритическом интервале температур//Известия высших учебных заведений. Черная металлургия.— 1985.— № 1.— С. 85—90.
20.	Одесский П. Д., Ратов В. А., Винклер О. Н. Оценка трещиностойкости низколегированных сталей для магистральных трубопроводов//Физико-химическая механика материалов.— 1987.— № 2.— С. 74—79.
21.	Повышение прочности и хладостойкости типовых профилей путем термического упрочнения с прокатного нагрева/А. А. Кугушин, В. Т. Черненко, В. К. Бабич и др.//Сталь.— 1986.— № 9.— С. 72—77.
22.	Термически упрочненный фасонный прокат для строительных конструкпий/В. М. Барышев, П. Д. Одесский, Л. И. Гладштейн и др.//Монтажные и специальные работы в строительстве.— 1988.— № 3.— С. 10—13.
23-	Одесский П. Д. Обеспечение высокого сопротивления вязкому и хрупкому разрушению термически упрочненного проката из низколегированных сталей//Стали повышенной прочности и хладостойкости для металлических конструкций: Труды ЦНИИСК.— 1987.
24.	Горпинченко В. М., Мацелинский Е. Р. Исследование работы соединений с холодновысажен-ными болтами//Строительная механика и расчет сооружений.— 1977.— № 7.— 40 с.
25.	Горпинченко В. М., Паршин А. В. Расчетное сопротивление смятия, элементов стальных конструкций, соединяемых с помощью болтов//Строительная механика и расчет сооружений.— 1988.— № 1.— 41 с.
26.	Горпинченко В. М., Кондрахов Е. И., Пышкин Н. В., Бухарин Е. М. Прочность болтовых стыков при отрицательных температурах//Энергетическое строительство.— 1981.— № 6.— 37 с.
27.	Гвоздев А. А. Расчет несущей способности конструкций по методу предельного равновесия.— М.: Госстройиздат, 1949.— С. 24—39.
28.	Балдин В. А. Об учете пластических деформаций при неравномерном распределении напряжений по сечению//Строительная механика и расчет сооружений.— 1977.— № 1.— С. 29—31.
29.	Сильвестров А. В. Повышение надежности стальных конструкций, эксплуатирующихся при низких температурах.— Новосибирск, 1977.— 72 с.
554
30.	Гордеева Т. А., Жегина М. П. Анализ изломов при оценке надежности материалов.— М.: Машиностроение, 1978.— 281 с.
31.	Савин Г. Н. Распределение напряжений около отверстий.— Киев: Наукова думка, 1968.
32.	Строительные нормы и правила. СНиП П-23-81*. Стальные конструкции/Госстрой СССР.— М., 1987.— 96 с.
33.	Беляев Б. И., Цетлин Б. С. Сопоставление отечественных и зарубежных норм проектирования стальных конструкций: Обзор.— М.: ВНИИИС, 1987.— 69 с.
34.	Государственный стандарт СССР. ГОСТ 1759.4-87 (ИСО 898/1-78). Болты, винты и шпильки. Механические свойства и методы испытаний.— М.: Изд. стандартов, 1988.— 24 с.
35.	DDR — Standart. TGL 10826/02. SchraufJen, Muttem und ahnliche Fonnteile. Mechanische Eigenschaften und Pnifverfahren fur Schraupen.— Staatsverlag der DDR, 1980.— 14 S.
34.	Государственный стандарт СССР. ГОСТ 1759.0-87 (СтСЭВ 4203-83). Болты, винты, шпильки и гайки. Технические условия.— М.: Изд. стандартов, 1988.— 24 с.
37.	Потапов В. Н., Мищик Б. С. Оценка работоспособности болтов, работающих на растяжение в стальных конструкциях//Промышленное строительство.— 1982.— № 5.— С. 23—25.
38.	Стеклов О. И., Галканов В. А., Сорокин В. Н. Многопозиционное оборудование для испытания материалов на коррозию под напряжением//Долговечность газонефтепромыслового оборудования и инструмента.— М.: МИНГ им. И. М. Губкина, 1985.— № 185.— С. 27—33.
555
Глава 14
НАПРАВЛЕНИЯ ИССЛЕДОВАНИЙ И РАЗВИТИЯ ОТЕЧЕСТВЕННЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ, ПЕРСПЕКТИВЫ НА БУДУЩЕЕ
§ 14.1 Отечественные металлоконструкции в ретроспективном плане.
В связи с осуществлением в нашей стране широкой программы индустриализации, начавшейся с тридцатых годов, производственная база металлоконструкций выросла в мощную отрасль. Заводы и специализированные монтажные организации были объединены в одну систему — Главсталькон-струкция, выполняющую основной объем строительства металлических конструкций, который за период 1930—1980 гг. увеличился более чем в 20 раз. В начале 30-х годов формируется отечественная школа проектирования металлических конструкций, ставящая перед собой задачи: экономии стали, упрощения изготовления и ускорения монтажа. Развитие металлургии и машиностроения послужило основой строительства стальных каркасов промышленных зданий, они и определили дальнейшее развитие металлоконструкций. Повторяемость конструкций промышленных зданий создала предпосылки для разработки типовых схем и конструктивных решений каркасов.
В 1939 г. были разработаны типовые секции одноэтажных промышленных зданий и их элементов со стальным каркасом (ферм, колонн, подкрановых балок и т. п.), а также введен вначале трехметровый модуль пролетов, в последствии замененный на шестиметровый. Типизированы также здания отдельных видов производств (мартеновские, прокатные и т. д.). Типизация распространилась на пролетные строения мостов, резервуаров, газгольдеров, радиобашен и пр. Типизация, а затем унификация и стандартизация в нашей стране стали одним из главных направлений развития металлоконструкций. Это направление способствовало быстрейшему осуществлению индустриализации нашей страны, поскольку существенно упростило проектирование конкретных объектов, а также способствовало резкому ускорению изготовления и монтажа металлоконструкций.
Также не следует забывать, что разработкой типовых решений занимались наиболее квалифицированные организации в области металлоконструкций, где эту тематику вели авторитетные специалисты. Вследствие чего, в весьма короткие сроки здания и сооружения, созданные на базе типовых решений, обладали необходимой прочностью и долговечностью.
В то же время типизация приводила к неизбежному перерасходу материала, поскольку габариты типовых зданий примерно на 8—12% превышали требуемые по технологии. Типизация ступеней нагрузки так же предопределяла определенный перерасход стали [ 1].
Для 50—70 годов характерным являлось широкое применение сталей повышенной прочности. В связи с развитием нефтяной, химической и металлургической промышленности получили широкое применение листовые конструкции. Их осуществление производилось с широким использованием автоматической сварки, в том числе и на монтаже, рулонированием листов и применением сталей повышенной и высокой прочности. [ 2]. Развитие радио, телевидения, электроники сопровождалось совершенствованием антенных устройств, завершившихся в 1978 г. созданием и транспортировкой на орбиту земли первого радио-телескопа [2]. Со второй половины двадцатого
556
столетия в западной Европе и США для перекрытия больших пролетов выставочных павильонов, спортивных сооружений, аэродромов и пр. интенсивно развиваются пространственные конструкции в виде оболочек, вантовых сеток, куполов, структур и пр. Проходившая Олимпиада 80 существенно способствовала развитию пространственных конструкций и в нашей стране, [3] были сооружены крупнейшие крытые стадионы с вантовыми, мембранными и структурными покрытиями, из которых наиболее грандиозным является Универсальный стадион «Олимпийский» (Москва) в виде эллипса размером в плане 224 X 183 м, перекрытый провисающей стальной мембраной. К приоритетным направлениям в развитии отечественных металлоконструкций 70—80 годов следует отнести:
— Разработку и освоение промышленностью экономичных гнутых и прокатных профилей. Это тонкостенные гнутые профили и в первую очередь прямоугольного сечения, а так же широкополочные двутавры. Бесфасоноч-ные фермы с применением тонкостенных замкнутых профилей нашли широкое применение. В фахверках, легких колоннах также широко используются замкнутые профили. За период 1978—1983 гг. Нижне—Тагильским металлургическим комбинатом строительству поставлено около 3 млн. тонн широкополочного проката, нашедшего широкое применение в стропильных фермах, структурах, рамах;
— Освоение промышленностью легких зданий комплектной поставки, в которых стеновое и кровельное ограждение осуществляются на основе профилированных стальных листов и синтетических утеплителей. Подобные здания поставляются в полном комплекте (каркас, ограждение, сантехника, отопительная система и в ряде случаев технологическое оборудование). В качестве несущих пролетных конструкций здесь широко использовались фермы «Молодечно», структуры и рамные конструкции [ 4];
— Использование в покрытиях больших пролетов растянутых поверхностей. В этих решениях рационально используются строительные материалы, где пролетная часть, работающая на растяжение, выполняется из стали, а опорный контур, работающий на сжатие, — из железобетона. Если традиционные покрытия состоят из несущих и ограждающих конструкций, то здесь они совмещены [ 4]. За этот период времени были осуществлены в Москве, Ленинграде, Фрунзе, Харькове и др. городах крупные и крупнейшие сооружения, перекрытые мембранами. К ним относятся упомянутый выше стадион «Олимпийский» с размерами в плане 224 X 189 м, велотрек в Крылатском ( 168 X 138 м), Универсальный зал в Измайлове с размерами в плане 66 X 72 м, перекрытый мембраной из нержавеющей стали толщиной 2 мм. В Ленинграде к Олимпийским играм было завершено строительство спортивного сооружения диаметром 160 м, перекрытого мембраной.
Напомним, что приоритет в создании таких покрытий принадлежит русскому инженеру В. Г. Щухову, который еще в 1896 г. перекрыл стальной мембраной центральную часть инженерно-строительного павильона на Всероссийской выставке в Нижнем Новгороде;
— Разработка конструкции и создание производственной базы для серийного изготовления металлических зернохранилищ. За рубежом хранению зерна непосредственно в сельском хозяйстве уделяется первостепенное значение и осуществляется в основном в стальных силосах. В нашей стране строительству металлических хранилищ не придавалось должного внимания, однако их исследования и опытное строительство осуществлялось на основе разработок ЦНИИСК, ВИМ, ВАСХНИЛ и др. институтов, при этом опираясь на опыт США, силоса принимались из тонкого оцинкованного листа с соответствующими подкреплениями. Проведенные исследования позволили разработать номенклатуру зернохранилищ с толщиной стенок
557
0,8—1,0 мм, по весовым показателям не уступающим лучшим иностранным аналогам, а так же организовать в системе «Росэлеваторстрой» Краснодарского края их поточное производство [ 4];
— Технология монтажа, главной тенденцией которой являлась скоростная сборка крупноразмерных элементов повышенной заводской готовности на уровне земли при максимальном снижении верхолазных работ. Наличие монтажных кранов большой грузоподъемности позволило осуществить крупноблочный монтаж. Были созданы технологические решения по конве-ерной сборке и монтажу блоков покрытия от 12 X 18 до 24 X 72 м и массой 500 т с фланцевыми соединениями на высокопрочных болтах. Этот метод монтажа позволил в сжатые сроки осуществить строительство таких гигантов отечественной индустрии, как ГАЗ, КамАЗ, «Атоммаш», цеха холодной прокатки углеродистой стали Новолипецкого металлургического завода, Красноярского завода тяжелых экскаваторов и др. Для монтажа листовых конструкций широко использовался отечественный способ, согласно которому полотнища заводского изготовления свертывались в габаритные рулоны, масса которых достигала 60 тн, разворачивались на монтажной площадке и по поточно-конвеерной системе объединялись с применением автоматической, в том числе электрошлаковой сварки.
§ 14.2	Проводимые исследования и практикуемая методика расчета
Как известно исследования подразделяются на экспериментальные и теоретические, при этом на основе первых развиваются вторые. Экспериментальные исследования направлялись на изучение новых марок стали, конструктивных решений и способов соединений, а также на совершенствование традиционных конструкций и устранения в них излишних резервов прочности. Для металлографического анализа высокопрочных сталей широко применялся электронно-микроскопический анализ, степень развития текстуры при термомеханическом упрочнении анализировалась рентгеноструктурными методами; впервые были использованы методы электронно-фрактографического анализа излома.
Традиционные испытания на ударный изгиб обогащены возможностью записи диаграммы разрушения асцилографическим способом. Учитывая интенсивное строительство многих отраслей промышленности в районах с пониженной температурой актуальность приобрела проблема предотвращения хрупкого разрушения при температуре ниже минус 40° С. Исследования в этой области проводились в ЦНИИПСК имени Мельникова позволили разработать нормы и в последствии стандарт на низколегированные стали, удовлетворяющие этим требованиям. В связи с дефицитом легирующих добавок, в ЦНИИСК проводились исследования, направленные на повышение хладостойкости и прочности обычной малоуглеродистой стали [5]. Было показано, что при термоупрочнении проката из обычной стали одновременно достигается повышение прочности и хладостойкости [6]. Уделялось также внимание свариваемости термоупрочненных малоуглеродистых сталей. Так же было показано, что при определенных конструктивных мероприятиях, понижающих концентрацию напряжений, возможно использовать малоуглеродистую сталь при температурах до минус 50° С [5].
Как известно, многократно повторяющаяся нагрузка, действующая на подкрановые балки, способна вызвать усталостные разрушения. В связи с этим проводились экспериментально-теоретические исследования и создавались, например в ЦНИИСК, специальные испытательные установки
558
максимально приближающие эксперимент к натурным условиям эксплуатации балки.
Параллельно с экспериментом разрабатывалась методика расчета на выносливость и устойчивость, а также совершенствовались конструктивные формы балок. Не меньшее внимание уделялось исследованиям соединений как на высокопрочных болтах так и обычных болтах нормальной точности. Считалось, что высокопрочные болты работают на растяжение (при их натяжении), а соединение обеспечивается трением. Исследованием установлено, что после начального сдвига остается значительный резерв дальнейшему сопротивлению сдвига, связанный с упруго-пластическими деформациями смятия.
Основываясь на деформационном критерии, представилась возможность суммирования сопротивлений смятию и сил трения.
Исследования соединений на обычных болтах, работающих на срез и смятие, показали возможности существенного увеличении расчетных сопротивлений на смятие, что было реализовано в нормах. Исследования, проводимые в ЦНИИСК в области сварных соединений, легки в основу существующих положений проектирования. Здесь использовалась новая расчетная модель соединений, основанная на тезисе: «чем тоньше сварные швы, тем надежней работа конструкции» (понижаются остаточные напряжения и исключается трещинообразование), а также новый принцип установления расчетных сопротивлений. Все это позволило существенно уменьшить размеры угловых швов, а также применять односторонние угловые швы. В целом эти положения позволили сократить объем наплавленного металла на 40—50% без снижения надежности и несущей способности.
Наиболее крупным научным достижением за этот период времени стал разработанный отечественными учеными во главе с Н. С. Стрелецким метод расчета строительных конструкций по предельным состояниям. В этом методе общий коэффициент запаса расчленен на три коэффициента: однородности, перегрузки и условий работы. Было сформулировано понятие предельных состояний, введены понятия нормативных и расчетных нагрузок, в последствии была расширена система расчетных коэффициентов.
В последние годы значительное место уделялось исследованиям упругопластических свойств как материала, так и конструкций и в соответствии с получаемыми результатами в нормах допускалось частичное пластическое деформирование стали. Учет упруго пластической работы отдельных элементов позволял на 6—12% снижать их весовые показатели.
Дальнейшее совершенствование методов расчета, базирующееся на более строгой оценке действительной работы конструкции, в том числе с учетом оптимизации на стадии подбора сечений, позволило в 1982 г. ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с другими организациями разработать СНиП П-23—81, обеспечивающий дополнительно экономию стали в строительных металлоконструкциях порядка 0,5 млн. т в год.
Сопоставление отечественных и зарубежных норм проектирования показало, что отечественные нормы находятся на уровне наиболее прогрессивных нормативных документов зарубежных стран и, в ряде случаев, превосходят их, поскольку обеспечивают более полное использование свойств стального проката и возможность работы элементов в упругопластической стадии.
Однако зарубежные нормы уделяют большее внимание определению расчетных длин сжатых и сжато-изгибаемых элементов и дают решение многих частных задач, не рассмотренных в отечественных нормах. Значения предельных гибкостей в зарубежных нормах для сжатых элементов приняты 200—250, а для растянутых — 240—300, что примерно в 1,5—2 раза выше, чем в отечественных. Заметим, дальность отечественных перевозок метал-
559
локонструкций часто с перегрузками на гужевой транспорт вынуждает элементы конструкций принимать не столь гибкими как это принято за рубежом. С другой стороны, минимальное значение коэффициента надежности по материалу в СНиП П-23—81* принято равным 1,025—1,05, что гораздо ниже чем в любых иностранных нормах. При столь низком значении коэффициента для обеспечения необходимой надежности конструкции применяются искусственные приемы.
§ 14.3	Соображения о состоянии
и путях развития отечественных металлоконструкций
Проведенные за последние годы широкие обследования несущих каркасов, особенно производств с агрессивной средой, во многих случаях показали неудовлетворительное состояние конструкций, ремонт и восстановление которых производился эпизодически и недостаточно серьезно. Поэтому одной из первоочередных задач является сохранение того производственного потенциала, которым располагает наша страна. Необходимо изыскать средства к привлечению компетентных научных организаций по систематическому освидетельствованию всех металлоконструкций, срок эксплуатации которых превышает 10—15 лет.
Трудно представить, что в настоящее время была возможность существенного приобретения иностранной новейшей технологии для изготовления конструкций, поэтому необходимо пристальное внимание уделить наиболее эффективному использованию ранее приобретенной и шире применять эффективные отечественные металлоконструкции, могущие быть изготовленными на существующих заводах, не оснащенных новейшей технологией. Несомненно будет развиваться строительство небольших зданий и сооружений сельскохозяйственного назначения (зернохранилища, зернотока и пр. зерноперерабатывающие производства) за счет сокращения каркасов зданий и сооружений иного производственного назначения.
Если учесть, что к настоящему времени рост стоимости проката в 4—6 раз превысил рост стоимости рабочей силы, то в обозримом будущем, становится более целесообразным снижать вес конструкций за счет более тщательного проектирования, допуская разумное усложнение изготовления.
В области металлических ограждений необходимо по возможности отказываться от рулонных кровель, а в стеновых ограждениях шире использовать послойный монтаж.
Существовавшая ранее тенденция к увеличению в строительстве сталей повышенной и высокой прочности останется и на будущее. Весьма целесообразно увеличить объем выпуска термоупрочненной стали, повышение прочности которой достигается без легирующих добавок, особенно дефицитных, к тому же эта сталь пригодна для северного исполнения. Удельный объем эффективных профилей горячей прокатки и холодного формования должен быть повышен. В перспективе должно произойти перераспределение структуры металлопроката: объем листового проката увеличится в основном за счет роста тонкого листа. Доля сортовой стали будет снижаться при одновременном росте широкополочных двутавров и тавров.
Положительный экономический эффект дает замена стали алюминиевыми сплавами для объектов, сооружаемых в отдаленных и труднодоступных местах, а также сборно-разборного строительства Севера, Сибири и Дальнего Востока. Безусловно будут увеличиваться мощности по изготовлению легких конструкций комплектной поставки, в том числе для нужд сельского хозяйства: как зданий так и сооружений по хранению зерна.
560
В ассортименте легких конструкций комплектной поставки следует выделить рамы, комплектуемые из элементов переменного по длине сечения, а также решетчатые рамы из прокатных уголков и тонкостенных открытых профилей, масса которых на 20% ниже массы сплошностенчатых рам.
Целесообразно применять в промышленном строительстве тонкостенные балки с неподкрепленной ребрами стенкой, что почти полностью исключает ручной труд при изготовлении.
Рекомендуется применять более крутые кровли и переходить от рулонного ковра на металлические кровли.
Весьма целесообразным и представляются композитные конструкции, такие как сталежелезобетонные, сталедеревянные или сталеалюминиевые. В этих конструкциях используются положительные свойства каждого материала. Например, в большепролетных мембранных или вантовых покрытиях пролетная растянутая часть выполняется из листовой стали или высокопрочных канатов, хорошо работающих на растяжение, а опорный сжатый контур — из железобетона, хорошо воспринимающего сжатие. Были предложения в верхние пояса трубчатых ферм нагнетать цементный раствор и тем самым существенно понизить общий расход стали. В легких зданиях возможно при использовании алюминия в пролетной части опорные части выполнять из стали. Что касается дерево-металлических конструкций, то уже традиционно почти во всех пролетных конструкциях растянутые элементы выполнены из стали.
Мембранные покрытия небольших пролетов. Помимо перекрытия больших пролетов, о чем упоминалось выше, целесообразно применение мембран для покрытий средних и сравнительно небольших пролетов торговых и производственных зданий, включая здания сельскохозяйственного назначения. В этом случае толщина мембраны не превышает 1—2 мм, а опорный контур изготавливается из прокатных швеллеров. Разработаны здания пролетом от 18 до 36 м с шагом колонн 6—12 м [7]. Благодаря совмещению мембраной несущих и ограждающих функций общий расход стали здесь на 18—20% меньше, нежели в любых других легких конструкциях со стальным профилированным настилом, к тому же здесь не требуются мероприятия по специальной огнезащите (см. выше). Подобные покрытия в ограниченных масштабах изготавливаются на Белгородском ЗМК. применительно к зернотокам. Наиболее индустриальным способом получения полотнищ является разрезка по прямолинейной образующей тонкостенных труб большого диаметра изготавливаемых из металлических лент спирально-навивным методом. На заводах б. Минмонтажспецстроя СССР существуют высокопроизводительные установки по изготовлению таких труб диаметром до 2 м и толщиной стенки 1—2 мм.
Перспективно использование мембран также в качестве перекрытия многоэтажных зданий. Здесь мембрана имеет форму провисающей поверхности (со стрелой провисания, равной 1 /120—1/250 пролета), по которой и сверху располагаются ребра, нижняя поверхность которых повторяет очертание мембраны, а верхняя — прямолинейна. По ребрам укладываются железобетонные плиты, воспринимающие распор и образующие пол помещения. Сравнение с ферменными решениями и системой перекрестных балок показало существенное преимущество рассматриваемого варианта как по высоте перекрытия, так и расходу стали. Спортпроект при участии ЦНИИСК разработал несколько конструктивных решений мембранных перекрытий, одно из которых осуществлено при реконструкции Дворца культуры в г. Вятские Поляны Кировской области [ 8].
Практика строительства имеет примеры использования мембран также для реконструкции промышленных объектов практически почти без оста
561
новки производства последних. Гак, на заводе «Компрессор» (Москва) необходимо было сменить покрытие с деревянными фермами. Для этой цели по разработкам НИИЖБ на существующую кровлю укладывались мембранные полотнища и сваривались друг с другом. По стенам возводился опорный контур из трубобетона. после приварки мембраны к контуру существующие фермы и кровля постепенно удалялись почти без остановки производственного процесса завода.
Сварные балки с гибкими неподкрепленными стенками. В настоящее время стали применяться сварные двутавровые балки с гибкой подкрепленной ребрами стенкой, которые на 20% легче традиционных балок с устойчивой стенкой. Однако приварка ребер, осуществляемая вручную, существенно замедляет основной процесс автоматизированной сварки стенки с полками. Проведенные за последние годы исследования показали возможность эксплуатации балок с гибкой, не подкрепленной ребрами стенкой. Учитывая это, целесообразно внедрение подобных конструкций в производство, что существенно облегчит процесс изготовления.
Металлические зернохранилища. По данным отечественных и международных специализированных институтов, ежегодно потери зерна в Российской Федерации составляют 25—30% выращенного урожая; в то время как в США потери зерна после сбора урожая составляют порядка 1%. Столь же серьезно организовано хранение зерна в Канаде, Германии, Англии, Франции и других развитых странах.
Потери зерна в нашей стране в основном обусловлены отсутствием зернохранилищ непосредственно в местах сбора урожая. По данным Минсельхоза, в настоящее время 80% зерна остается в хозяйствах, что составляет порядка 80—90 млн. т. Поэтому проблема сохранения зерна непосредственно в сельских хозяйствах стала чрезвычайно острой и требует безотлагательного решения.
В ведущих зернопроизводящих странах основным типом сооружений для хранения зерна и семян является хранилище из металлических силосов. Металлические зернохранилища по сравнению с железобетонными имеют минимальную сметную стоимость (в 2,5—3 раза), более низкую трудоемкость возведения (в 3—7 раз) меньший расход бетона (в 4—7 раз), в отдельных случаях более низкий расход стали (на 3—10%). В настоящее время фирмы США, Канады, Германии, Франции и других странах изготавливают большое количество сборных металлических силосов различной номенклатуры.
Таким образом, целесообразно развивать в больших масштабах строительство металлических зернохранилищ, с тем, чтобы в ближайшие 4—6 лет удовлетворить запросы сельского хозяйства. Заметим, что для этой цели потребуется порядка 1,5—2 миллиона тонн стали. Учитывая грандиозность проблемы и требуемые объемы металла, необходимо использование наименее металлоемких тонкостенных хранилищ, изготавливаемых за рубежом и в пределах нашей страны. В этом отношении целесообразно кооперирование с фирмой «Батлер», а также развивать тонколистовые хранилища системы ЦНИИСК, не уступающие по весовым показателям «Батлеру», производство которых налажено в Краснодаре в системе Росэлеваторстрой.
За последнее время хорошо себя оправдали быстровозводимые ангары цилиндрической формы мембранно каркасной конструкции, осуществляемые в системе Росэлеваторстрой. Они изготавливаются с использованием профилированных панелей и нашли применение не только для хранения зерна, но и промышленного и сельскохозяйственного инвентаря.
Что касается разработок хранилищ с использованием рулонных заготовок с толщиной листа 3—5 мм, то ввиду большого дефицита в хранилищах первое время их производство целесообразно, однако в дальнейшем учитывая,
562
что по затрате материала они в 1,5—2 раза уступают тонколистовым, то едва ли найдут заказчиков. Алюминиевые зернохранилища с толщиной стенки 3—5 мм будут в несколько раз дороже стальных и также не найдут покупателей.
Использование алюминия в несущих строительных конструкциях. Как отделочный и ограждающий строительный материал алюминий нашел достаточно широкое применение в общественных зданиях и частично промышленных (стеновые панели, оконные переплеты, витражи, перегородки, двери, тамбуры и пр. выполненные из анодированного алюминия.).
Вместе с тем, если учесть высокую прочность алюминия, малый вес (примерно в 3 раза меньше чем стали), коррозионную стойкость, технологичность, а также возможность эксплуатации при низких температурах возникает вопрос, почему он сравнительно мало используется в отечественных несущих конструкциях?
Принято объяснять это высокой, относительно стали, стоимостью алюминия, пониженным модулем упругости и пределом выносливости, а главное, его дефицитностью, связанной в основном с большим объемом продажи алюминия за рубеж.
Однако экономически оправдано применение алюминия при особых условиях эксплуатации, например, высокой химической агрессии, взрывоопасных производств и пр., а также в Северной строительно-климатической зоне и в сейсмических районах.
Легкость алюминиевых конструкций и относительная простота их доставки способствуют сокращению сроков строительства и, как следствие, более раннему вводу сооружения в эксплуатацию, что в ряде случаев может во много раз окупить перерасходы, связанные с единовременными затратами.
Исходя из сказанного напрашивается вывод если не о пересмотре продажи алюминия за рубеж, то, по крайней мере, некотором его сокращении, с выделением ощутимой части алюминия для использования его в первую очередь в указанных выше ограниченных областях.
Металлические ограждения. Одним из существенных недостатков применяемых у нас в стране кровельных покрытий с использованием стального профилированного настила является его большая масса, включающая в себя гравийную защиту от пожара, четыре слоя рубероидного ковра, жесткие минераловатные плиты утеплителя, один слой рубероида пароизоляции общей массой 105 кг/м2. Вынесение стального настила наружу и использование его в качестве гидроизоляции позволит уменьшить вес кровельного покрытия в 5 раз и упростить монтажные работы, позволит избежать сезонности, связанной с мокрыми процессами рулонной кровли.
Широкие обследования состояния кровель и несущих конструкций цветной металлургии показало в ряде случаев неудовлетворительное состояние конструкций, вызванное в основном протечкой кровли, особенно опасной при агрессивных средах.
В ближайшие годы необходимо уделить первостепенное внимание ремонту существующих кровель, а в проектируемых зданиях применять более крутые кровли и по возможности переходить от рулонных на металлические кровли.
Помимо панельных решений целесообразно шире использовать конструкции полистовой сборки с металлическим гидроизоляционным слоем как на кровле, так и стенах.
В связи с ужесточением требований по охране окружающей среды и необходимостью устранения взрыво- и пожароопасности при выполнении противокоррозионной защиты, следует шире использовать лакокрасочные материалы на водной основе, например, типа «Фанкор». Параллельно необходимо на производстве металлоконструкций создание линий по металлизации их алюминием-
563
Научные исследования. Переходя к научным исследованиям отметим, что в настоящее время и в обозримом будущем экспериментальные исследования из-за большой стоимости их проведения, резко сокращены, к тому же количество аспирантов, руками которых в основном они осуществлялись, сократилось в 4—5 раз. Что касается теоретических исследований, то исходя из того, что они не имеют ежеминутного выхода, они мало субсидируются и осуществляются на энтузиазме. Несмотря на неутешительную картину в области исследований ранее был накоплен большой, экспериментальнотеоретический материал, который может быть переосмыслен применительно к актуальным задачам современного строительства. Качественно новое направление металлических конструкций связано с наличием тонкостенных профилей и сталей повышенной прочности. Если в тяжелых конструкциях, элементы которых по длине имеют постоянные сечения, развитие пластических деформаций в локальных зонах не угрожало несущей способности системы в целом, то сейчас, например, в рамах, элементы которых по длине имеют различную высоту сообразно эпюре изгибающих моментов, невозможно допустить пластическое состояние материала, оно неизбежно приведет к обрушению. Таким образом во многих современных, особенно тонкостенных конструкциях устойчивость системы, в том числе изгибно-крутильная определяет несущую способность при упругом состоянии материала.
Безусловно будут продолжаться исследования надежности и долговечности металлических конструкций при различных воздействиях на сооружение и отдельные его элементы, в первую очередь на крановые пути. Внимание должно уделяться долговечности металлических конструкций, эксплуатируемых в агрессивных средах.
Не менее важны исследования технологических процессов изготовления конструкций, как фактора их надежности.
— Нормы проектирования и расчет. Дальнейшее развитие норм проектирования предполагается осуществлять путем перевода их на принципиально новую вероятностную основу расчетов, что может иметь не меньшее значение, чем сделанный в свое время переход от расчетов по допускаемым напряжениям к расчетам по предельным состояниям. В отличие от существующего, вероятностный подход предполагает разработку методов расчета отдельных элементов и их соединений с требуемым уровнем надежности в форме, пригодной для нормативных документов. При этом вероятностные методы не противопоставляются методам расчета по предельным состояниям, а являются их дальнейшим развитием, на основе использования соответствующих детерминированных расчетов и критериев отказов, без применения частных коэффициентов надежности. Все это будет способствовать повышению рав-нонадежности всех составных элементов конструкции. Применительно к конкретным объектам целесообразно подготавливать програмное обеспечение для современных средств вычислительной техники, поскольку автоматизации поддаются все основные стадии проектирования.
§ 14.4	Первоочередные задачи строительства отечественных металлоконструкций.
Общая тенденция зарубежного развития металлоконструкций, заключающаяся в увеличении массы листового проката за счет фасонного, как отмечалось выше, будет осуществляться и в отечественной практике, поскольку она открывает большие возможности реализации идеи тонкостенных менее металлоемких элементов и существенно упрощает комплектацию исходного материала.
564
Эта тенденция в ближайшие годы в нашей стране получит доминирующее значение поскольку отечественная база по изготовлению металлоконструкций не ограничена металлорежущими агрегатами, что же касается иностранных закупок, то в ближайшие годы они мало вероятны. В создавшихся условиях идею «тонкостенности» рекомендуется осуществить в частности за счет использования тонкого листа, работающего по мембранной схеме.
—- Каркасы промышленных зданий. Если в предшествующий период развития отечественного металлостроительства его основой являлись стальные каркасы промышленных зданий, то в настоящие и ближайшие годы это направление едва ли будет столь главенствующим и не сможет, как ранее, задавать тон в металлоконструкциях. В связи с этим, практиковавшиеся ранее, жесткие схемы типовых секций пром, зданий и их элементов будут ослаблены. В первую очередь в промышленных зданиях начнут смелее отказываться от шести метрового модуля и осуществлять их проектирование исходя из габаритов технологического оборудования. Такой подход, как показывает опыт иностранного строительства, способствует (относительно модульного) снижению производственных площадей на 8—12%;
— Пути экономии стали. В отличие от более раннего времени, когда стоимость стального проката была соизмерима со стоимостью рабочей силы, сейчас его стоимость существенно превысила стоимость рабочей силы. В связи с этим более остро возникает вопрос экономии стали, которая в определенной мере может быть достигнута за счет отступления от типовых решений и в ряде случаев разумного усложнения изготовления. Учитывая, что хорошо зарекомендовавшие в свое время типовые решения создавались при совершенно других соотношениях цен на материалы, транспорт и рабочую силу, целесообразно пересмотреть эти решения с учетом сложившихся к настоящему времени реалий;
— Использование имеющихся производственных площадей. В ближайшие годы едва ли представится возможность наращивать выпуск, например, приоритетных легких металлических конструкций, за счет организации новых специализированных заводов, оснащенных импортной технологией. В настоящих условиях, очевидно, следует большее внимание уделить наиболее прогрессивным отечественным разработкам, не уступающим или мало уступающим по расходу материала зарубежным, но которые могли бы изготавливаться из более употребляемого проката на недогруженных сейчас заводах металлоконструкций. Например структурные конструкции из прокатных профилей в недалеком прошлом изготавливались на неспециализированных заводах, при этом с их применением в общей сложности перекрыто 7,5 миллионов м 2 производственных площадей;
— Термически упрочненный прокат. Благодаря дефицитности легирующих добавок объем применения низколегированных сталей у нас в стране всегда был меньше требуемого. Учитывая это, в ЦНИИСК, ЦНИИПСК и других институтах проводились исследования малоуглеродистых сталей, упрочненных по специальной технологии в потоке стана. Такой прокат из малоуглеродистой стали приобретает высокую прочность и хладостойкость. Листы толщиной до 10 мм повышенной прочности (<гт 350 МПа) и высокой хладостойкостью (гарантии по ударной вязкости при минус 70° С) выпускает Череповецкий МК. Фасонный прокат в сортаменте среднесортного стана с пределом текучести до 500 МПа и гарантиями по ударной вязкости при минус 70° С выпускается на Западно-Сибирском МК.
Показано, что рассматриваемые виды проката имеют высокие эксплуа
565
тационные и технические свойства: металл не разупрочняется при сварке, не смотря на высокий уровень предела текучести (до 440 МПа), сварные соединения обладают высоким сопротивлением хрупким разрушениям, переменным нагрузкам и коррозионным воздействиям. Очевидно объем применения термоупрочненного проката целесообразно увеличивать.
— Использование малоуглеродистых сталей в Северном исполнении. На основании исследовательских работ, проведенных в ЦНИИСК обоснована возможность применения малоуглеродистых сталей толщиною до 16 мм взамен низколегированных в сжатых и сжатоизогнутых элементах для конструкций северного исполнения. При годовом объеме применения до 50 тыс. т низколегированной стали для колонн и стоек в климатических районах с температурой от минус 40° С до минус 50° С замена ее на малоуглеродистую сталь позволит существенно сократить сроки строительства благодаря облегчению комплектации недифицитным металлом. Изысканию возможности изготовления фундаментных болтов из малоуглеродистой стали при низких температурах проводимые в ЦНИИСК [ 5], установлена возможность использования в фундаментных болтах стали марки ВСтЗпс и стали марки 09Г2С в климатических районах с расчетной температурой минус 50° С и минус 65° С соответственно;
— Расширение номенклатуры модульных зданий. В условиях создания малых производств в настоящее время распространение получают здания модульного типа, поставляемые комплектно. Целесообразно имеющую номенклатуру каркасов этих зданий расширить применительно к возможностям неспециализированных заводов. В частности полезно включить в номенклатуру легких конструкций решетчатые рамные конструкции, изготавливаемые из прокатных профилей. По имеющимся в ЦНИИСК данным это решение, помимо возможности его осуществления в общестроительных условиях, позволяет понизить до 15% расход стали и объем стенового ограждения, а также трудоемкость изготовления до 25%.
— Облегчение отечественных кровель. Если сравнивать отечественные легкие металлические конструкции с иностранными, то по конструктивным решениям отечественные не уступают иностранным, однако их масса на 20—25% больше массы иностранных, что объясняется превышением примерно в 4—5 раз собственной массы отечественных рубероидных кровель, имеющих противопожарную гравийную защиту. Целесообразно интенсивней переходить на металлические кровли. Помимо облегчения массы здания это позволит исключить сезонность в кровельных работах.
— Металлические зернохранилища. Сельскохозяйственные предприятия России испытывают острую нехватку зернохранилищ. Начало решения этой проблемы было положено освоением на Краснодарском заводе «Элеватор-стройдеталь» металлических зернохранилищ на 2000 т зерна. Эти зернохранилища соответствовали мировому уровню (например, продукции фирмы «Батлер» США) их стоимость в ценах 1984 г не превышала 120— 140 тыс. руб. и они пользовались широким спросом. С учетом инфляции к концу 1994 г. их стоимость составила 600 млн. руб. и стала недоступна потребителю, что привело к остановке производства. Предварительные проработки с участием ЦНИИСК и ВИМ показали, что в сложившихся условиях целесообразно создание металлических зернохранилищ малою вместимостью, порядка 25—60 т, что оптимально для фермерских и небольших колхозных хозяйств. Эти хранилища обладают уменьшенным энергопотреблением, обеспеченным за счет: устройства подсилосного этажа с выгрузкой самотеком и создания естественной вентиляции (при устройстве лишь резервной принудительной вентиляции).
566
Виктор Иванович Трофимов
Почетный академик Академии архитектуры и строительства России Виктор Иванович Трофимов широко известен в нашей стране и за рубежом как крупный ученый и изобретатель в области металлических конструкций. На протяжении многих лет он возглавляет отечественную школу по исследованиям и разработке новых видов стальных и алюминиевых конструкций различного назначения.
Более 60 лет отдано любимому делу. В
1930 году В.И. Трофимов поступил в Московский архитектурно-строительный техникум. В 1935 году он начинает работать проектировщиком в должности техника - конструктора Гипроспецхима, одновременно учась на вечернем отделении в Московском институте коммунального строительства. Институт он окончил в первые дни Великой Отечественной войны (июль 1941 г.) и уже в августе был призван в армию и направлен на курсы лейтенантов. С января 1942 года - в действующей армии на должности помощника командира оперативного отдела саперной бригады. В октябре 1943 года - тяжелораненый, после 8-месячного пребывания в госпиталях демобилизован. За участие в боевых действиях В.И. Трофимов награжден орденами Отечественной войны I и II степеней, Красной Звезды и пя
тью медалями.
С 1944 по 1949 год В.И. Трофимов работал в «Союзстройпроек-те» на должности инженера-конструктора. В 1950 году поступил в аспирантуру ЦНИИСК (ЦНИИПС). С той поры и по настоящее время деятельность В.И. Трофимова связана с ЦНИИСК имени Кучеренко. Здесь он в 1952 году защитил кандидатскую, а в 1965 году -докторскую диссертации. Последние 15 лет Виктор Иванович возглавляет лабораторию металлических конструкции ЦНИИСК, приняв эстафету у В.А. Балдина, руководившего лабораторией 40 лет.
В первые годы работы в ЦНИИСК В.И. Трофимовым были проведены широкие исследования упругопластических свойств строительной стали при различных видах сложного нагружения, а также пространственных стержневых конструкций, в том числе таких распространенных, как опоры линий электропередачи. Им была разработана теория расчета этих систем с учетом пластической работы материала, послужившая основой для составления норм по проек
567
тированию опор линий электропередачи и ряда разделов норм по проектированию других стальных строительных конструкции.
На рубеже 60 - 70 годов В.И. Трофимов возглавляет в ЦНИИСК направление, связанное с разработкой алюминиевых строительных конструкций. Экспериментальные исследования, проведенные под руководством В.И. Трофимова, позволили создать новые виды преднапряженных алюминиевых панелей ограждений стен и кровли, подвесных потолков из рулонированных алюминиевых лент и многое другое. Применение этих конструкции резко сократило трудозатраты и стоимость строительства.
Наиболее ярко талант В.И. Трофимова как исследователя, конструктора и организатора работы большого научного коллектива проявился в 70 - 80-е годы. Поражает широта научных интересов В.И. Трофимова. Структурные плиты покрытий и облегченные рамные конструкции, мембранные и ленточные оболочки, несущие конструкции, работающие совместно с ограждением, и металлические зернохранилища мембранно-каркасного типа, конструкции башенного типа со структурным каркасом и облегченные опоры линий электропередачи. При этом, принимаясь за разработку конструкции, он всегда предвидел практический результат. Щедро генерируя идеи, он реализовал их с помощью своих многочисленных учеников. Трудно найти пример, когда бы эти идеи не нашли воплощение на практике.
В начале 70-х годов В.И. Трофимовым были предложены и под его руководством разработаны и исследованы получившие широкое распространение конструкции из прокатных профилей с соединениями на болтах. Одновременно вместе с А.Я. Бродским он решает проблему соединения труб в узлах трубчатых конструкций с помощью ванной сварки, что избавляло узлы от специальных соединительных элементов и существенно упрощало сборку, Эта технология с успехом применялась при сооружении Дворца спорта в Иркутске, крытого рынка в Тольятти и на ряде других объектов.
В первой половине 70-х годов трофимовские идеи реализуются при сооружении мембранных покрытий двух крупных сооружений: Харьковского плавательного бассейна (провисающая алюминиевая мембрана пролетом 60 м, с продольно-поперечными ребрами жесткости) и Дворец спорта в городе Фрунзе (покрытие цилиндрической формы из нержавеющей стали).
Это явилось прелюдией к возведению объектов Олимпиады-80 в Москве, четыре из которых - наиболее масштабные - можно назвать бенефисом В.И. Трофимова.
568
Каминский Адольф Михайлович
Уроженец города Тобольска Тюменской области, А.М. Каминский после окончания в 1958 г. Уральского политехнического института 10 лет работал в тресте «Уралсталькон-струкция» мастером, прорабом, главным инженером СМУ. Возглавляемые им коллективы монтажников строительных конструкций возводили крупные металлургические, химические, машиностроительные предприятия в Челябинске, Березниках, Перми, участвовали в монтаже металлоконструкций
Кремиковского металлургического комбината в Болгарии.
С 1968-го по 1975 г. А.М. Каминский - главный инженер треста
«Волго-стальконструкция» (г. Горький). В эти годы велась коренная реконструкция Горьковского автозавода и его спутников. Здесь Адольф Михайлович становится одним из инициаторов и руководителей разработки и внедрения (впервые в нашей стране) конвейерного метода сборки и монтажа покрытий производственных зданий крупными блоками. Такая технология позволила увеличить производительность труда в 2-3 раза. Эта работа была удостоена Государственной премии СССР за 1974 год.
В 1975 году А.М. Каминского назначают главным инженером треста «Белгородстальконструкция», где он возглавляет техническое руководство монтажом сложных стальных и сборных железобетонных конструкций поточно-конвейерным методом на строительстве Стойленского и Лебединского горно-обогатительных комбинатов. При этом методе строительства одновременно сооружались фундаменты, а также выполнялись работы по крупноблочному монтажу технологического оборудования и технологических коммуникаций.
По инициативе А.М. Каминского трест «Белгородстальконструкция» впервые в мировой практике осуществил конвейерным методом сборку и монтаж мощных шахтных печей прямого восстановления железа на Оскольском электрометаллургическом комбинате. Технология бездоменного производства стали была разработана в Германии, оттуда же были поставлены и печи.
В 1982 г., после завершения учебы в Академии народного хозяйства при Совете Министров СССР, А.М. Каминский становится главным инженером ВППСО «Союзлегконструкция» Минмонтаж-
569
спецстроя СССР. В этой роли он проявил себя как высокоэрудированный инженер-новатор, приняв активное участие в создании новых эффективных легких металлических конструкций (ЛМК). При его непосредственном участии создается межотраслевой научно-технический комплекс (МНТК) «Легконструкция». Объединение смежных организаций из разных отраслей строительного производства способствовало освоению технологий производства эффективных конструкционных материалов и комплектующих изделий для ЛМК более высокого уровня. Разработанный сортамент профнасти-ла повышенной несущей способности из тонколистовой оцинкованной стали, применяемого для больших пролетов производственных корпусов, позволил снизить массу промышленных зданий в 3-4 раза. Это обеспечило значительное снижение материалоемкости в строительстве.
В 1990 г. А.М. Каминского назначают вице-президентом по науке и технике концерна «Стальконструкция», где он успешно занимается внедрением ЛМК.
В 1992 г. Адольф Михайлович создал и возглавил акционерное общество «Стальстрой», которое ведет комплексное строительство объектов с применением традиционных и легких металлических конструкций для различных отраслей народного хозяйства как в России, так и в других странах СНГ.
За успехи в строительстве АО «Стальстрой» избрано ассоциированным членом Российской академии архитектуры и строительных наук (РААСН), а А.М. Каминский избран советником РААСН.
В сентябре 2000 года Совет директоров ОАО «Объединение Со-юзлегконструкция» избирает А.М. Каминского Генеральным директором.
570
ИСПОЛЬЗОВАННАЯ ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 14
1.	Металлические конструкции под ред. Е. И. Белени. М.; Стройиздат, 1985.
2.	Развитие металлических конструкций. Работы школы Н. С. Стрелецкого под ред. В. В. Кузнецова. М.; Стройиздат, 1987.
3.	Дыховичный 1О. А. Большепролетные пространственные мембранные и висячие покрытия Олимпийских сооружений, М.; Стройиздат. 1981.
4,	Новые формы легких металлических конструкций под ред, В. И, Трофимова. Издательство «Знание» (Информационное научно-производственное агентство), М. 1993.
5.	Горпинченко В. М.. Ведяков И. И., Потапов В. Н. О применении углеродистой стали для сварных двутавровых балок при низких температурах. Строительная механика и расчет сооружений, 1990, №5.
6.	Барышев В М.. Одесский П. Д., Гладштейн Л. И. и др. Термически упрочненный фасонный прокат для строительных конструкций. Монтажные и специальные работы в строительстве. 1988, №3.
7.	Еремеев П. Г. Конструктивные решения и технико-экономический анализ мембранных покрытий зданий массового применения. Издательство «Знание» (Информационное научно-производственное агентство), М. 1993. С. 189-198.
8.	Микулин В. Б., Илленко К. Я. Междуэтажное перекрытие мембранного типа. Новые формы и прочность металлических конструкций. М, Стройиздат. 1989. С. 23—30.
9.	Соломитов В. И. Долговечность строительных материалов. Долговечность материалов, конструкций и сооружений, оценка, прогноз. Изд. Российской академии архитектуры и строительных наук (РАЛСН). 1994. М. С. 3—12.
10.	Булгаков С. Н. Об ориентации научных исследований Академии на решение актуальных проблем строительного комплекса России. Долговечность материалов, конструкций и сооружений, оценка, прогноз. Изд. РААСН. 1994. М. С. 33—39.
11.	Бельский Г. Е, Проектирование элементов стальных конструкций с требуемым уровнем надежности, Металлические конструкции. Работы школы проф. Н, С. Стрелецкого. Изд. Моск. Гос. Ун-та (МГСУ), 1995. С. 56—6],
12.	Стрелецкий Н. С. Избранные труды. М.: Стройиздат, 1975, с. 422.
13.	Ржаницин А. Р. Теория расчета строительных конструкций на надежность. М.: Стройиздат, 1978.
14.	Новые направления оптимизации в строительном проектировании. М: Стройиздат, 1989.
15.	Аугуста Г.. Баратта А., Кашшпани Ф. Вероятностные методы в строительном проектировании.— М., Стройиздат, 1988.
16.	Перелнмутор А. В. Об оценке живучести несущих конструкций. Работы школы проф. Н. С. Стрелецкого. Г ос. ун-т. — М.: МГСУ, 1995.
17.	Холопов И. С. Оптимальное проектирование стержневых металлических конструкций с использованием новых оптимизационных моделей. Работы школы проф. Н. С. Стрелецкого. Гос. ун-т.— М,: МГСУ, 1995. С. 78—84.
18.	Холопов И. С. Оптимизационная модель объема статически неопределимых стержневых систем при нескольких загружениях. Изв. вузов; Сер. «Стр-во и арх». 1980. № I.
]9.	Сильвестров А. В. Масштабный эффект при хрупком разрушении элементов стальных конструкций. Работы школы проф. Н. С. Стрелецкого. Гос. ун-т.— М.; МГСУ, 1995. С. 96—103.
20.	Сильверстов А. В. Хладостойкость стальных конструкций. Проектирование металлических конструкций. Стройиздат, 1990.
21.	Горпинченко В. М., Гукова М. И., Искендиров В. Г., Яровой С. Н. Резервы несущей способности сжато-изогнутых колонн. Работы школы проф. Н. С. Стрелецкого. Гос. ун-т.— М. МГСУ. 1995. С. 104—112.
22.	Бирюлев В. В. Фланцевые соединения металлических конструкций, работающих при низких температурах и сложных условиях нагружения. Работы школы проф. Н. С. Стрелецкого. Гос. ун-т. МГСУ, 1995. С. 85—96.
23.	Бирюлев В. В., Катюшин В. В., Силенко В. И. Экспериментальные исследования фланцевых соединений металлических балок на высокопрочных болтах. Изв. вузов, сер. Стр-во и арх., 1986, №6.
24.	Бирюлев В. В., Афанасьев С. Д. Об оценке несущей способности фланцевых соединений, работающих при малоцикловом нагружении и низких температурах. Изв. вузов. Сер. Строительство, 1994, №4.
25.	Соколовский /7. И. Малоуглеродистые и низколегированные стали — М., Металлургия, 1966—216с.
26.	Одесский П. Д. О сохранении при реставрации зданий проката производства начала века. Монтажные и специальные работы в строительстве. № 1, 1996,2—7 с.
571