Длина температурного блока железобетонного каркаса: В доступе на страницу отказано

Содержание

Деформационный шов в каркасном здании

Вернуться на страницу «Деформационные швы»

Рассмотрим следующие нормативные требования.

СП 16.13330.2011 СТАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ

Актуализированная редакция СНиП II-23-81*

15 Дополнительные требования по проектированию некоторых видов зданий, сооружений и конструкций

15.1 Расстояния между температурными швами

Расстояния l между температурными швами стальных каркасов одноэтажных зданий и сооружений не должны превышать наибольших значений l_u, принимаемых по таблице 44.

Расстояния l между температурными швами Таблица 44

Характеристика			Наибольшее расстояние l_u, м, при расчетной температуре воздуха, °С, (см. 4.2.3)
здания и сооружения	направления		t ≥ -45	t < -45
Отапливаемое здание	между температурными швами	вдоль блока (по длине здания)	230	160
		по ширине блока	150	110
	от температурного шва или торца здания до оси ближайшей вертикальной связи		90	60
Неотапливаемое здание и горячий цех	между температурными швами	вдоль блока (по длине здания)	200	140
		по ширине блока	120	90
	от температурного шва или торца здания до оси ближайшей вертикальной связи		75	50
Открытая эстакада	между температурными швами вдоль блока		130	100
	от температурного шва или торца здания до оси ближайшей вертикальной связи		50	40
Примечание — При наличии между температурными швами здания или сооружения двух вертикальных связей расстояние между последними в осях не должно превышать: для зданий 40-50 м и для открытых эстакад 25-30 м, при этом для зданий и сооружений, возводимых при расчетных температурах t < -45 °С, должны приниматься меньшие из указанных расстояний.

При превышении более чем на 5% указанных в таблице 44 расстояний, а также при увеличении жесткости каркаса стенами или другими конструкциями в расчете следует учитывать климатические температурные воздействия, неупругие деформации конструкций и податливость узлов.

15.4 Связи

15.4.1 В каждом температурном блоке здания следует предусматривать самостоятельную систему связей.

15.4.2 Нижние пояса балок и ферм крановых путей пролетом свыше 12 м следует укреплять горизонтальными связями.

15.4.3 Вертикальные связи между основными колоннами ниже уровня балок крановых путей следует располагать по возможности в середине или около середины температурного блока; верхние вертикальные связи целесообразно располагать по торцам здания и в шагах колонн, примыкающих к температурным швам, а также в тех шагах, где расположены связи нижнего яруса.

При недостаточной жесткости ветвей колонн в продольном направлении здания допускается установка дополнительных распорок, закрепленных в узлах связей.

При двухветвевых колоннах вертикальные связи следует располагать в плоскости каждой из ветвей колонны. Ветви двухветвевых связей, как правило, следует соединять между собой соединительными решетками.

15.4.4 Система связей покрытия зависит от типа каркаса (стальной или смешанный), типа покрытия (прогонное или беспрогонное), грузоподъемности кранов и режима их работы, наличия подвесного подъемно-транспортного оборудования и подстропильных ферм.

15.4.5 В уровне нижних поясов стропильных ферм следует предусматривать поперечные горизонтальные связи в каждом пролете здания у торцов, а также у

температурных швов здания. При длине температурного блока более 144 м и при кранах большой грузоподъемности ( 50 т) следует предусматривать также и промежуточные поперечные горизонтальные связи примерно через каждые 60 м.

В зданиях со стальным каркасом, оборудованных мостовыми кранами грузоподъемностью 10 т и более, и в зданиях с подстропильными фермами следует предусматривать продольные связи, располагаемые по крайним панелям нижних поясов стропильных ферм и образующие совместно с поперечными связями жесткий контур в плоскости нижних поясов ферм.

В однопролетных зданиях такого типа продольные связи по нижним поясам следует назначать вдоль обоих рядов колонн.

В многопролетных зданиях при кранах грузоподъемностью ≤ 50 т, с режимом работы 1К-6К (в соответствии с СП 20.13330) продольные связи, как правило, следует располагать вдоль крайних колонн и через один ряд вдоль средних колонн. В многопролетных зданиях с кранами грузоподъемностью > 50 т, с режимом работы 7К-8К, а также в зданиях с перепадами высоты следует назначать более частое расположение продольных связей по нижним поясам ферм. Продольные связи по средним рядам колонн при одинаковой высоте смежных пролетов следует проектировать такими же, как и вдоль крайних рядов колонн.

В случае если гибкость в горизонтальной плоскости панелей нижних поясов ферм (см. 10.4), находящихся между двумя поперечными связевыми фермами, недостаточна, то она должна быть обеспечена постановкой растяжек, закрепленных за узлы связевых ферм.

15.4.6 По верхним поясам стропильных ферм поперечные горизонтальные связи при покрытии с прогонами следует назначать в любом одноэтажном промышленном здании. Поперечные связевые фермы по верхним и нижним поясам рекомендуется совмещать в плане.

Верхние пояса стропильных ферм, не примыкающие непосредственно к поперечным связям, следует раскреплять в плоскости расположения этих связей распорками.

15.4.7 При наличии жесткого диска кровли в уровне верхних поясов в покрытиях без прогонов (в которых крупноразмерные железобетонные плиты приварены к верхним поясам или профилированный лист покрытия прикреплен в каждом гофре) поперечные связи по верхним поясам ферм следует устраивать только в торцах здания и у

температурных швов. В остальных шагах необходимы распорки у конька и у опор стропильных ферм.

При наличии жесткого диска кровли в уровне верхних поясов следует предусматривать инвентарные съемные связи для выверки конструкций и обеспечения их устойчивости в процессе монтажа.

В покрытиях без прогонов горизонтальные связи по нижним и верхним поясам следует ставить независимо от типа покрытия только в зданиях с кранами большой грузоподъемности ≥ 50 т, с режимом работы 7К в цехах металлургических производств и 8К (в соответствии с СП 20.13330).

При наличии подстропильных ферм в однопролетных покрытиях без прогонов и многопролетных покрытиях, расположенных в одном уровне, необходимо устройство продольных горизонтальных связей в плоскости верхних поясов ферм в одной из крайних панелей ферм.

15.4.8 При расположении покрытий в разных уровнях необходимо предусмотреть по одной продольной системе связей в каждом уровне.

В пределах фонаря, где прогоны по верхнему поясу ферм отсутствуют, необходимо предусматривать распорки. Наличие таких распорок по коньковым узлам ферм является обязательным.

15.4.9 Связи по фонарям следует располагать в плоскости верхних поясов (ригелей) у торцов фонаря и с обеих сторон температурных швов.

Как делать деформационный шов в железобетонных конструкциях?

Здания становятся все выше, строятся в особых условиях, но даже применение монолитных железобетонных конструкций не гарантирует им прочность и долговечность. Различные внешние и внутренние воздействия, ведут к возникновению структурных напряжений, которые деформируют их каркасы и могут привести к разрушениям. Решение — устройство деформационных швов.

Что такое деформационный шов?

Это предусмотренное проектом фрагментирование конструкции здания в вертикальной (горизонтальной) плоскости, компенсирующее напряжения в несущем каркасе, последствия которых — изменения геометрических размеров и взаимного положения железобетона. Такие швы задают постройкам проектную величину упругой подвижности. Они подразделяются в зависимости от компенсируемого ими напряжения на температурные, усадочные, конструкционные, осадочные и сейсмические.

Вернуться к оглавлению

Наибольшие расстояния между деформационными швами в железобетонных конструкциях

Постройки, в каркас которых включены предварительно напряженные изделия 1-й (2-й) групп в отношении стойкости к образованию трещин, разделяются деформационными швами, расстояние между которыми рассчитывается в отношении значений трещиностойкости. Дистанция между разрезами в пределах одного отапливаемого здания не должна превышать:

для сборных конструкций — 150 м;
для сборно-монолитных и монолитных конструкций — 90 м.

Если постройка не обогревается, приведенные значения снижаются на 20%.

Деформационные швы разделяют протяженные по фасаду и поперечнику сооружения на отдельные блоки. Когда проектные числовые параметры габаритов меньше соответствующих показателей из таблицы 1 (при значениях температуры воздуха от – 40 град. и выше), их не рассчитывают. Последнее допустимо, если в конструкцию включены предварительно напряженные и ненапряженные изделия, трещиностойкость которых отнесена к 3-й группе. Максимально допустимые расстояния между деформационными разъединителями в железобетонных конструкциях, которые можно не рассчитывать, показаны в таблице 1.

Таблица 1.

При возведении зданий в один этаж из каркасного армированного бетона расстояние от одного до другого шва разрешается увеличивать на 20% относительно данных таблицы 1. Также табличные данные применимы при создании в каркасных сооружениях вертикальных связей в середине отдельного блока. Размещение подобных связей по краям такого блока приближает работу его каркаса (при воздействии типовых деформаций) к аналогичному цельному сооружению.

Вернуться к оглавлению

Как выполняются?

Усадочный и термический (осадочный и сейсмический) швы в сооружении могут совмещаться в один — температурно-усадочный (осадочно-сейсмический) разрез. Первый перерезает постройку по длине и ширине от кровли до верха фундамента, а второй делит ее на полностью независимые блоки. Допустимую деформацию в железобетоне обеспечивает вертикальный разрез перекрытий, стен шириной 20 – 30 мм. Данное свободное пространство заполняется упругим гидрофобным материалом. Монтирование парных колонн и балок в смежных частях соседних корпусов формирует правильное размыкание.

Осадочный шов обустраивается в постройках, имеющих блоки разной высоты, и тех, что установлены в разнородные грунты, даже если блоки объединены вкладным пролетом. В отмостке температурное расширение армированного камня компенсируется ее фрагментированием с шагом до 2-х метров путем размещения деревянных брусков, пропитанных битумом, в опалубке. Пристенное примыкание опалубки делается герметичным и подвижным. Бетонные полы подвержены усадочным деформациям, когда площадь помещения превышает 30 м2.

Расширение бетона при твердении вызывает появление трещин. Прорезание поверхности стяжки на глубину от 1/4 до 1/2 высоты обеспечивает возможность разрывам материала пройти по созданным разрезам или под ними в глубине. Отдельные площадки стяжки при этом могут иметь длину одной стороны до 6-ти метров и соотношение сторон не более 1:1,5. Стыки различных материалов, уложенных в пол, как и конструкционные стыки залитого в разное время бетона, обеспечиваются демпферами, которые принимают на себя усадочные и тепловые горизонтальные расширения материалов.

Изоляционные швы отделяют бетонную стяжку на всю ее высоту от стен вдоль периметра помещения. Разрез заполняется упругими материалами или остается пустым. Аналогично прорезанием шов обеспечивается изоляция колонн, лестничных маршей от стяжки на полу. Монолитные плиты перекрытий разъединяются швами от несущего каркаса сооружения. Расчеты помогают определить ширину типового элемента перекрытия.

Фрагментами такого размера заливаются межэтажные перекрытия. Пустоты заполняются эластичными гидроизоляционными составами, материалами и заделываются. Ленточные фундаменты также разделяются на всю высоту деформационными швами на независимые элементы. Они должны обеспечить надежную гидроизоляцию и компенсацию нагрузок и напряжений. Количество сечений фундамента и их частота определяются проектом. Шаг разрезания фундамента зависит от типа грунта.

К примеру, на пучинистых — 15 м, на слабопучинистых — 30 м. Герметики, которые укладываются в швы, должны длительное время сохранять эластичность и герметичность. Вертикальными конструкциями внутренних и наружных стен формируются горизонтальные сечения, которыми они разделяются на отсеки.

Для несущих фасадных стен высота отсека — до 20 м, для внутренних — до 30 м. В подобные размыкания каркаса закладывается шпунт, завернутый дважды в толь, который забивается паклей и герметизируется глиной. В зависимости от типа швов их ширина лежит в пределах от 3-х мм до 100 см.

Вернуться к оглавлению

Заключение

Железобетонные конструкции при эксплуатации подвергаются деформационным воздействиям, имеющим разную природу. Вместе с тем правильная их компенсация обустройством деформационных разрезов обеспечивает сооружениям упругую подвижность, прочность и долговечность.

Лекция Принципы компановки железобетонных конструкций

Подборка по базе: Тема 1.3. основные принципы обеспечения охраны труда.doc, МОНТАЖНИК СТАЛЬНЫХ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ЕТКС.docx, _Модуль 4 Лекция 4.1.docx, Тема №2 Проведение АСР при ДТП лекция.doc, Основные принципы организации и деятельности таможенных органов , Осн принципы доказ мед РОС.docx, манап лекция.docx, часть КМ усиление конструкций гШахтинск.pdf, Готовая лекция на стропальщика.docx, КР логистика принципы.docx

1 2 3 4 5 6 7 8
Раздел 1. Общие принципы проектирования железобетонных конструкций зданий

Лекция 1. Принципы компановки железобетонных конструкций

1.1. Конструктивные схемы

Конструктивные схемы зданий могут быть каркасными и панельными (бескаркасными), многоэтажными и одноэтажными. Каркас многоэтажного здания образуется из основных вертикальных и горизонтальных элементов — колонн и ригелей. В каркасном здании горизонтальные воздействия (ветер, сейсмика и т. п.) могут восприниматься совместно каркасом и вертикальными связевыми диафрагмами, соединенными перекрытиями в единую пространственную систему, или же только каркасом, как рамной конструкцией, при отсутствии вертикальных диафрагм. В многоэтажном панельном здании горизонтальные воздействия воспринимаются совместно поперечными и продольными стенами, также соединенными перекрытиями в пространственную систему.

1 – колонна; 2 – ригель; 3 – распорка; 4 – плита перекрытия

Рис. 1.1. Железобетонный каркас многоэтажного здания

1.2. Деформационные швы

Чтобы уменьшить усилия от температуры и усадки, железобетонные конструкции делят по длине и ширине температурно-усадочными швами на отдельные части — деформационные блоки. Если расстояние между температурно-усадочными швами при температуре выше минус 40 °С не превышает пределов, указанных в табл.1.1, то конструкции без предварительного напряжения, а также предварительно напряженные, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории, на температуру и усадку можно не рассчитывать.
Таблица 1. 1 Наибольшие допустимые расстояния между. температурно-усадочными швами в железобетонных конструкциях

Вид конструкции

Расстояние между швами, м

внутри отапливаемых зданий и в грунте

в открытых

сооружениях

и в не отапливаемых зданиях

Сборная каркасная

» сплошная

Монолитная и сборно-монолитная каркасная

То же, сплошная

50
50

30
30

Температурно-усадочные швы выполняются в надземной части здания — от кровли до верха фундамента, разделяя при этом перекрытия и стены. Ширина температурно-усадочных швов обычно составляет 2—3 см, она уточняется расчетом в зависимости от длины температурного блока и температурного перепада. Наиболее четкий температурно-усадочный шов конструкции здания создается устройством парных колонн и парных балок по ним.

а – температурный шов на парных колоннах; б – осадочный шов на

парных колоннах; в – осадочный шов с вкладным пролетом

Рис. 1.2. Деформационные швы
Осадочные швы устраивают между частями зданий разной высоты или в зданиях, возводимых на участке с разнородными грунтами; такими швами делят и фундаменты (рис. 1.2,б). Осадочные швы можно устраивать также с помощью вкладного пролета из плит и балок (рис. 1.2,в). Осадочный шов служит одновременно и температурно-усадочным швом здания.

Лекция 2. Принципы проектирования сборных элементов

2.1. Типизация сборных элементов и унификация размеров

Чтобы одни и те же типовые элементы можно было широко применять в различных зданиях, расстояния между колоннами в плане (сетка колонн) и высоты этажей унифицируют, т. е. приводят к ограниченному числу размеров.

Для одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами расстояние между разбивочными осями в продольном направлении (шаг колонн) принято равным 6 или 12 м, а между разбивочными осями в поперечном направлении это расстояние (пролеты здания) принято кратным укрупненному модулю 6 м, т. е. 18, 24, 30 м и т. д. (рис. 2.1. а). Высота от пола до низа основной несущей конструкции принята кратной модулю 1,2 м, например 10,8; 12 м и т. д. до 18 м.

Рис. 2.1. Унифицированные размеры промышленных зданий
Для многоэтажных промышленных зданий принята унифицированная сетка колонн 9×6, 12×6м под временные нормативные нагрузки на перекрытия 5, 10 и 15 кН/м² и сетка колонн 6×6м под временные нормативные нагрузки 10, 15, 20 кН/м²; высоты этажей принимают кратными укрупненному модулю 1,2 м, например 3,6; 4,8; 6 м (рис. 2.1. б).

В гражданских зданиях укрупненным модулем для сетки осей принят размер 600 мм. Расстояние между осями сетки в продольном и поперечном направлениях назначают от 3 до 6,6 м. Высоты этажей, кратные модулю 300 мм,— от 3 до 4,8 м.

Чтобы взаимоувязать размеры типовых элементов зданий, предусмотрены три категории размеров: номинальные, конструктивные и натурные (рис. 2.2).

а – панелей; б – ригелей

Рис. 2.2. Номинальные и конструктивные размеры сборных элементов:

Номинальные размеры элемента — расстояния между разбивочными осями здания в плане. Конструктивные размеры элемента отличаются от номинальных на величину швов и зазоров. Величина зазоров зависит от условий и методов монтажа и должна допускать удобную сборку элементов и в необходимых случаях заливку швов раствором. В последнем случае величина зазора принимается не менее 30 мм. Натурные размеры элемента — фактические размеры, которые в зависимости от точности изготовления могут отличаться от конструктивных размеров на некоторую величину, называемую допуском (3—10 мм). Конструктивные размеры элементов назначают с учетом необходимых зазоров в швах и стыках, а также с учетом нормированных допусков.

2.2. Расчетные схемы сборных элементов в процессе транспортирования и монтажа

Элементы сборных конструкций при подъеме, транспортировании и монтаже испытывают нагрузку от веса, при этом расчетные схемы элементов могут существенно отличаться от расчетных схем в проектном положении.

В связи с этим необходимо расчетные схемы элементов назначать так, чтобы усилия, развивающиеся при транспортировании и монтаже, были возможно меньше. Для этого надо устанавливать соответствующее расположение монтажных петель, строповочных отверстий, мест опирания (которые должны быть указаны на рабочих чертежах элементов).

Рис. 2.3. Расчетные схемы сборной колонны в процессе монтажа

Рис. 2.4. Расчетные схемы сборной рамы в процессе монтажа

2.3. Стыки и концевые участки элементов сборных конструкций

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

Стальные закладные детали для предотвращения коррозии и обеспечения необходимой огнестойкости элементов покрывают защитным слоем цементного раствора по металлической сетке. С этой целью стальные закладные детали при конструировании втапливают так, чтобы после нанесения защитного слоя на поверхности элементов не было местных выступов. Концевые участки сжатых соединяемых элементов (например, концы сборных колонн) усиливают поперечными сетками косвенного армирования. При соединении с обрывом продольной рабочей арматуры в зоне стыка усиление поперечными сетками производят по расчёту. Сетки устанавливают у торца элемента (не менее 4 шт.) на длине не менее 10стержней периодического профиля, при этом шаг сеток должен быть не менее 60 мм, не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не более 150 мм (рис. 2.5). Размер ячеек сетки должен быть не менее 45 мм, не более 1/4 меньшей стороны сечения и не более 100 мм.

Рис. 2.5. Усиление поперечными сетками концевых участков стыкуемых элементов
У концевых участков сборных предварительно напряженных элементов необходимо предусматривать местное усиление против образования продольных раскалывающих трещин при отпуске натяжения арматуры (рис. 2.6.). Для этого устанавливают дополнительную поперечную напрягаемую или ненапрягаемую арматуру.

1 – дополнительные поперечные стержни; 2 – сетки косвенного армирования; 3 – стальная закладная деталь; 4 – продольная

Рис. 2.6. Усиление концевых участков предварительно напряженных элементов:
Дополнительную поперечную ненапрягаемую арматуру устанавливают на всю высоту элемента и приваривают к опорной закладной детали.

— Кроме того, у торцов предварительно напряженных элементов устанавливают дополнительную косвенную арматуру с коэффициентом армирования =2 % на длине не менее 0,6l_Ри не менее 20 см при продольной арматуре, не имеющей анкеров.

В стыках и соединениях сборных железобетонных элементов стальные закладные детали часто проектируют в виде пластинок и приваренных к ним в тавр анкеров, испытывающих действие усилий M, N, Q (рис, 2.7, 2.8).

Рис. 2.7. Стальные закладные детали в стыках и соединениях элементов конструкции

Рис. 2.8. Закладная пластина с нахлесточными анкерами 1 и нормальными анкерами 2
Стыки растянутых элементов выполняют сваркой выпусков арматуры или стальных закладных деталей, а в предварительно напряженных конструкциях — пропуском через каналы или пазы элементов пучков, канатов или стержневой арматуры с последующим натяжением. Сварные стыки растянутых элементов конструируют так, чтобы при передаче усилий не происходило разгибания закладных деталей, накладок или выколов бетона.

Для передачи сдвигающих усилий на поверхности соединяемых элементов устраивают пазы, которые после замоноличивания образуют бетонные шпонки. Применение бетонных шпонок целесообразно в бесконсольных стыках ригелей с колоннами, где их располагают так, чтобы бетон шпонок работал в наклонном сечении на сжатие, в стыках плитных конструкций, для повышения жесткости панельных перекрытий в своей плоскости и др (рис. 2.9).

а – в стыках ригеля с колонной; б – в соединениях панелей

Рис. 2.9. Бетонные шпонки в стыках и соединениях элементов конструкции

Раздел 2. Конструкции многоэтажных каркасных зданий

Лекция 3. конструкции многоэтажных промышленных зданий

3.1. Конструктивные схемы зданий

Многоэтажные промышленные здания служат для размещения различных производств — машиностроения, приборостроения, цехов химической, электротехнической, радиотехнической, легкой промышленности и др., а также базисных складов, холодильников, гаражей и т. п. Их проектируют, как правило, каркасными с навесными панелями стен.

Высоту промышленных зданий обычно принимают по условиям технологического процесса в пределах от 3 до 7 этажей (при обшей высоте до 40 м), а для некоторых видов производств с не тяжелым оборудованием, устанавливаемым на перекрытиях, до 12—14 этажей. Ширина промышленных зданий может быть равной 18—36 м и более. Высоту этажей и сетку колонн каркаса назначают в соответствии с требованиями типизации элементов конструкций и унификации габаритных параметров. Высоту этажей принимают кратной модулю 1,2 м, т.е. 3,6; 4,8; 6 м, а для первого этажа иногда 7,2 м. Наиболее распространенная сетка колони каркаса 6×6, 9х6, 12х6 м. Такие ограниченные размеры сетки колонн каркаса обусловлены большими временными нагрузками на перекрытия, которые могут достигать 15 кН/м², а и некоторых производствах 25 кН/м² и более.

Для промышленного строительства наиболее удобны многоэтажные каркасные здания без специальных вертикальных диафрагм, поскольку они ограничивают свободное размещение технологического оборудования и производственных коммуникаций. Основные несущие конструкции многоэтажного каркасного здания — железобетонные рамы и связывающие их междуэтажные перекрытия (рис. 3.1). Пространственная жесткость здания обеспечивается в поперечном направлении работой многоэтажных рам с жесткими узлами — по рамной системе, а в продольном — работой вертикальных стальных связей или же вертикальных железобетонных диафрагм, располагаемых по рядам колонн и в плоскости наружных стен, — по связевой системе(рис. 3.2). Если в продольном направлении связи или диафрагмы по технологическим условиям не могут быть поставлены, их заменяют продольными ригелями. В этом случае пространственная жесткость и в продольном направлении обеспечивается по рамной системе.

1 – поперечные рамы; 2 – продольные вертикальные связи; 3 – панели перекрытий

Рис. 3.1. Конструктивный план многоэтажного каркаса промышленного здания

Рис. 3.2. Вертикальные связи многоэтажного каркаса в продольном направлении

При относительно небольшой временной нагрузке на перекрытия пространственная жесткость и в поперечном направлении обеспечивается по связевой системе; при этом во всех этажах устанавливаются поперечные вертикальные диафрагмы. Шарнирное соединение ригелей с колоннами в этом решении достигается установкой ригелей на консоли колонн без монтажной сварки в узлах.

Ригели соединяют с колоннами (стойками) на консолях, с применением ванной сварки выпусков арматуры и обетонированием полости стыка на монтаже. Для междуэтажных перекрытий применяют ребристые плиты шириной 1500 или 3000 мм. Плиты, укладываемые по линии колонн, служат связями-распорками, обеспечивающими устойчивость каркаса на монтаже.

В таких зданиях возможно опирание плит перекрытий двух типов: на полки ригелей таврового сечения (для производства со станочным оборудованием, нагрузки от которого близки к равномерно распределенным) и по верху ригелей прямоугольного сечения (главным образом, для зданий химической промышленности с оборудованием, провисающим из этажа в этаж и передающим большую сосредоточенную нагрузку на одну опору). В обоих типах опирания плит типовые ригели при пролетах 6 и 9 м имеют одинаковое сечение 800 мм и ширину ребра 300 мм.

Типовые конструкции многоэтажных промышленных зданий с балочными перекрытиями разработаны под различные временные нагрузки — от 5 до 25 кН/м².

Пример решения конструкции здания с безбалочными перекрытиями приведен на рис. 3.3. Ригелем многоэтажной рамы в поперечном и продольном направлениях служит безбалочная плита, жестко связанная с колоннами с помощью капителей. Пространственная жесткость здания в обоих направлениях обеспечивается по рамной системе. Унификация размеров плит и капителей средних и крайних пролетов безбалочного перекрытия достигается смещением наружных самонесущих стен с оси крайнего ряда колонн на расстояние, равное половине ширины надкапительной плиты.

Рис. 3.3. Конструкции зданий многоэтажных промышленных зданий

с безбалочными перекрытиями
Многоэтажные промышленные здания с часто расположенными опорами при сетке колонн 6×6 или 9×6 м не всегда удовлетворяют требованиям гибкой планировки цехов, модернизации оборудования и усовершенствования производства без дорогостоящих переустройств. Поэтому применять их следует в случае больших временных нагрузок на перекрытия более 10 кН/м².

Особенность конструктивного решения универсальных промышленных зданий с этажами в межферменном пространстве состоит в том, что они имеют крупную сетку колонн 18×6, 18×12, 24×6 м. Большие пролеты здания перекрывают безраскосными фермами. При этом в пределах конструктивной высоты этих ферм устраивают дополнительные этажи, в которых размещают инженерное оборудование и коммуникации, бытовые, складские и другие вспомогательные помещения. Высота межферменных этажей может быть 2,4; 3 и 3,6 м.

Пример решения конструкций универсального промышленного здания приведен на рис. 3.4. Здание имеет 6 этажей — три основных и три межферменных. Безраскосные фермы, жестко связанные с колоннами, являются составной частью многоэтажного каркаса и работают как ригели рам. Крайние стойки ферм вверху и внизу снабжены выступами для соединения с колоннами ниже- и вышележащих этажей. Плиты перекрытий в основных этажах ребристые; их укладывают на верхний пояс ферм. Панели перекрытий вспомогательных этажей пустотные или ребристые; опираются они на полки нижнего пояса ферм (рис. 3.5).

1 – основные этажи; 2 – межферменные этажи; 3 – соединения колонн с безраскосыми фермами

Рис. 3.4. Конструкция многоэтажного промышленного здания

с межферменными этажами

Рис. 3.5. Деталь опирания перекрытия на нижний пояс безраскосных ферм
Многоэтажные гражданские каркасные и панельные (бескаркасные) здания проектируют для массового строительства высотой 12—16 этажей, а в ряде случаев — высотой 20 этажей и более. Сетка колонн, шаг несущих стен и высоты этажей выбирают в соответствии с требованиями типизации элементов конструкций и унификации габаритных параметров. Конструктивные схемы зданий, возводимых из сборных элементов, характерны постоянством геометрических размеров по высоте, регулярностью типовых элементов конструкций, четким решением плана.

Каркасные конструкции применяют для различных административных и общественных зданий с большими помещениями, редко расположенными перегородками, а в некоторых случаях и для жилых домов высотой более 25 этажей. Основными несущими конструкциями многоэтажного каркасного здания в гражданском строительстве являются железобетонные рамы, вертикальные связевые диафрагмы и связывающие их междуэтажные перекрытия.

Важнейшим условием достижения высоких эксплуатационных качеств многоэтажного здания является обеспечение его надежного сопротивления горизонтальным нагрузкам и воздействиям. Необходимая пространственная жесткость такого здания достигается различными вариантами компоновки конструктивной схемы, в основном отличающимися способами восприятия горизонтальных нагрузок.

Например, при поперечных многоэтажных рамах и поперечных вертикальных связевых диафрагмах, горизонтальные нагрузки воспринимаются вертикальными конструкциями совместно, и каркасное здание в поперечном направлении работает по рамно-связевой системе, при этом в продольном направлении при наличии только вертикальных связевых диафрагм здание работает по связевой системе (рис. 3.6, а).

При поперечном расположении вертикальных связевых диафрагм и продольном расположении многоэтажных рам здание в поперечном направлении работает по связевой системе, а в продольном направлении — по рамной системе(рис. 3.6, б). Конструктивная схема каркаса при шарнирном соединении ригелей с колоннами будет связевой в обоих направлениях.

1 – балка; 2 – колонна; 3 – панель

Рис. 3.6. Направление ригелей поперек (а) и вдоль (б) здания

в сборном балочном перекрытии
Панельные конструкции применяют для жилых домов, гостиниц, пансионатов и других аналогичных зданий с часто расположенными перегородками и стенами. В панельных зданиях основными несущими конструкциями служат вертикальные диафрагмы, образованные панелями внутренних несущих стен, расположенными в поперечном, иногда в продольном направлении, и связывающие их междуэтажные перекрытия. Панели наружных стен навешивают на торцы панелей несущих поперечных стен. Многоэтажное панельное здание как в поперечном, так и в продольном направлении воспринимает горизонтальную нагрузку по связевой системе. Возможны другие конструктивные схемы многоэтажных зданий. К ним относятся, например, каркасное здание с центральным ядром жесткости, в котором в качестве вертикальных связевых диафрагм используются внутренние стены сблокированных лифтовых и вентиляционных шахт, лестничных клеток; здание с двумя ядрами жесткости открытого профиля — в виде двутавров; здание с двумя ядрами жесткости и сложной конфигурацией в плане, позволяющей индивидуализировать архитектурное решение. В описанных конструктивных схемах зданий горизонтальные воздействия воспринимаются по рамно-связевой или связевой системе.
3.2. Конструкции многоэтажных рам

Многоэтажные сборные рамы членят на отдельные элементы, изготовляемые на заводах и полигонах, с соблюдением требований технологичности изготовления и монтажа конструкций. Ригели рамы членят преимущественно на отдельные прямолинейные элементы, стыкуемые по грани колонны скрытым или консольным стыком (рис. 3.7, а, б). Колонны также членят на прямолинейные элементы, стыкуемые через два этажа — выше уровня перекрытия. Чтобы сохранить монолитность узлов и уменьшить число типов сборных элементов, многоэтажные рамы в некоторых случаях членят на отдельные одонопролетные одноэтажные рамы (рис. 3.7, в).

Стыки многоэтажных сборных рам, как правило, выполняют жесткими. При шарнирных стыках уменьшается общая жесткость здания и снижается сопротивление деформированию при горизонтальных нагрузках. Этот недостаток становится особенно существенным с увеличением числа этажей «каркасного здания. Шарнирные стыки ригелей на консолях колонн неэкономичны, особенно в сравнении с жесткими бесконсольными стыками ригелей.

Типовые ригели пролетом 6 м армируют ненапрягаемой арматурой, пролетом 9 м — напрягаемой арматурой в пролете (рис. 3.8). Колонны высотой в два этажа армируют продольной арматурой и поперечными стержнями как внецентренно сжатые элементы (рис. 3.9).

Рис. 3.7. Конструктивные схемы членения многоэтажных рам на сборные элементы

Рис. 3.8. Армирование ригеля поперечной рамы пролетом 9м

Рис.3.9. Армирование колонн поперечной рамы
Жесткие стыки колонн многоэтажных рам воспринимают продольную силу N, изгибающий момент М и поперечную силу Q.Арматурные выпуски стержней диаметром до 40 мм стыкуют ванной сваркой (рис.3.10). При четырех арматурных выпусках для удобства сварки устраивают специальные угловые подрезки бетона длиной 150 мм, при арматурных же выпусках по периметру сечения подрезку бетона делают по всему периметру. Концы колонн, а также места подрезки бетона усиливают поперечными сетками и заканчивают стальной центрирующей прокладкой (для удобства рихтовки на монтаже). После установки и выверки стыкуемых элементов колонны и сварки арматурных выпусков устанавливают дополнительные монтажные хомуты диаметром 10…12 мм. Полости стыка — подрезки бетона и узкий шов между торцами элементов замоноличивают в инвентарной форме под давлением.

а – при четырех угловых арматурных выпусках; б – при арматурных выпусках по сторонам сечения колонны; 1 – ванная сварка; 2 – центрирующая прокладка; 3 – хомут, устанавливаемый на монтаже; 4 – арматурные выпуски; 5 – бетон замоноличивания в подрезках; 6 – сетки косвенного армирования

Рис. 3.10. Конструкция жесткого стыка колонн с ванной сваркой арматурных выпусков

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

Сборно-монолитные рамы также выполняют с жесткими узлами. Ригель таврового сечения имеет выступающие кверху хомуты и открыто расположенную верхнюю опорную арматуру (рис. 3.11, а).

Рис.3.11. Конструкция узлов сборно-монолитной рамы

а – до замоноличивания; б – после замоноличивания
Поверх ригеля уложены ребристые панели с зазором между их торцами 12 см. Жесткость узлового сопряжения ригеля с колонной обеспечивается соединением на опоре верхней арматуры ригеля. Для этой цели в колонне предусмотрено отверстие, через которое пропускают опорные стержни стыка. Для укладки панелей в ригелях могут быть выступающие полочки (рис. 3.11,6). После монтажа сборных элементов, укладки и сварки опорной арматуры ригеля полости между панелями и зазоры между торцами ригеля и колонной заполняют бетоном, чем достигается замоноличивание рамы. При этом ригели благодаря совместной работе с панелями работают как тавровые сечения.

Панели внутренних несущих стен в панельных зданиях по условиям требуемой звукоизоляции выполняют из тяжелого бетона толщиной 14—16 см. При такой толщине обеспечивается несущая способность этих панелей в зданиях высотой до 16 этажей. Увеличение несущей способности панелей стен зданий большей высоты достигается применением в нижних этажах бетона более высокого класса, увеличением толщины железобетонных панелей.

Бетонные панели несущих стен армируют конструктивной вертикальной арматурой, у каждой поверхности панели в количестве 0,3см² на 1 м длины горизонтального сечения панели. Площадь сечения горизонтальной распределительной арматуры у каждой грани должна составлять не менее 0,3см² на 1 м вертикального сечения. Железобетонные панели несущих стен армируют двойной вертикальной арматурой так, чтобы у каждой поверхности минимальный процент армирования горизонтальных сечений при бетоне класса С12/15 составлял 0,1, а при бетоне класса С20/25 или С25/30 — 0,15. Чтобы повысить сопротивление опорных сечений железобетонных панелей (с целью компенсации обрываемой продольной арматуры), применяют косвенное армирование приопорных участков сетками.

Дальнейшим усовершенствованием конструкции панельного здания может считаться конструкция из железобетонных объемных блоков на комнату или на квартиру, изготовленных на заводе с полной внутренней отделкой. Такая конструкция имеет самую высокую заводскую законченность и требует минимальных трудовых затрат на монтаже. В зависимости от технологии изготовления различают объемные блоки трех типов: блок-стакан с отдельной панелью потолка, блок-колпак с отдельной панелью пола и блок-труба (рис. 3.12.). Объемные блоки перечисленных типов изготовляют на заводах монолитными или сборными из отдельных панелей. Способ опирания блоков один на другой предопределяет характер работы конструкции здания под нагрузкой. При полосовом опирании блоков на растворный шов создается конструктивная схема панельного здания с несущими стенами, работающими на сжатие, при точечном опирании на углы или внутренние пилястры — конструктивная схема здания с несущими стенами, работающими в своей плоскости на изгиб.

а – блок-стакан; б – блок-колпак; в – блок-трубы; г – многоэтажный дом

Рис. 3.12. Конструкции многоэтажного жилого дома из объемных блоков

Лекция 4. Расчетные схемы и нагрузки

4.1. Предварительный подбор сечений

Плоские рамы, расположенные с определенным шагом и связанные перекрытиями, образуют пространственный блок рам с размерами в плане, равными расстоянию между температурными швами или наружными стенами. Вертикальные постоянные и временные нагрузки, а также горизонтальные ветровые нагрузки приложены одновременно ко всем рамам блока, поэтому пространственный характер работы в этих условиях не проявляется и каждую плоскую раму можно рассчитывать в отдельности на свою нагрузку.

Многоэтажная железобетонная рама статически неопределима, и для ее расчета необходимо предварительно подобрать сечения ригелей и стоек, определить их жесткости или установить отношение жесткостей. С этой целью пользуются примерами ранее запроектированных аналогичных конструкций или предварительно приближенно подбирают сечения. Высоту сечения ригеля определяют по формуле:

_(4.1)

где М=0,6…0,7М₀; здесь М₀ — изгибающий момент ригеля, вычисленный как для однопролетной свободно лежащей балки.
Площадь сечений колонн находят по приближенной формуле:

_A_=(1,2…1,5)_N_/_f_cd_(4.2)

По результатам предварительного подбора сечений производят взаимную увязку сечений ригелей и стоек и округляют их размеры до унифицированных. Момент инерции сечений ригелей и стоек определяют, как для сплошного бетонного сечения. При монолитных перекрытиях момент инерции ригелей определяют, как для тавровых сечений с шириной полки, равной шагу рам.
4.2. Усилия от нагрузок

Многоэтажныxе многопролетные рамы каркасных зданий имеют преимущественно однообразную (регулярную) расчетную схему с равными пролетами или со средним укороченным пролетом на оси симметрии, а также с одинаковой нагрузкой по ярусам (рис. 4.1, а). Узлы стоек таких рам, расположенные на одной вертикали, имеют примерно равные углы поворота и, следовательно, равные узловые моменты с нулевой точкой моментов в середине высота этажа (рис. 4.1,б). Это дает основание расчленить многоэтажную раму на ряд одноэтажных рам с высотой стоек (колонн), равной половине высоты этажа, с шарнирами по концам стоек, кроме первого этажа.

Рис. 4.1. Расчетные схемы многоэтажных рам (а) и эпюра моментов многоэтажной колонны (б)
На вертикальную нагрузку необходимо рассчитывать три такие одноэтажные рамы: верхнего, среднего и первого этажа. Если число пролетов рамы больше трех, то практически заменяют трехпролетной рамой и полагают изгибающие моменты в средних пролетах многопролетной рамы такими же, как и в среднем пролете трехпролетной рамы.

При расчете по методу перемещений число неизвестных углов поворота равно числу узлов в одном ярусе рамы. Горизонтальным смещением при вертикальных нагрузках обычно пренебрегают. При расчете по методу сил в качестве неизвестных принимают опорные моменты ригелей одного яруса рамы и сводят задачу к решению трехчленных уравнений балки на упруговращающихся опорах. Расчет также можно выполнять по таблицам прил. 1. В таблицах опорные моменты ригелей рамы, имеющей колонны с одинаковыми сечениями:

, (4.3)

где α, β — табличные коэффициенты, зависящие от схемы загруже-ния постоянной и временной нагрузками и от отношения суммы погонных жесткостей стоек, примыкающих к узлу, к погонной жесткости ригеля; g, v— постоянная и временная нагрузки на 1 м ригеля; l— пролет ригеля между осями колонн.

Изгибающие моменты в стойках для каждой схемы загружения рамы определяют по разности опорных моментов ригелей в узле, распределяя ее пропорционально погонным жесткостям стоек.

Изгибающие моменты в пролетных сечениях ригелей, а также поперечные силы определяют обычными способами как в однопролетной балке, загруженной внешней нагрузкой и опорными моментами по концам.

При расчете рам целесообразно учитывать образование пластических шарниров и выравнивать изгибающие моменты для достижения экономического и производственного эффекта: облегчения сборных стыков, увеличения повторяемости элементов опалубки и арматуры, упрощения армирования монтажных узлов, облегчения условий бетонирования их и т. п. Для этого раму (как и ригель балочного перекрытия) рассчитывают на действие постоянной нагрузки и различных загружений временной нагрузкой как упругую систему. Затем для каждого из перечисленных загружений строят свою добавочную эпюру моментов, которую суммируют с эпюрой упругой системы.

Величина выравненного момента не оговаривается, но для его определения следует выполнить расчеты по предельным состояниям второй группы. Практически необходимо, чтобы выравненный момент в расчетном сечении составлял не менее 70 % момента в упругой схеме.

В рамных конструкциях целесообразно намечать места образования пластических шарниров на опорах ригелей и уменьшать опорные моменты. Допустим, что рама рассчитана как упругая система и для определенного загружения получена эпюра моментов (рис. 4.2. а). Если теперь для этого же загружения построить добавочную эпюру моментов, то добавочный опорный момент ΔМ будет заданной величиной, и вследствие этого рассматриваемую раму и систему канонических уравнений расчленяют на две более простые системы с меньшим числом неизвестных (pиc. 4.2, б), Выравненная эпюра М ригелей рамы изображена на рис. 4.2, в.

Рис. 4.2. К расчету многоэтажных рам на вертикальные нагрузки

по выровненным моментам
При упрошенном способе выравнивания моментов ригели многоэтажных и многопролетных рам загружают временной нагрузкой через пролет и постоянной нагрузкой во всех пролетах, при этом получают эпюру моментов с максимальными моментами в пролетах и на стойках, которую принимают в качестве выравненной эпюры моментов. Опорные моменты ригелей в такой выравненной эпюре моментов при отношениях интенсивности временной и постоянной нагрузок v/g≤Sобычно составляют не менее 70% максимального момента в упругой схеме. В расчете по выравненным моментам необходимо, чтобы в сечениях стоек рам момент продольной силы относительно центра тяжести сжатой зоны составлял не менее 70% соответствующего момента в упругой схеме, а в сечениях стоек рам, работающих по случаю 2, кроме того, воспринималась полная продольная сила и, по крайней мере, половина изгибающего момента в упругой схеме.

Расчет на горизонтальные (ветровые) нагрузки выполняют приближенным методом. Распределенную горизонтальную нагрузку заменяют сосредоточенными силами, приложенными к узлам рамы (рис. 4.3). Нулевую точку эпюры моментов стоек всех этажей рамы, кроме первого, считают расположенной в середине высоты этажа, а в первом этаже при защемлении стоек в фундаменте — на расстоянии 2/3 высоты от места защемления.

Рис. 4.3. К расчету многоэтажных рам на горизонтальные нагрузки

Ярусные поперечные силы рамы

; и т.д.; (4.4)

они распределяются между отдельными стойками пропорционально жесткостям:
; (4.5)

здесь В – жесткость сечения стойки; m − число стоек в ярусе.

Крайние стойки рамы, имеющие степень защемления в узле меньшую, чем средние стойки (поскольку к крайнему узлу примыкает ригель только с одной стороны), воспринимают относительно меньшую долю ярусной поперечной силы, что учитывается в расчете условным уменьшением жесткости крайних стоек путем умножения на коэффициент β

Таблица 4.1

Значения коэффициента β для уменьшения жесткости крайних стоек многоэтажных рам при расчете на горизонтальные нагрузки.

Коэффициент	Все этажи, кроме первого, при						Первый этаж
Коэффициент	0,25	0,5	1	2	3	4	Первый этаж
β	0,54	0,56	0,62	0,7	0,75	0,79	0,9

Обозначения: −погонная жесткость ригеля крайнего пролета; − погонная жесткость крайней стойки, примыкающей к узлу снизу.

По найденным поперечным силам определяют изгибающие моменты на стойках всех этажей, кроме первого:

(4.6)

Для первого этажа изгибающий момент стойки в верхнем и нижнем сечениях

; (4.7)

При определении опорных моментов ригелей суммарный момент в узле рамы от выше и ниже расположенных стоек распределяется между ригелями пропорционально их погонным жесткостям. В крайнем узле момент ригеля равен сумме моментов стоек.

4.3. Расчетные усилия и подбор сечений

На основании эпюр моментов и поперечных сил рамы от различных загружений строят огибающие эпюры М и вычисляют соответствующие им продольные силы N для основных и дополнительных сочетаний нагрузок.

Для расчетных сечений по огибающим эпюрам должны быть найдены значения М_тахи М_т_inи соответствующие им значения N, а также N_maxи соответствующие им М. Расчетные усилия могут быть найдены также составлением таблицы, куда вписывают значения усилий, соответствующие отдельным загружениям. Расчетными сечениями для ригелей являются сечения на обеих опорах и в пролете, для колонн — сечения вверху, внизу и, кроме того, для высоких колонн — в одном — двух промежуточных сечениях по высоте.

Сечения ригелей и стоек подбирают как для изгибаемых и сжатых элементов. Если моменты имеют разные знаки, но близки по величине, сечения армируют с симметричной арматурой. Расчетную длину стоек принимают в зависимости от условий закрепления в узлах.

Для расчета усилий многоэтажных рам с применением ЭВМ имеются разработанные программы.
Лекция 5. Системы рамные, рамно-связевые и связевые

Расчетные схемы многоэтажных каркасных и панельных зданий устанавливают в зависимости от их конструктивных схем и способа восприятия горизонтальных нагрузок — по рамной, рамносвязевой или связевой системе. Междуэтажные перекрытия рассматривают как жесткие, не деформирующиеся при изгибе в своей плоскости горизонтальные связевые диафрагмы.

Расчетные схемы рамно-связевых систем отражают совместную работу многоэтажных рам и различных вертикальных диафрагм: сплошных, комбинированных и с проемами (рис. 5.1). Вертикальные конструкции, в действительности расположенные в здании параллельно друг другу, изображаются стоящими рядом в одной плоскости и соединенными стержнями-связями, поскольку горизонтальные перемещения их в каждом уровне равны. Роль стержней-связей между многоэтажной рамой и вертикальной диафрагмой выполняют междуэтажные перекрытия. Эти стержни-связи считаются несжимаемыми и нерастяжимыми. Жесткость вертикальной диафрагмы в расчетной схеме также принимают равной суммарной жесткости соответствующих вертикальных диафрагм блока здания.

а – со сплошной диафрагмой; б – со сплошной и комбинированной диафрагмами; в – с проемной диафрагмой

Рис. 5.1. Расчетные схемы рамно-связевых систем
Расчетные схемы связевых систем отражают совместную работу вертикальных диафрагм многоэтажных каркасных или панельных зданий в различных сочетаниях: сплошных и с проемами, с одним и несколькими рядами проемов (рис. 5.2). В этих расчетных схемах вертикальные диафрагмы, в действительности расположенные в здании параллельно друг другу, изображаются стоящими рядом в одной плоскости и соединенными стержнями-связями.

а – с проемными диафрагмами; б – с проемными и сплошными диафрагмами; в – с разнотипными диафрагмами

Рис. 5.2. Расчетные схемы связевых систем
Влиянием продольных деформаций ригелей, перемычек и стержней-связей между вертикальными конструкциями ввиду малости значений пренебрегают. Также пренебрегают деформацией сдвига стоек рам и вертикальных диафрагм. Отношение высоты сечения вертикальной диафрагмы к ее длине обычно составляет h/l₀≤1/4.

Влияние податливости стыков стоек и ригелей учитывают в расчетах соответствующим снижением их погонной жесткости. Влияние же податливости стыков вертикальных диафрагм, как показали исследования, может учитываться в расчетах снижением их изгибной жесткости примерно на 30 %.

В расчетных схемах многоэтажных зданий регулярной структуры с постоянными по высоте значениями жесткости элементов дискретное расположение ригелей, перемычек, стержней-связей целесообразно заменять непрерывным (континуальным) расположением, сохраняя дискретное расположение стоек рам, простенков диафрагм. Расчеты выполняют на основе общего дифференциального уравнения. Усилия, перемещения и динамические характеристики различных многоэтажных зданий определяют по готовым формулам и таблицам, полученным в результате решения общего уравнения.

Расчетную ветровую нагрузку для зданий высотой 12 этажей и более 40 м при расчете прочности определяют с учетом динамического воздействия пульсаций скоростного напора, вызванных порывами ветра.

Прогибы многоэтажного здания определяют от действия нормативной ветровой нагрузки. Прогиб верхнего яруса ограничивают значением, равным f≤H/1000.

Горизонтальную ветровую нагрузку (увеличивающуюся кверху) при расчете многоэтажных зданий заменяют эквивалентной, равномерно распределенной или же эквивалентной нагрузкой, распределенной по трапеции. При равномерно распределенной нагрузке получают более компактные расчетные формулы и практически точные значения перемещений и усилий в расчетных сечениях. Эквивалентная, равномерно распределенная ветровая нагрузка определяется по моменту в основании
р = 2М_а_ct/ H², (5.1)

где M_act—момент в основании от фактической ветровой нагрузки.

1 2 3 4 5 6 7 8

Колонны и связи промышленных зданий

Для устройства каркасов одно- и многоэтажных промышленных зданий применяют железобетонные и стальные колонны. Остановимся на железобетонных колоннах. Стальной каркас промышленного здания будет рассмотрен ниже.

Железобетонные колонны одноэтажных промышленных зданий (рис. 2.59) могут быть с консолями и без них. По расположению в плане они разделяются на колонны средних и крайних рядов. В зависимости от

действующих нагрузок и длины колонны бывают прямоугольного, таврового поперечного сечения или двухветвевые. Размеры сечений прямоугольных колонн of 400×400 до 500×800 мм, тавровых — от 400×600 до 400×800 мм, а двухветвевых — от 400×1000 до 600×2400 мм. Колонны с консолями состоят из надкрановой и подкрановой ветвей. Для изготовления колонн применяют бетон классов В15 — В40 и различную стержневую арматуру.

Для устройства каркасов многоэтажных зданий используют железобетонные колонны на один или несколько этажей (рис. 2.60). Сечение колонн 400×400 или 400×600 мм. Изготавливают колонны из бетона классов В15 — В40 с армированием стальными каркасами. Сопряжение ригелей с колоннами может быть консольным или бесконсольным. Стыки колонн располагают на высоте 600 -1000 мм от перекрытия.

Для обеспечения работы мостовых кранов на консоли колонн устанавливают подкрановые балки, на которые укладывают рельсы.

Железобетонные подкрановые балки (рис. 2-61) применяют при шаге колонн 6 или 12м. Балки могут иметь тавровое или двутавровое поперечное сечение. К колоннам их крепят сваркой закладных деталей и анкерными болтами. Рельсы к балкам присоединяют прижимными лапками. Недостатком железобетонных

подкрановых балок является ихбольшая масса.

Жесткость и устойчивость здания достигаются установкой вертикальных и горизонтальных связей. Для снижения и перераспределения усилий, возникающих в элементах каркаса от силовых и температурных воздействий, здание разбивают на температурные блоки. Длина температурного блока составляет 60 или 72 м. В середине каждого блока размещают вертикальные связи между колоннами: при шаге колонн 6 м- крестовые, при шаге колонн 12 м — портальные (рис. 2.62). Связи выполняют из уголков или швеллеров и приваривают к закладным частям колонн.

Стены промышленных зданий

Стены промышленных зданий должны удовлетворять ряду требований: обеспечивать необходимый температурно-влажностный режим в здании, быть прочными и устойчивыми под воздействием нагрузок, быть огнестойкими и долговечными, иметь хорошие эксплуатационные качества и возможно меньшую массу. Толщину стены определяют расчетом.

По характеру работы стены подразделяют на несущие, самонесущие и навесные.

Несущие стены устраивают в бескаркасных и с неполным каркасом зданиях и выполняют из кирпича, мелких или крупных блоков. Стены из кирпича и мелких блоков устраивают в зданиях небольших пролетов — до 15, 18м. Если ширина стены составляет менее 500 мм, то в месте опирания балок покрытия делают пилястры шириной в три кирпича. Для обеспечения равномерности передачи нагрузки от покрытия на стены, а далее на фундаменты, поверху стен выполняют монолитный железобетонный пояс высотой около 30 см на всю ширину стены.

Самонесущие стены также возводят из кирпича, мелких или крупных блоков. Они выполняют в основном ограждающие функции и несут только свою массу, опираясь на фундаменты или фундаментные балки. Для обеспечения устойчивости стен в их тело при кладке закладывают крепежные детали, которые прикрепляют к колоннам каркаса. Обычно этими деталями являются Т-образные анкера из стержней диаметром 10 мм (рис. 2.63). Кладку крупных блоков ведут на цементном растворе с расшивкой швов. При наличии в стенах из кирпича или мелких блоков ленточных проемов в каркас вводят обвязочные балки, размещаемые над проемами и служащие перемычками. Обвязочные балки имеют длину 6 м, высоту 585 мм, ширину от 200 до 380 мм (рис. 2.64). Их устанавливают на опорные столики и приваривают к закладным деталям колонны.

Навесные стены выполняют только ограждающие функции в передают свою массу на колонны каркаса. Обычно такие стены выполняют из легкобетонных панелей высотой 1,2 или 1,8 м. При монтаже панели опирают на специальные столики, имеющиеся в колоннах, или навешивают на

колонны с помощью стальных уголков (рис. 2,65). Горизонтальные и вертикальные швы между панелями заполняют эластичными материалами (гадроизол, гернит и др.) в мастиками-герметиками.

В многоэтажных промышленных зданиях наиболее эффективными являются навесные легкобетонные панели, опираемые на стальные столики.

Разбивка здания на температурные блоки

⇐ ПредыдущаяСтр 3 из 9Следующая ⇒

Вследствие больших размеров промышленного здания в плане и непрерывности покрытия, представляющего единую жесткую плиту, изменение температуры наружного воздуха вызывает заметные деформации поперечных и продольных конструкций покрытия, подкрановых балок и других конструкций. Усадка бетона приводит к деформациям укорочения элементов, температурно-усадочные деформации приводят к возникновению значительных дополнительных усилий в колонне, в результате чего могут образоваться трещины и даже произойти разрушение части элементов. Для уменьшения такого рода усилий в конструкциях предусматривают температурно-усадочные швы.

Поперечные температурно-усадочные швы выполняют на спаренных колоннах, геометрические оси которых смещаются с разбивочной оси (расположенной посередине шва) на 500 мм в каждую сторону или на размер больший, но кратный 250 мм; шов доводится до верха фундамента.

Продольный температурно-усадочный шов также выполняется на спаренных колоннах со вставкой. Размеры вставки зависят от привязки колонн к продольным разбивочным осям и принимаются равными 500…1500 мм, кратно 250 мм.

Наибольшие расстояние между температурно-усадочными швами при расчетных зимних температурах наружного воздуха выше минус 40⁰С, назначаемые без расчета (для конструкций с ненапрягаемой арматурой и предварительно напряженных, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й категории), для одноэтажных каркасных зданий из сборного железобетона не должны превышать 72 м для отапливаемых и 48 м для неотапливаемых зданий.

Когда здание возводится на площадке с разнородными грунтами, а также когда его части имеют различную высоту, возможно неравномерное вертикальное смещение, в этих случаях необходимо устраивать осадочные швы. Ими разрезают здание, включая и фундамент, чтобы обеспечить частям здания независимую осадку. Осадочные швы обычно совмещают с температурно-усадочными швами.

В курсовом проекте здание длиной 144 м разделено поперечным температурно-усадочным швом на 2 блока длиной 72 м каждый.

Обеспечение пространственной жесткости каркаса

Пространственной жесткостью здания или сооружения называют его способность сопротивляться воздействию горизонтальных нагрузок.

Обеспечение пространственной жесткости имеет важное значение, так как чрезмерные перемещения каркаса могут привести к нарушению нормальной эксплуатации здания.

Пространственная жесткость каркаса одноэтажного промышленного здания в поперечном направлении обеспечивается расчетом и конструкцией поперечной рамы. Специальные связи в этом случае установлены быть не могут, поскольку они препятствовали бы технологическому процессу.

Основными факторами, обеспечивающими поперечную пространственную жесткость здания, являются жесткое защемление колонн в фундаментах и достаточная изгибная жесткость колонн.

Пространственную жесткость здания в продольном направлении обеспечивать подобным образом нецелесообразно. Выгоднее уменьшить ширину сечения колонн, сэкономить бетон, а для обеспечения пространственной жесткости использовать вертикальные связи из стального проката. Их устанавливают по продольным рядам колонн в середине температурного блока на высоту от пола до низа подкрановых балок и приваривают к закладным деталям колонн. Такие связи не препятствуют технологическому процессу. По конструкции вертикальные связи по колоннам бывают крестовые одноярусные и двухъярусные, портальные.

При такой конструкции необходимость в расчете продольной рамы отпадает, производится лишь проверка связей на действие ветровых нагрузок на торец здания и на действие усилий продольного торможения мостовых кранов. В бескрановых зданиях небольшой высоты (не выше 9,6 м) связи по колоннам могут не устанавливаться.

Кроме обеспечения пространственной жесткости здания в целом, должна быть обеспечена пространственная жесткость его отдельных элементов (покрытия, фахверка и др.).

При высоте опорных частей ригелей более 800 мм, например в зданиях с плоской кровлей, между ними устанавливают вертикальные связи-фермы, располагаемые в крайних ячейках температурного блока, а поверху каждого продольного ряда колонн – стальные распорки. Связи-фермы имеют номинальную длину 6 либо 12 м и высоту, равную высоте ригеля на опоре. Необходимость устройства таких связей обусловлена тем, что горизонтальная сила от ветровой и крановой нагрузок, приложенная к покрытию, может вызвать деформацию ригелей поперечных рам (стропильных балок или ферм) из плоскости. Следовательно, назначение этих связей-ферм и распорок – передать продольные горизонтальные усилия с диска покрытия на колонны и, конечном итоге, на вертикальные связи по колоннам.

При высоте опорных узлов ригелей покрытия не более 900 мм и наличии жесткого опорного ребра вертикальные связевые фермы и распорки допускается не устанавливать, однако в этом случае сварные швы в сопряжении ригеля с колонной должны быть расчетными.

Наряду с обеспечением устойчивости ригелей в целом из плоскости необходимо обеспечить устойчивость их сжатых поясов. При беспрогонной системе покрытия и отсутствии фонаря устойчивость сжатых поясов ригелей из плоскости обеспечивается плитами покрытия, приваренными к ригелям с последующим замоноличиванием швов. Таким путем достигается образование жесткого диска, и необходимость постановки дополнительных связей в плоскости покрытия отпадает.

В курсовом проекте для обеспечения пространственной жёсткости каркаса по продольным рядам колонн в средних пролетах температурных блоков устанавливаем вертикальные крестовые связи из стального проката. Они устраиваются на высоту от пола здания до низа подкрановых балок и привариваются к закладным деталям колонн. По верху колонны связывают металлическими распорками. Так как высота ригелей на опорах не превышает 900 мм и имеется жесткое опорное ребро, вертикальные связевые фермы покрытия не устанавливаются.

1.7 Выбор типа и предварительное назначение размеров сечений

Колонн

В одноэтажных производственных зданиях применяются сборные железобетонные колонны сплошные прямоугольного сечения и сквозные двухветвевые. При выборе типа колонн можно придерживаться следующих рекомендаций:

– сплошные колонны применяют в зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъемностью до 30 т, при пролетах до 24 м, высоте здания до

10,8 м включительно, шаге колонн 6…12 м;

– сквозные (двухветвевые) колонны целесообразно применять при грузоподъемности кранов 30 т и более, пролетах более 24 м, высоте здания свыше

10,8 м и шаге колонн 12 м, а также в случаях, когда высота сечения нижней (подкрановой) части колонны превышает 1 м.

В бескрановых цехах обычно применяют колонны сплошного прямоугольного сечения.

В курсовом проекте приняты крайние сквозные двухветвевые колонны, так как высота здания .

Высота сечения надкрановой части крайних колонн назначается из условия размещения кранового оборудования и зависит от привязки колонн. При «нулевой» привязке крайних колонн к продольным координационным осям

где – расстояние от оси кранового рельса до края моста крана, для крана грузоподъёмностью 30/5 т ;

0,07 м – горизонтальный зазор между гранью колонны и габаритом крана, необходимый по условиям эксплуатации крана.

С учётом унификации размеров поперечных сечений типовых колонн принимаем высоту сечения надкрановой части крайних колонн

Высота сечения нижней (подкрановой) части крайних двухветвых колонн зависит от нагрузки и высоты здания и принимается в соответствии с типовыми размерами конструкций:

Принимаем

Ширину сечения колонн из условия изготовления принимают постоянной по всей длине: не менее 400 мм и не менее 1/30

Принимаем ширину поперечного сечения крайних колонн из условия обеспечения достаточной жесткости и с учётом унификации размеров сечений типовых колонн [10] (рисунок 4).

Высота сечения ветви двухветвевой колонны принимается 200…350 мм кратно 50 мм.

Исходя из размеров сечений типовых колонн принимаем

Ветви соединены распорками, высота сечения рядовой распорки

Исходя из размеров сечений типовых колонн принимаем

Расстояние между осями распорок

Компоновка конструктивной части здания представлена на рисунках 1-4.

Рисунок 1 – План здания

Рисунок 2 – Поперечный разрез здания

Рисунок 3 – Продольный разрез здания

Рисунок 4 – Крайняя колонна

Рекомендуемые страницы:

Каркас одноэтажных промышленных зданий и его конструктивные элементы

Сервер бесплатной информации, нормативно-технической и популярной литературы для специалистов строительной и смежных отраслей, студентов ВУЗов и колледжей строительных специальностей, частных застройщиков.

Организационные, контрольно-распорядительные и инженерно-технические услуги
в сфере жилой, коммерческой и иной недвижимости. Московский регион. Официально.

Часть 1

Каркас — несущая основа здания, которая состоит из поперечных и продольных элементов. Поперечные элементы — рамы воспринимают нагрузки от стен, покрытий, перекрытий (в многоэтажных зданиях), снега, кранов, ветра, действующего на наружные стены и фонари, а также нагрузки от навесных стен.

Основные элементы каркаса — рамы. Они состоят из колонн и несущих конструкций покрытий — балок или ферм, длинномерных настилов и пр. Эти элементы соединяют в узлах шарнирно с помощью металлических закладных деталей, анкерных болтов и сварки. Рамы собирают из типовых элементов заводского изготовления. Другие элементы каркаса — фундаментные, обвязочные и подкрановые балки и подстропильные конструкции. Они обеспечивают устойчивость рам и воспринимают нагрузки от ветра, действующего на стены здания и фонари, а также нагрузки от кранов.

Каркасы проектируют железобетонными, металлическими и смешанными. При строительстве промышленных зданий в большинстве случаев применяют железобетонные каркасы.

Фундаменты. Под колонны каркаса зданий устраивают фундаменты из железобетона в сборном или монолитном исполнении. Проектируют их, как правило, ступенчатой формы (см. схему ниже).

Фундаменты под колонны

а — монолитный; б — сборный; 1 — бетонный столбик; 2 -железобетонная колонна; 3 — заделка бетоном; 4 — подливка раствором.

Колонны. Для восприятия вертикальных и горизонтальных нагрузок в промышленных зданиях предусматривают отдельные опоры — колонны. В современном индустриальном строительстве применяют преимущественно сборные железобетонные колонны заводского изготовления прямоугольного или квадратного сечения. Размеры сборных железобетонных колонны унифицированы по сечению, форме и длине и соответствуют установленным унифицированным высотам производственных зданий. Сборные железобетонные колонны применяют для зданий с мостовыми кранами и без них. Для бескрановых зданий высотой до 10800 мм применяют колонны прямоугольного сечения (см. схему ниже) размером 400х400 и 500х500 мм для крайних колонн, 400х600 и 500х600 мм — для средних.

Железобетонные колонны для промышленных зданий

а — для бескрановых; б — с кранами; в — двухветвевые колонны для крановых пролетов; 1 — колонна крайнего ряда; 2 — то же, среднего ряда.

Для каркасов зданий, оборудованных мостовыми кранами, применяют колонны прямоугольного и двухветвевого сечений. Они состоят из двух частей: надкрановой и подкрановой. Надкрановая часть — надколонник — служит для опирания несущей конструкции покрытия. Подкрановая часть передает нагрузку на фундамент от надколонника, а также от подкрановых балок, которые опираются на выступы консоли колонны. Крайние колонны крановых пролетов имеют односторонний выступ — консоль, средние — двусторонние консоли.

Колонны изготавливают из бетона классов В20, ВЗ0 и В40, армируют их сборными каркасами из горячекатаной стали периодического профиля класса А-III. Для крепления связей стеновых панелей, подкрановых балок, стропильных и подстропильных конструкций в колоннах предусматривают закладные металлические детали, представляющие собой металлические пластины с приваренными к ним анкерными стержнями. Для распалубки, погрузки и разгрузки в колоннах предусматривают подъемные монтажные петли из стали гладкого профиля.

Фундаментные балки. Они служат для передачи нагрузки от наружных и внутренних стен здания на фундаменты колонн. Фундаментные балки для наружных стен выносят за грани колонн, а для внутренних стен располагают между колоннами по линии их осей. Балки имеют тавровое (см. схему ниже) или трапецеидальное поперечное сечение. Длина основных балок при шаге колонн 6000 мм — 4950 мм, при шаге 12000 мм — 10700 мм.

Фундаментные балки

а — таврового сечения; б — трапецеидального; в — поперечные сечения; г — опирание балок на фундамент.

Ширина верхней полки фундаментных балок для кирпичных и блочных стен равна 300, 400 и 520 мм, а для панельных стен — 200, 240, 300 и 400 мм. Высота балок 400 и 600 мм. Фундаментные балки изготовляют из бетона классов В20 … В40, армируют стержнями периодического профиля из стали класса А-II. Укладывают их непосредственно на ступени фундаментов или на бетонные столбики.

Зазоры между торцами балок и фундаментов заполняют бетоном. По верхней поверхности балок устраивают гидроизоляцию. Пучинистые грунты из-под балок убирают и делают песчаную или шлаковую подсыпку.

Обвязочные балки. Они служат для опирания на них кирпичных или мелкоблочных стен в местах перепада высот, а также при устройстве ленточного остекления для опирания части стены, расположенной над остеклением. Балки изготовляют прямоугольного сечения или прямоугольного сечения с четвертью (см. схему ниже):

Обвязочная балка

Размеры и форму поперечного сечения обвязочных балок принимают в зависимости от шага колонн и толщины стен. Обвязочные балки устанавливают на специально устраиваемые в колоннах железобетонные или стальные консоли. Крепят их к колоннам с помощью болтов или сварки.

Подкрановые балки. Они предназначены для опирания рельсовых путей, по которым передвигаются мостовые краны. Их изготавливают из железобетона и реже из стали. По конструктивному решению подкрановые балки бывают нескольких типов (см. схему ниже): таврового сечения с обычным армированием, таврово-трапецеидального сечения напряженно-армированные.

Сборные железобетонные подкрановые балки

а — сечение балки; б — крепление балки к колонне; в — упор мостового крана; г — устройство кранового пути; 1 — колонна; 2 — закладная деталь в колонне; 3 — крепежная деталь; 4 — закладная деталь балки; 5 — подкрановая балка; 6 — болты; 7 — опорный стальной лист консоли колонны; 8 — закладная деталь балки; 9 — подкрановый рельс; 10 — деревянный брус; 11 — упругие прокладки; 12 — лапки.

Подкрановые балки таврового сечения с обычным армированием предназначаются под краны грузоподъемностью не свыше 5 т, балки таврово-трапецеидального сечения — для кранов грузоподъемностью 6,0 … 30,0 т, двутаврового сечения — для кранов 30 … 50 т. Длина балок 6000 и 12000 мм, высота 1000 … 1400 мм. Подкрановые балки изготовляют из бетона классов В3 … В50, армируют их высокопрочной прядевой или стержневой арматурой класса А-III. В балках предусмотрены закладные детали для крепления их к колоннам, а также крепления к ним рельсов и токопроводящих шин.

Связи. Для обеспечения пространственной жесткости в зданиях между колоннами устраивают связи. По устройству они разделяются на крестовые и портальные. Связи изготавливают из стальных прокатных профилей. Для их крепления в колоннах предусматривают дополнительные закладные детали. Связи располагают в продольных рядах колонн у середины каждого температурного блока. Кроме вертикальных связей между колоннами устанавливают еще горизонтальные и вертикальные связи между фермами (балками) покрытий.

Управление недвижимостью: сдача в аренду, работа с арендаторами и поставщиками услуг.
Технический надзор за подрядчиками (мастерами, специалистами), ведение документации.

2007-2021 © remstroyinfo.ru
При цитировании материалов в сети обратная ссылка строго обязательна

Каркас одноэтажного промышленного здания и его составные элементы и связи

Каркас это несущая основа промздания, которая состоит из поперечных и продольных элементов.: Поперечные элементы — рамы воспринимают нагрузки от стен, покрытий, перекрытий (в многоэтажных зданиях), снега, кранов, ветра, действующего на наружные стены и фонари, а также нагрузки от навесных стен.
Продольные элементы каркаса — это подкрановые конструкции, подстропильные фермы, связи между колоннами и фермами, кровельные прогоны (или ребра стальных кровельных панелей).

Составные элементы каркаса одноэтажных промышленных зданий

Как пример однопролетное здание, оборудованное мостовым краном (рис.1).

В состав каркаса входят следующие основные элементы:

Колонны, расположенные с шагом Ш вдоль здания; основное назначение колонн поддерживать подкрановые балки и покрытие.
Несущие конструкции покрытия (стропильные* балки или фермы), которые опираются непосредственно на колонны (если их шаг совпадает с шагом колонн) и образуют вместе с ними поперечные рамы каркаса.
Если шаг несущих конструкций покрытия не совпадает с шагом колонн (например, 6 и 12 м), в состав каркаса вводят расположенные в продольных плоскостях подстропильные конструкции (также в виде балок или ферм), поддерживающие промежуточные несущие конструкции покрытия, расположенные между колоннами ( рис.1,б).
В некоторых (редких) случаях в состав каркаса вводятся прогоны, опирающиеся на несущие конструкции покрытия и располагаемые на расстояниях 1,5 или 3 м.
Подкрановые балки, опирающиеся на колонны и несущие пути мостовых кранов. В зданиях с подвесными или напольными кранами подкрановые балки не нужны.
Фундаментные балки, опирающиеся на фундаменты колонн и поддерживающие наружные стены здания.
Обвязочные балки, опирающиеся на колонны и поддерживающие отдельные ярусы наружной стены (если она не по всей своей высоте опирается на фундаментные балки).
При расстоянии между основными колоннами каркаса, в плоскостях наружных стен 12 м и более, а также в торцах здания устанавливают вспомогательные колонны (фахверк), облегчающие конструкцию стен.

Рис. 1. Каркас одноэтажного однопролетного здания (схема):

а — при одинаковом шаге колонн и несущих конструкций покрытия; б — при неодинаковом шаге колонн и несущих конструкций покрытия; 1 — колонны; 2 — несущие конструкции покрытия; 3 — подстропильные конструкции; 4 —- прогоны; 5 — подкрановые балки; 6 — фундаментные балки; 7 — обвязочные балки; в — продольные связи колонн; 9 — продольные вертикальные связи покрытия; 10 — поперечные горизонтальные связи покрытия; 11 — продольные горизонтальные связи покрытия.

В стальных каркасах обвязочные балки также относят к фахверку (рис. 2, а). Каркас в целом должен надежно и устойчиво работать под действием крановых, ветровых и других нагрузок.

Рис. 2 Схемы фахверка

а — фахверк продольной стены, б — торцовой фахверк, 1 — основные колонны, 2 — колонны фахверка, 3 — ригель фахверка, 4 — ферма покрытия

Вертикальные нагрузки Р от мостового крана (рис.3), передаваемые через подкрановые балки на колонны с большим эксцентриситетом, вызывают внецентренное сжатие тех колонн, против которых расположен в данный момент мост крана.

Рис. 3. Схема мостового крана

1 — габарит крана, 2 — тележка, 3 — мост крана, 4 — крюк, 5 — колесо крана; 6 — крановый рельс; 7 — подкрановая балка; 8 — колонна

Торможение тележки мостового крана при ее движении вдоль кранового моста (поперек пролета) создает горизонтальные поперечные тормозные силы Т1 действующие на те же колонны.

Торможение мостового крана в целом при его движении вдоль пролета создает продольные тормозные силы Т2, действующие вдоль рядов колонн. При грузоподъемности мостовых кранов, достигающей 650 т и выше, передаваемые ими на каркас нагрузки бывают очень велики. Подвесные краны движутся по путям, подвешенным к несущим конструкциям покрытия, и через них передают свои нагрузки на колонны.

Ветровые нагрузки при различных направлениях ветра могут действовать на каркас как в поперечном, так и в продольном направлениях.

Для обеспечения устойчивости отдельных элементов каркаса в процессе его монтажа и совместной пространственной их работы при воздействии на каркас различных нагрузок в состав каркаса вводят связи.

Основные виды связей каркаса одноэтажных зданий

1. Продольные связи колонн, обеспечивающие их устойчивость и совместную работу в продольном направлении при продольном торможении крана и продольном действии ветра, устанавливаются в конце или посередине длины каркаса.

Устойчивость остальных колонн в продольной плоскости достигается креплением их к связевым колоннам горизонтальными продольными элементами каркаса (подкрановыми балками, обвязочными балками или специальными распорками).

Связи этого вида могут иметь различную схему в зависимости от требований, предъявляемых к проектируемому зданию. Самыми простыми являются крестовые связи (рис. 4, а). В тех случаях, когда они мешают установке оборудования или врезаются в габарит проезда (рис. 4, б), их заменяют портальными связями.

В бескрановых зданиях небольшой высоты такие связи не нужны. Работа колонн в поперечном направлении во всех случаях обеспечивается большими в этом направлении размерами их поперечного сечения и жестким креплением их к фундаментам.

Рис.4. Схема вертикальных связей по колоннам. 1 — колонны, 2 — покрытие, 3 — связи, 4 — проезд

2. Продольные вертикальные связи покрытия, обеспечивающие устойчивость вертикального положения несущих конструкций (ферм) покрытия на колоннах, поскольку крепление их к колоннам считается шарнирным, располагаются по концам каркаса. Устойчивость остальных ферм достигается креплением их к связевым фермам горизонтальными распорками.

3. Поперечные горизонтальные связи, обеспечивающие устойчивость верхнего сжатого пояса ферм против продольного изгиба, располагаются по концам каркаса и образуются путем объединения верхних поясов двух соседних ферм в единую конструкцию, жесткую в горизонтальной плоскости. Устойчивость верхних поясов остальных ферм достигается креплением их к связевым фермам в плоскости верхнего пояса при помощи распорок (или ограждающих элементов покрытия) .

4. Продольные горизонтальные связи покрытия, располагаемые вдоль наружных стен в уровне нижнего пояса ферм.

Все три вида связей покрытия имеют целью объединить отдельные плоские несущие элементы покрытия, жесткие только в вертикальной плоскости, в единую неизменяемую пространственную конструкцию, воспринимающую местные горизонтальные нагрузки от кранов, нагрузки от ветра и распределяющую их между колоннами каркаса.

Каркасы одноэтажных промышленных зданий возводят чаще всего из сборного железобетона, стальные конструкции допускаются лишь при наличии особенно больших нагрузок, пролетов или других условий, делающих нецелесообразным применение железобетона. Расход стали в железобетонных конструкциях меньше, чем в стальных: в колоннах — в 2,5-3 раза; в фермах покрытия— в 2-2,5 раза. Виды промзданий в один этаж подробнее здесь.

Однако стоимость стальных и железобетонных конструкций одинакового назначения отличается незначительно и в настоящее время каркасы делают в основном стальные.

Описанный выше комплекс связей в наиболее полной и четкой форме встречается в стальных каркасах, отдельные элементы которых имеют особенно малую жесткость. Более массивные элементы железобетонных каркасов имеют и большую жесткость. Поэтому в железобетонных каркасах отдельные виды связей могут отсутствовать. Например, в здании без фонарей, с несущими конструкциями покрытия в виде балок и настилом из крупнопанельных плит связи в покрытии не делают.

В монолитных железобетонных каркасах (которые в отечественной практике встречаются очень редко) жесткое соединение элементов каркаса в узлах и большая массивность элементов делают все виды связей ненужными.

Связи чаще всего делают металлические — из прокатных профилей. В железобетонных каркасах встречаются и железобетонные связи, в основном в виде распорок.

Каркас многопролетного здания отличается от каркаса однопролетного здания в первую очередь наличием внутренних средних колонн, поддерживающих покрытие и подкрановые балки. Фундаментные балки по внутренним рядам колонн устанавливают только для опирания внутренних стен, а обвязочные — при большой их высоте. Связи проектируются по тем же принципам, что и в однопролетных зданиях.

При сезонных колебаниях температуры конструкции каркаса испытывают температурные деформации, которые при большой длине каркаса и значительном температурном перепаде могут быть весьма существенными. Например, при длине каркаса 100 м, коэффициенте линейного расширения α = 0,00001 и температурном перепаде 50° (от +20° летом до —30° зимой), т. е. для конструкций, находящихся на открытом воздухе, деформация равна 100 • 0,00001 • 50 = 0,05 м — 5 см.

Свободным деформациям горизонтальных элементов каркаса препятствуют колонны, жестко закрепленные к фундаментам.

Во избежание появления в конструкциях значительных напряжений от этой причины, каркас делят в надземной части температурными швами на отдельные самостоятельные блоки.

Расстояния между температурными швами каркаса по длине и ширине здания выбирают так, чтобы можно было не считаться с усилиями, возникающими в элементах каркаса от климатических колебаний температуры.
Предельные расстояния между температурными швами для каркасов из различных материалов установлены СНиПом в пределах от 30 м (открытые монолитные железобетонные конструкции) до 150 м (стальной каркас отапливаемых зданий).

Температурный шов, плоскость которого расположена перпендикулярно к пролетам здания, называется поперечным, шов, разделяющий два смежных пролета — продольным.

Конструктивное выполнение температурных швов бывает различное. Поперечные швы всегда осуществляются путем установки парных колонн, продольные швы выполняются как путем установки парных колонн (рис. 5, а), так и путем устройства подвижных опор (рис. 5, б), обеспечивающих независимую деформацию, конструкций покрытия соседних, температурных блоков. В каркасах, разделенных температурными швами на отдельные блоки, связи устанавливают в каждом блоке, как в самостоятельном каркасе.

Рис.5. Варианты продольного температурного шва

а — с двумя колоннами, б — с подвижной опорой, 1 — балки, 2 — столик, 3 — колонна, 4 — каток

К каркасу относят также несущие конструкции рабочих площадок, которые бывают необходимы внутри основного объема здания (если они связаны с основными конструкциями здания).

Конструкции рабочих площадок состоят из колонн и опирающихся на них перекрытий. В зависимости от технологических требований рабочие площадки могут располагаться на одном или нескольких уровнях (рис. 6).

Рис. 6. Многоярусная рабочая площадка.

Таким образом, при строительстве одноэтажных и многоэтажных промышленных зданий в качестве несущей принимается, как правило, каркасная система. Каркас позволяет наилучшим образом организовать рациональную планировку производственного здания (получить большепролетные пространства, свободные от опор) и наиболее приемлем для восприятия значительных динамических и статических нагрузок, которым подвержено промышленное здание в процессе эксплуатации.

Видео — поэтапная сборка металоконструкций

Температура бетона — обзор

Проверка усадочных трещин

Усадочные трещины в бетоне могут быть вызваны термическими напряжениями в раннем возрасте, усадкой при высыхании или и тем, и другим. Эффекты почти одинаковы независимо от причины, поэтому в этом разделе «усадка» рассматривается в общем смысле.

Растягивающие напряжения накапливаются в бетоне, когда он сжимается из-за снижения температуры бетона от максимальной температуры гидратации (от реакции вяжущего материала) до температуры окружающей среды.Размер и расстояние между трещинами зависит от комбинации факторов, включая следующие:

•

геометрия конструктивного элемента.

•

свойства бетона:

•: выработка тепла; зависит от типа и содержания вяжущих материалов; FA и GGBS помогают снизить тепловыделение.
•: изменение прочности во времени.
•: тепловые свойства; разные заполнители придают бетону разную скорость расширения и сжатия.
•: водоредуцирующие добавки; суперпластификаторы помогают снизить содержание связующего и, следовательно, тепловыделение (при условии минимального содержания связующего для долговечности).
•: температура размещения; температура бетона во время укладки влияет на максимальную температуру; это можно уменьшить, охлаждая компоненты с помощью охлажденной воды, льда или жидкого азота.
•: охлаждение на месте; охлаждающие патрубки эффективны, но дороги; поверхностное охлаждение водяным орошением применимо для профилей толщиной менее 500 мм.

•

Температура окружающей среды. Ночное бетонирование выгодно, если этим не усугубляется максимальный перепад температур.

•

Расположение строительных и деформационных швов. Деформационные швы позволяют элементам сжиматься с меньшими ограничениями, чем встроенные элементы.

•

Относительный возраст между соседними слепками. Когда вторая отливка элемента приливается к первой отливке, она будет удерживаться им и, таким образом, увеличивать вероятность растрескивания.Чем дальше друг от друга по возрасту две единицы, тем больше будет ограничение, так как большая усадка уже произошла при первом отливке.

•

Количество и расположение арматурной стали. Стержни малого диаметра при небольшом расстоянии друг от друга уменьшают ширину трещин.

•

Предварительное напряжение элементов добавит сжимающее напряжение к элементам и снизит вероятность растрескивания, но это может быть непрактичным или экономичным.

•

Тип опалубки.Для секций толщиной <500 мм стальная опалубка способствует отведению тепла и, следовательно, более низкой максимальной температуре. Для более толстых секций лучше всего использовать фанеру или изоляцию, так как более медленные потери тепла сводят к минимуму температурные градиенты по секции, которые также могут вызвать растрескивание.

•

Обработка бетона после заливки. Влажное отверждение бетона может помочь уменьшить образование трещин из-за пластической усадки и усадки при высыхании.

За некоторые из этих факторов ответственность несет проектировщик, а за другие — подрядчик.Наиболее влиятельными факторами, над которыми группа проектирования и строительства имеет некоторый контроль, являются конструкция армирования, тепловыделение и его смягчение, а также тип заполнителя.

Проектирование усадочной арматуры является обязанностью инженера-проектировщика, и для этого необходимо сделать допущения в отношении деталей конструкции и тепловыделения после литья. Рекомендуется сообщать эти параметры подрядчику через спецификацию проекта, чтобы подрядчик мог сформулировать опалубку, бетонную смесь и последовательность строительства в соответствии с проектом.Если подрядчик не может соответствовать предположениям проектировщика, то фактические или ожидаемые параметры должны быть сообщены проектировщику, чтобы проект можно было обновить в соответствии с требованиями. Проектирование и строительство усадочной арматуры должны быть совместными усилиями проектировщика и подрядчика, и это должно быть записано в спецификации проекта.

Геометрия элемента, а также расположение и тип конструкции и деформационных швов влияют на ограничение, которое испытывает элемент.Если бы бетонный элемент был полностью свободен для усадки без каких-либо препятствий со стороны земли или соседних элементов, тогда он бы давал без ограничений, и не было бы нарастания растягивающего напряжения. Например, трение между основанием и его основанием может ограничить усадку бетона в основании и вызвать растяжение. Когда стеновая панель заливается поверх основания, основание уже претерпевает некоторую усадку, и поэтому он будет сдерживать более свежий бетон в стеновой отливке.Сдерживание вдоль нижней части элементов в этих двух примерах приводит к растягивающим напряжениям в горизонтальном направлении вдоль нижней части элемента, и образуются вертикальные трещины для снятия напряжений, если они превышают предел прочности бетона на растяжение в то время. Если элемент неармированный, вероятно, будет небольшое количество трещин большой ширины.

В зависимости от конфигурации конструкции и толщины элементов необходимо проверить ограничение внешнего края (как описано в предыдущем абзаце), ограничение конца и внутреннее ограничение (CIRIA C660).Конечное ограничение возникает, когда элемент, например плита или балка, залит между двумя жесткими опорами на его концах. Внутреннее ограничение возникает из-за различных температурных изменений внутри элемента и может вызвать внутренние трещины.

На начальном этапе бетон набирает прочность, и в то же время он сначала нагревается из-за реакций гидратации цемента, а затем охлаждается после завершения основной гидратации. Именно в период охлаждения в раннем возрасте бетон наиболее уязвим для растрескивания.Прочность бетона на растяжение увеличивается, но все еще остается низкой, и одновременно с этим увеличивается напряжение в бетоне по мере его охлаждения из-за сдерживания. В любой момент времени на этой ранней стадии, если прочностная способность бетона не превышает развиваемое напряжение, произойдет растрескивание.

Когда элемент должным образом усилен против растяжения, может возникнуть множество узких трещин. Более широкие трещины (более 0,3 мм) способствуют проникновению хлоридов и тем самым снижают срок службы элемента в эксплуатации.Однако текущие исследования показывают, что даже небольшие трещины могут отрицательно повлиять на его долговечность (Otieno et al., 2016). Минимальное содержание вяжущего для морского бетона указано для уменьшения его проницаемости, но необходимо соблюдать осторожность, чтобы не использовать слишком много вяжущего, так как это может вызвать слишком много тепла и в крайних случаях привести к неприемлемому увеличению растрескивания или даже к замедленному образованию эттрингита. Когда температура бетона поднимается выше 65 ° C, образуется особый тип сульфата, который в присутствии воды образует эттрингит после затвердевания бетона.Этот замедленный эттрингит расширяется и вызывает внутреннее напряжение в бетоне, которое проявляется в виде трещин. Массивные элементы конструкции, которые создают высокие внутренние температуры во время гидратации и испытывают воздействие воды (например, брызги морской воды) в процессе эксплуатации, являются наиболее уязвимыми для этого явления (Godart and Divet, 2013).

Подробные рекомендации по проектированию арматуры, способной противостоять силам усадки, можно найти в BS EN 1992-3: 2006 и CIRIA C660.

Что нужно знать

Римляне изобрели первую в мире бетонную смесь в 3 веке до нашей эры, соединив воду, вулканическую пыль, заполнитель и гипс или известь.Два тысячелетия спустя бетон занял достойное место в качестве надежного конструкционного строительного материала.

С другой стороны, изобретение стали в качестве строительного материала не так уж и старо — она не использовалась широко в строительстве до середины XIX века из-за сложного производственного процесса. В 1850-х годах новые методы позволили ускорить производство стали, и она быстро приобрела известность как прочный и долговечный строительный материал. В течение следующих 150 лет популярность стали продолжала расти, и теперь, наряду с бетоном, это один из наиболее широко используемых конструкционных материалов.

Если вы думаете, использовать ли бетон или сталь в качестве основного строительного материала для вашего проекта, вам следует учесть несколько факторов. Оба являются одинаково достойными конструкционными материалами. Бетон стоит дороже, но, возможно, обеспечивает лучшую общую производительность. Чтобы понять, какой материал лучше подходит для вашего проекта, вы должны знать, как они соотносятся по прочности, долговечности, огнестойкости, устойчивости и, конечно же, стоимости.

1.Прочность

Прочность на сжатие — это способность материала выдерживать силу сжатия. В здании прочность на сжатие плит, балок, колонн и фундамента позволяет этим элементам выдерживать вертикальные нагрузки здания без повреждений.

Предел прочности — это сопротивление материала разрушению при растяжении. Способность балки противостоять вертикальным нагрузкам является примером прочности на растяжение, поскольку она предотвращает удлинение нижней стороны и растрескивание при приложении нагрузки сверху.

Разрушение при сдвиге вызывается двумя невыровненными силами, действующими на здание в разных направлениях, и обычно происходит во время землетрясения или из-за сильного ветра. Прочность на сдвиг — это способность материала противостоять такому типу разрушения.

Бетон имеет отличную прочность на сжатие, но он очень хрупкий и легко ломается при растяжении. Чтобы противостоять этой слабости, в него заделаны арматурные стержни из материала, устойчивого к растяжению.Эти стержни обычно стальные, хотя также доступны и композитные.

В железобетоне общая прочность зависит от прочности бетона на сжатие и прочности на разрыв стальной арматуры. Вертикальные стержни, проходящие по длине элемента конструкции, связаны с более короткими перпендикулярными стержнями, называемыми хомутами, эти хомуты обеспечивают прочность на сдвиг.

Прочность на растяжение

Steel — одна из самых продаваемых характеристик, но умело спроектированные стальные конструкции предлагают такую же общую прочность, как и их железобетонные аналоги.Прочная конструкция конструкции является ключом к достижению достаточной прочности на сжатие, растяжение и сдвиг стальной конструкции.

2. Прочность

Прочность — это степень устойчивости материала к окружающей среде. И железобетон, и сталь могут прослужить долгое время без разрушения, если их точно настроить в соответствии со своими настройками.

Правильно адаптированный железобетон выдерживает циклы замораживания-оттаивания, химикатов, морской воды, влаги, солнечного излучения и истирания.Поскольку бетон неорганический, он не подвержен атакам паразитов. Что еще более важно, он не горит и не плавится.

Но, несмотря на высокую прочность, железобетон скрывает потенциальный недостаток — ту же подверженную коррозии стальную арматуру, которая делает его более прочным. Ржавая арматура теряет связь с окружающим бетоном и образует оксид железа, который расширяется, что приводит к растягивающим напряжениям и, в конечном итоге, к разрушению. Хотя естественная щелочность бетона снижает коррозию арматуры, может потребоваться дополнительная защита для железобетона, подверженного воздействию морской воды или большого количества противообледенительной соли.Для этой цели хорошо подходят арматура с эпоксидным покрытием, нержавеющая сталь или композит.

Конструкционная сталь так же подвержена коррозии, как и арматура, и также требует защиты. Краска, порошковое покрытие, защитные слои и химические вещества, ингибирующие коррозию, — все это методы, которые могут устранить или ограничить коррозионное повреждение конструкционной стали.

3. Огнестойкость

Состав железобетона делает его по существу инертным и, следовательно, негорючим, а его низкая скорость теплопередачи предотвращает распространение огня между помещениями.

При этом и бетон, и стальная арматура могут потерять свою прочность после длительного воздействия высоких температур. В зависимости от типа используемого заполнителя бетон может начать терять свою прочность на сжатие при температурах от 800 ° F до 1200 ° F. Исследования показывают, что легкий бетон имеет лучшую огнестойкость благодаря своим изоляционным свойствам и более низкой скорости теплопередачи.

Конструкционная сталь менее устойчива к возгоранию, чем железобетон.Он начинает терять свою прочность при температурах выше 550 ° F и сохраняет только 50% своего предела текучести при комнатной температуре при 1100 ° F. Различные методы могут снизить скорость повышения температуры в стальных конструкционных элементах здания. Сюда могут входить огнестойкие покрытия, барьеры, системы охлаждения, бетонная облицовка и активные меры, такие как спринклеры.

4. Устойчивое развитие

И бетон, и сталь обладают экологическими преимуществами при использовании в строительстве.Около 85% всей стали, используемой в мире, в конечном итоге перерабатывается. Это имеет смысл только с учетом обилия металлолома и легкости процесса переработки. Помимо снижения спроса на вновь добываемые ресурсы, переработка стали потребляет лишь треть энергии по сравнению с потребляемой во время производства стали.

Concrete также может похвастаться несколькими экологичными характеристиками. Большинство из них возникает в относительной близости от строительной площадки, что сокращает количество энергии, необходимой для транспортировки.После сноса его можно переработать для производства гравия, заполнителя или материалов для дорожного покрытия для строительства дорог, борьбы с эрозией, ландшафтного дизайна, восстановления океанических рифов и других задач. Незагрязненный бетон можно превратить в заполнитель для новых смесей.

Квартира построена из бетона

Переработка бетона имеет много преимуществ для окружающей среды. Он предотвращает попадание мусора на свалки, сокращает объем строительных отходов и заменяет гравий и заполнители, которые в противном случае были бы добыты и отправлены.

5. Стоимость

Железобетон — более дорогая альтернатива конструкционной стали. Рабочая сила и материалы, необходимые для установки опалубки и арматуры, заливки бетона и обеспечения его правильного твердения, могут составлять значительную часть общих затрат.

При этом цены на бетон относительно стабильны. С 2000 года цены на различные бетонные изделия неуклонно росли вместе с темпами инфляции, и это важный фактор, который следует учитывать при ценообразовании проектов, запланированных на далекое будущее.

Несмотря на более высокую стоимость, прочность, долговечность и огнестойкость бетона не остаются незамеченными страховыми агентствами. Как правило, страховые компании присваивают бетонным конструкциям более высокий рейтинг безопасности и более низкие премии по своим полисам.

Сталь дешевле, чем бетон, и ее быстрее возводят, но у нее больше времени на выполнение заказа. Из-за его более низкой огнестойкости страховые взносы для стальных конструкций, как правило, выше.

Цены на сталь, как известно, неустойчивы, и последние два десятилетия рисуют хаотичную картину.Достигнув пика в первые месяцы 2008 года, они вошли в нисходящую спираль с Великой рецессией. Еще десять лет взлетов и падений, и в 2018 году сталь снова подскочила. Сейчас на рынке покупателя они падают, но некоторые эксперты ожидают, что они восстановятся в конце года. Такие колебания цен представляют собой серьезную проблему для бюджета, и это, вероятно, будет продолжаться, учитывая нынешнюю глобальную экономическую нестабильность.

Дизайн Эверест может помочь

Если вы не уверены, что лучше подходит для вашего здания, — сталь или бетон, мы можем помочь.Наши инженеры оценят переменные, влияющие на ваш проект, и предложат экономичное решение, адаптированное к вашему замыслу. Позвоните нам (877) 892-0292 , чтобы получить БЕСПЛАТНУЮ консультацию и расценки.

Источники:
[1] http://www.essential-humanities.net/art-supplementary/tension-compression/
[2] http://by.genie.uottawa.ca/~murat/Chapter%202%20-%20SHEAR%20DESIGN%20SP%2017%20-%2009-07.pdf
[3] https://www.cement.org/learn/concrete-technology/durability
[4] https://www.cement.org/docs/default-source/th-buildings-structures-pdfs/fire-concrete-struc-sei-08.pdf
[5] https://practical.engineering/blog/2019/3/9/does-rebar-rust
[6] https://www.metalsupermarkets.com/how-to-prevent-corrosion/
[7] https: //www.canadianconsultingengineer.com / Features / огнестойкая и конструкционная сталь /
[8] https://www.thebalancesmb.com/recycling-concrete-how-and-where-to-reuse-old-concrete-844944
[9] https://www.concretecentre.com/Performance-Sustainability-(1)/Fire-Resistance.aspx
[10] https://beta.bls.gov/dataViewer/view/timeseries/WPU133
[11] https://beta.bls.gov/dataViewer/view/timeseries/WPU101704
[12] https: // ihsmarkit.ru / solutions / steel-прогноз.html
[13] https://www.romae-vitam.com/roman-concrete.html
[14] https://www.steelincga.com/a-brief-history-of-steel-construction/

границ | Влияние продолжительности пожара на сейсмическое переоснащение гистерезисными амортизирующими распорками из ж.д. Здания школы

Введение

Пожары имеют фазы нагрева и охлаждения, однако влияние последних на распределение температуры и остаточные механические свойства обычно не учитывается при оценке поведения конструкции.Однако недавние экспериментальные (например, Gernay, 2019) и вычислительные (например, Behnam, 2017) исследования, характеризующие вредное воздействие фазы охлаждения, подчеркнули возможность дальнейшего снижения несущей способности железобетонных (ж / б) элементов даже после достижения максимальной температуры возгорания. В частности, ухудшение механических свойств ж.д. конструкции могут продолжаться, когда огонь медленно остывает из-за замедленного повышения температуры во внутренних слоях из-за тепловой инерции бетона (Dimia et al., 2011; Мацца и Алесина, 2019). Бетон не восстанавливает прочность (т.е. термическое разрушение) и жесткость (т.е. термическое повреждение) после пожара, а его тепловые свойства постепенно снижаются в зависимости от продолжительности фаз нагрева и охлаждения (Lee et al., 2008; Maraveas and Vrakas , 2014). Прогрессирующее и взрывное растрескивание также очевидно в бетоне высокой и сверхвысокой прочности, а не в обычном, из-за низкой проницаемости (т. Е. Гидравлического отслаивания) и ограниченного теплового расширения (т.е.е., термическое скалывание) зоны вблизи нагретой поверхности, образованной более холодными внутренними слоями бетона (Maraveas, Vrakas, 2014). Кроме того, на остаточную прочность бетона на сжатие существенно влияет метод охлаждения с дополнительным снижением прочности на 38% для закалки, но не для распыления (Botte and Caspeele, 2017). С другой стороны, арматурные стальные стержни восстанавливают большую часть своих исходных свойств при условии, что максимальная температура во время пожара остается ниже критического значения (Felicetti et al., 2009). В частности, мягкие, высокопрочные и нержавеющие стали восстанавливают не менее 75% своих первоначальных механических свойств после воздействия температуры огня выше 600 ° C (Maraveas et al., 2017). В результате необходима оценка огнестойкости конструкции при охлаждении, чтобы установить, следует ли увеличить остаточную емкость путем модернизации. Однако упрощенный метод изотермы 500 ° C, предложенный Еврокодом 2 (Европейский комитет по стандартизации, EC 2.1-2, 2004b) для оценки огнестойкости r.c. каркасных элементов применяется в случае тепловых профилей внутри элемента, аналогичных профилям, вызванным стандартным пожаром, но он не работает в случае естественного пожара, когда внешние слои подвергаются охлаждению, а внутренние остаются горячими. В реалистичном сценарии пожара термический анализ ж.д. поперечные сечения следует выполнять во временной области с учетом интенсивности и продолжительности пожара, поскольку проверка при максимальной температуре не всегда является достаточной мерой предосторожности.

На основании вышеизложенного, сейсморазведка р.c. конструкции, поврежденные пожаром, могут быть серьезной проблемой, потому что землетрясение после пожара может привести к другому, более уязвимому состоянию по отношению к горячей стадии, связанной с максимальной температурой газа (Mazza, 2015). Системы демпфированных связей представляют собой экономичную стратегию, которая может одновременно добавлять демпфирование и повышать прочность (например, Christopoulos и Filiatrault, 2006), тем самым ограничивая структурные повреждения без изменения существующих структурных компонентов. Фактически, использование рассеивающих распорок также обеспечивает значительную дополнительную жесткость конструкции, которая обычно отрицательно влияет на максимальный сдвиг основания, а иногда и на ускорение пола.Но эта проблема теряет свою актуальность с точки зрения устойчивости к возгоранию, поскольку значительное снижение жесткости и прочности подтверждается в элементах конструкции, подверженных воздействию огня, по сравнению с условием отсутствия огня (Mazza and Alesina, 2019), таким образом, более жесткие и демпфированные. подтяжки можно вставлять в поврежденный пожаром уровень; они смогут восстановить соответствующие начальные значения на этом уровне. В качестве заключительного замечания следует отметить, что многие процедуры проектирования демпфированных распорок были разработаны в соответствии с философией проектирования, основанной на характеристиках (Mazza et al., 2015; Sorace et al., 2016), параллельно с заметным улучшением технологии демпфирования, хотя конкретные положения сейсмического кодекса все еще отсутствуют.

В данной работе показано, как реконструировать школьные здания, пострадавшие от пожара, с учетом последствий пожаров разной продолжительности. Здание школы Collina-Castello в Бизиньяно (Италия), трехэтажное жилое здание. каркасная конструкция, спроектированная в сейсмическом регионе со средней степенью риска в соответствии с прежними итальянскими нормами (Министерство общественных работ Италии, 1975 г.), рассматривается в качестве испытательной конструкции.Предполагается два сценария возгорания, учитывая, что пожарный отсек ограничен площадью земли (F0) и первым (F1) уровнями, с параметрическими кривыми возгорания время-температура, оцененными в соответствии с Еврокодом 1 (Европейский комитет по стандартизации, EC 1.1-2. , 2004а). Исследуются четыре случая пожара: т.е. только фаза нагрева, при 30 (т.е. F1) и 45 (т.е. F0) минутах огнестойкости; общая продолжительность пожара при быстром, среднем и медленном остывании. Остаточная прочность и жесткость р.c. Элементы каркаса после пожара оцениваются по результатам экспериментов, принимая во внимание тот факт, что при остывании бетона (Chang et al., 2006) и стальной арматуры (Slowanski et al., 1971) может произойти дополнительное снижение их характеристик. Затем поврежденная пожаром школа модернизируется гистерезисными амортизирующими распорками (HYDB) на основе процедуры проектирования на основе смещения (Mazza et al., 2015), измененной для восстановления структурной регулярности, нарушенной пожаром. Наконец, чтобы проверить эффективность предложенного критерия модернизации, были выполнены нелинейные статические и динамические анализы несвязанных и демпфированных скрепленных огнестойких конструкций.

Здание школы Коллина-Кастелло

Компоновка и оформление

Здание школы Коллина-Кастелло в Бизиньяно (Козенца, Италия), за которым с 2004 года ведется наблюдение в рамках итальянской сети Сейсмической обсерватории сооружений, рассматривается для численного исследования (рис. 1A). Трехэтажное железобетонное (ж.б.) сооружение построено в 1983 году; он состоит из четырех плоских рамок, расположенных вдоль главного направления X в плане (рис. 1C). Только периметральные рамы размещаются вдоль короткой стороны (рис. 1D), без внутренних балок, параллельных направлению плиты перекрытия.Ориентация в плане колонн, имеющих поперечное сечение 0,4 м × 0,5 м, а также типологии продольных (0,4 м × 0,6 м) и поперечных (0,5 м × 0,4 м) балок также представлены на рисунке 1B. R.c. конструкция была спроектирована в соответствии с методом допустимого растяжения в соответствии с прежним итальянским сейсмическим кодексом (Министерство общественных работ Италии, 1975 г.), предполагая сейсмический район среднего риска (коэффициент сейсмической интенсивности C = 0,07) и средний класс грунтов. (коэффициент недр ε = 1,0).В 2004 году Департамент гражданской защиты (D.C.P.) провел геометрическое обследование и материальный контроль здания. Предполагается, что прочность на сжатие в цилиндрической форме составляет 20,4 МПа, а секущий модуль упругости E _c = 25 140 МПа для бетона и предел текучести 375 МПа для стали. Прочность бетона и стали делится на коэффициент достоверности, равный 1,2, что соответствует подходящему уровню знаний о здании в соответствии с действующим итальянским сейсмическим кодексом (Министерство инфраструктуры Италии, 2018).Гравитационные нагрузки представлены в виде: собственных нагрузок 5,52 и 5,00 кН / м ² на первом и втором этаже, соответственно, и 6,78 кН / м ² на верхнем этаже, с учетом веса крыши на третьем этаже. уровень; временные нагрузки 3,0 кН / м ² на первых двух этажах и 0,5 кН / м ² на верхнем этаже, без учета снеговой нагрузки на крышу в комбинации сейсмических нагрузок. Заполнение кладки, равномерно распределенное по высоте, укладывается по периметру, принимая вес 11 кН / м ³.Дополнительные сведения о стальной арматуре колонн и балок, постоянной по высоте здания, приводятся в других работах (Mazza, Vulcano, 2014a; Sorace, Terenzi, 2014).

Рисунок 1 . Оригинальная школа Коллина-Кастелло в Бизиньяно (единицы в м). (А) Вид спереди. (Б) План. (C) Продольный периметр рамы. (D) Рама поперечная по периметру.

Проектирование сценариев пожара

Уровни первого и второго этажей школы Коллина-Кастелло используются для офисов и классных комнат, соответственно, создавая два разных сценария пожара (т.е., F0 и F1) с равномерной температурой, распространяющейся на всю площадь пола (рисунок 2). Огонь затрагивает четыре и три стороны внутренних колонн и балок, соответственно, и одну сторону для всех внешних элементов. Расчетное значение плотности пожарной нагрузки является функцией горючего содержимого отсека (EC 1.1-2):

qt, d = qf, d · Af / At (1)

относится к A _t, общей площади корпуса (т.е. стен, потолка и пола, включая отверстия), и q _{f, d}.Последнее значение соответствует площади пола ( A _f)

qf, d = δq1 · δq2 · δn · Qf, k / Af (2)

составляет: Q _{f, k} характеристическая пожарная нагрузка; δ _q ₁ и δ _q ₂ частные факторы, связанные с риском пожара; δ _n коэффициент дифференциации в зависимости от активных противопожарных мероприятий. Применительно к 30 мин (R30) и 45 мин (R45) воздействия расчетные параметры пожарной нагрузки для двух уровней испытательной конструкции показаны в таблице 1.

Рисунок 2 . Пожарные отсеки для школы Коллина-Кастелло. (A) Сценарий пожара F0. (B) Сценарий пожара F1.

Таблица 1 . Расчетные параметры пожарной нагрузки (КУ 1-1.2).

Доступно множество кривых время-температура для моделирования полностью развивающихся пожаров после перекрытия (Ariyanayagam and Mahendran, 2014). Выражение EC 1.1-2 для температуры газа θ _г (° C) во время фазы нагрева учитывает размер, тепловые свойства и условия вентиляции пожарного отсека с помощью следующего уравнения

θg = 20 + 1325 · (1−0.324e − 0.2t * −0.204e − 1.7t * −0.472e − 19t *) (3)

, где фактическая продолжительность пожара определяется с учетом фиктивного времени t ^*, заданного временем t (в часах), умноженным на безразмерный параметр, равный

Γ = (O / b) 2 / (0,04 / 1160) 2 (4)

, где O — коэффициент открытия, связанный с A _v, площадью вертикальных отверстий, h _eq, средневзвешенным значением вертикальных отверстий и A _t, общая площадь корпуса

и b — тепловая инерция всех поверхностей корпуса отсека.Температура газа в фазе охлаждения оценивается как

. θg = θmax − 625 (t * −tmax *), tmax * ≤0,5 hθg = θmax − 250 (3 − tmax *) (t * −tmax *), 0,5 h , где максимальная температура θ _max в фазе нагрева длится

tmax * = max (0,2 · 10-3qt, d / O, tlim) (7)

составляет t _lim = 25, 20 и 15 мин в случае медленного, среднего и быстрого роста пожара соответственно. Эта параметрическая кривая применима к отсекам с загрузкой топлива в основном целлюлозного типа, площадью пола до 500 м ² и тепловой инерцией 100 ≤ b ≤ 2200 Дж / м ² с ^1/2 K и коэффициентом открытия 0 .02 ≤ O ≤ 0,2 м ^1/2. Интересно отметить, что на продолжительность фазы охлаждения не влияет плотность загрузки топлива, а она увеличивается с уменьшением значений коэффициента открытия и увеличением значений тепловой инерции. В частности, в таблице 2 представлены вышеупомянутые параметры, определяющие конечный момент фазы охлаждения ( t _{охлаждение}). Для сценариев пожара F0 (Рисунок 3A) и F1 (Рисунок 3B) приняты три закона охлаждения, соответствующие различным конечным моментам восстановления температуры окружающей среды 20 ° C: i.е., быстрое (R _FC), среднее (R _MC) и медленное (R _SC) охлаждение.

Таблица 2 . Расчетные параметры фазы охлаждения.

Рисунок 3 . Кривые время-температура для школы Коллина-Кастелло. (A) Сценарий пожара F0. (B) Сценарий пожара F1.

Стандартная кривая ISO-834 (ISO 834, 1999) также представлена на рисунке 3, представляя фазу нагрева с температурой возгорания, зависящей только от прошедшего времени.Комбинация проектных параметров приводит к увеличению максимальной температуры и одновременному сокращению продолжительности фаз нагрева и охлаждения, когда предполагается увеличение значений коэффициента открытия.

Далее, распределение температуры в у.т. элементы рамы оцениваются с учетом граничных условий для теплового потока, полученных из параметрических кривых зависимости времени от температуры, предложенных EC 1.1-2. В частности, квадратные четырехугольные элементы с 8 узлами с размером ячейки, равным 1 см, предполагаются для двумерного несвязанного анализа переходных процессов теплопередачи с помощью конечных элементов r.c. поперечные сечения (ABAQUS, 2014). Предполагается, что неэкспонированные стороны поперечного сечения имеют температуру окружающей среды 20 ° C, в то время как температура считается постоянной вдоль продольной оси каждого элемента рамы. Тепловые параметры, используемые для бетона (c) и стали (s), следующие: теплопроводность, k _c = 2 Вт / мК и k _s = 50 Вт / мК; удельная теплоемкость, c _{p, c} = 900 Дж / кг · K и c _{p, s} = 450 Дж / кг · K; плотность, ρ _c = 2300 кг / м ³ и ρ _s = 7850 кг / м ³.Наконец, коэффициент тепловой конвекции, равный 35 Вт / м ² K, и коэффициент излучения, равный 0,56, принимаются для бетона поверхностей, подверженных воздействию огня, в то время как 9 Вт / м ² K выбирается в качестве коэффициента конвекции для поверхностей. не выставлен.

Что касается внутренних балок и колонн на уровне земли школы Коллина-Кастелло, тепловые карты ж.к. поперечные сечения показаны на рисунках 4A – D, E – H, соответственно, с учетом термодиффузии в части балок, включенных в плиту перекрытия.Внутреннее распределение температуры во время фазы нагрева после 45 минут воздействия огня (R45) сравнивается с оценкой в конце быстрого (R _FC), среднего (R _MC) и медленного (R _{). SC}) фазы охлаждения для сценария пожара F0. Обратите внимание, что для уменьшения скорости распада фазы охлаждения (рис. 4B – D, F – H) внутренние слои показывают более высокие температуры, чем внешние. Такое поведение зависит от замедленного повышения температуры во внутренних слоях из-за тепловой инерции внутреннего бетона, в то время как внешние слои охлаждаются.С другой стороны, во время фазы нагрева внешние слои нагреваются до температур, намного превышающих температуры внутренних слоев (рисунки 4A, E). Наконец, наблюдается тесная связь между продолжительностью фазы охлаждения и максимальной температурой и протяженностью поврежденной части поперечного сечения, в то время как количество сторон, подверженных возгоранию, является основным параметром при рассмотрении фазы нагрева.

Рисунок 4 . Тепловые отображения внутренних ж.д. элементы каркаса для сценария пожара F0. (A) R45: колонны. (B) R _FC: колонны. (C) R _MC: столбцы. (D) R _SC: колонны. (E) R45: балки. (F) R _FC: балки. (G) R _MC: балки. (H) R _SC: балки.

В частности, наиболее нагретыми областями являются углы (Рисунки 4B, F), края (Рисунки 4C, G) и центр (Рисунки 4D – H), когда R _FC, R _MC и R _SC считаются соответственно.Аналогичные результаты, опущенные для краткости, получены для внешних колонн, короткая и длинная сторона которых подвергается воздействию огня, и балок, при этом наиболее головные участки параллельны стороне, подверженной воздействию огня.

Остаточные свойства ж.к. Элементы рамы после пожара

Остаточные значения свойств жесткости, прочности и пластичности ж.к. элементы каркаса, подверженные воздействию огня, оцениваются методом переменной изотермы в предположении, что температура постоянна вдоль их продольной оси.К определенной продолжительности фаз нагрева (tmax *) и охлаждения ( t _{охлаждение} -tmax *) пожара, т. поперечное сечение разделено на соответствующее количество концентрических частей, каждая из которых дополнительно подразделяется на несколько подэлементов, соответствующих открытым сторонам. Дискретность сечений ж.д. элементы каркаса показаны на рисунке 5, различая внутренние колонны (рисунок 5A) и балки (рисунок 5B) и внешние колонны (рисунок 5C) и балки (рисунок 5D).В частности, учитывается температура в центре подэлемента i и используется симметрия в случае, когда противоположные стороны подвергаются воздействию огня (например, T _{снизу, i} = T _{сверху, i} и T _{слева, i} = T _{справа, i}, для внутренней колонны и T _{слева, i} = T _{справа, i}, для внутренней балки). Следует отметить, что самый внутренний подэлемент (см. Синий край) имеет одинаковую температуру со всех сторон.

Рисунок 5 . Дискретность r.c. поперечное сечение методом переменной изотермы. (A) Внутренняя колонка. (B) Внутренняя балка. (C) Внешняя колонна. (Д) Наружная балка.

В качестве примера, температурно-временные профили для поперечного сечения ж. внутренние колонны на уровне земли (то есть сценарий F0) и первый (то есть сценарий F1) уровни школы нанесены на рисунок 6, начиная с границы и заканчивая центром в горизонтальном направлении.Температуры в центре пяти концентрических слоев бетона показаны со ссылкой на медленную (Рисунки 6A, D), среднюю (Рисунки 6B, E) и быструю (Рисунки 6C, F) скорости охлаждения. Отметим, что эволюция температуры в концентрических слоях различна во время фаз нагрева и охлаждения, и более заметные различия наблюдаются при уменьшении значений скорости охлаждения. Более того, максимальная температура во внешних слоях достигается до tmax * для всех скоростей охлаждения, в то время как это происходит во время или в конце фазы охлаждения для внутренних слоев.Наконец, изменения температуры более очевидны для сценария F0, характеризующегося самой высокой температурой во время пожара, в то время как температура внутренних слоев не восстанавливается до значения окружающей среды в конце кривых время-температура ( t _{охлаждение}). в таблице 2.

Рисунок 6 . Профили времени-температуры для поперечного сечения внутренней колонны, подвергшейся воздействию огня на уровне земли (A, B, C) и первый уровень (D, E, F) школы Коллина-Кастелло.

Для оценки остаточной емкости поперечных сечений, подверженных различным сценариям возгорания и скорости разрушения, применяются два подхода: (i) метод изотермы 500 ° C, предложенный EC 2.1-2, в сочетании с огнестойкостью R30 и R45 при нагревании фаза; (ii) предлагаемый метод переменной изотермы, использующий температурно-временные профили внутренних слоев во время фазы охлаждения. Для этого используются понижающие коэффициенты прочности на сжатие α _fc = f _cθ / f _c20 и модуля упругости α _Ec = E _cθ / E _c20 для бетона (Chang et al. al., 2006) и предел текучести, α _fy = f _yθ / f _y20, для стали (Slowanski et al., 1971) представлены на рисунке 7 со ссылкой на горячее (рисунок 7A) и холодное (Рисунок 7B) условия.

Рисунок 7 . Коэффициенты модификации механических свойств ж.к. элементы каркаса во время фазы нагрева и охлаждения: горячие (A) и холодные (B) свойства.

Обратите внимание, что заметное снижение остаточной прочности бетона наблюдается во время фазы охлаждения из-за тепловой инерции внутренних слоев, в отличие от EC 2.1-2, где температура бетона выше 500 ° C не рассматривается. Ситуация совершенно иная для предела текучести стали, подчеркивающего почти полное восстановление после охлаждения, в отличие от EC 2.1-2, где предполагается заметное снижение, относящееся к максимальной температуре во время фазы нагрева.

Для краткости, только послепожарные механические свойства внутренних колонн вдоль главной локальной оси поперечного сечения представлены на Рисунке 8 со ссылкой на первую (Рисунки 8A, C, E) и вторую (Рисунки 8B, D, F) ступени школы Collina Castello.Влияние продолжительности фазы охлаждения исследуется путем сравнения медленного (R _SC), среднего (R _MC) и быстрого (R _FC) процессов охлаждения с результатами на R30 (т.е. F1) и R45 (т.е. F0) огнестойкость и условие отсутствия огня (т.е. T = 20 ° C). В частности, область предельного взаимодействия осевой нагрузки (N _Rd) и изгибающего момента (M _Rd) сужается при уменьшении значений скорости охлаждения (рисунки 8A, B), особенно при превышении сбалансированной сжимающей нагрузки.

Рисунок 8 . Остаточные свойства внутренних колонн школы Коллина-Кастелло: сценарии пожара F0 (A, C, E) и F1 (B, D, F) .

Кроме того, заметное снижение жесткости на изгиб после нагрева и охлаждения (Рисунки 8C, D) приводит к другому распределению сейсмических нагрузок между внешними и внутренними колоннами пожарного отсека по сравнению с нагревом (т. Е. R30 и R45 ) и отсутствие пожара. Наконец, только ограниченное влияние пожара обнаружено на предельной пластичности, соответствующей осевой силе из-за гравитационных нагрузок (рисунки 8E, F).

Сейсмическое переоборудование с гистерезисными амортизирующими распорками

Нелинейный статический анализ школы проводится до и после пожара по основным осям X и Y в плане. Неупругое поведение у.е. элементы каркаса моделируются пластиковыми шарнирами, сосредоточенными на обоих концах, в предположении упругопластического закона кривизны момента с линейным упрочнением (то есть, коэффициент упрочнения r _F = 3%). Трехэтапный алгоритм, основанный на принципе Хаара – Кармана, и метод длины дуги используются для оценки кривой пропускной способности (Mazza and Mazza, 2010; Mazza, 2014a).Распределения инвариантных поперечных сил учитываются для нелинейного статического анализа, при этом интенсивность изменяется пропорционально массам пола с («модальный тип») или без («однородный тип») основной моды колебаний. Анализ вытеснения прекращается, когда достигается предельное значение требуемой пластичности кривизны в критических сечениях элементов каркаса (см. Положения NTC18 для существующих зданий). В качестве примера, нормализованный сдвиг в основании (т.е.V _b / W _до, W _до — общий сейсмический вес) и горизонтальное смещение кровли (т.е.е., u _верх / H _до, H _до (общая высота) конструкции вдоль направлений X и Y показаны на рисунке 9 с огнем и без огня.

Рисунок 9 . Сравнение кривых вытеснения для школы Коллина-Кастелло до модернизации, с огнем на земле (F0) и на первом (F1) уровне и без него. (A) Равномерный узор в направлении X: сценарий F0. (B) Модальный узор в направлении X: сценарий F0. (C) Равномерный узор в направлении X: сценарий F1. (D) Модальный узор в направлении X: сценарий F1. (E) Равномерный узор в направлении Y: сценарий F0. (F) Модальный узор в направлении Y: сценарий F0.

Кривые пропускной способности в направлении X построены на рисунках 9A – D со ссылкой на сценарии пожара F0 и F1 соответственно. Более подробно, результаты, полученные для быстрой (R _FC), средней (R _MC) и медленной (R _SC) фаз охлаждения, сравниваются с результатами, соответствующими кривой ISO-834 с огнестойкостью R45 и R30, соответственно. .Кривые вытеснения, соответствующие «равномерному» (рисунки 9A, C) и «модальному» (рисунки 9B, D) распределению нагрузки, являются более ограничительными с точки зрения смещения и сдвига, соответственно. Более того, значительное снижение жесткости и прочности элементов конструкции, подвергшихся воздействию сценария пожара F0, соответствует увеличению смещения и уменьшению сдвига по сравнению с условием отсутствия пожара, когда рассматривается увеличивающаяся продолжительность пожара (Рисунки 9A, B ). Небольшая разница обнаружена с результатами, полученными для температуры окружающей среды для сценария пожара F1 (рисунки 9C, D).Это может быть оправдано тем фактом, что кривые пропускной способности, соответствующие различным условиям пожара, зависят от неповрежденных колонн на уровне земли, когда предполагается пожар на первом уровне. Наконец, центральные колонны на уровне земли влияют на окончательное поведение в условиях отсутствия пожара, в то время как внешние колонны разрушаются при рассмотрении сценария пожара F0. Аналогичные кривые построены на рисунках 9E, F и относятся к кривым выталкивания неповрежденных и поврежденных огнем конструкций из R45 и R _SC в сценарии F0.Как можно видеть, верхнее смещение в направлении Y больше, чем в направлении X, из-за отсутствия внутренних балок, параллельных направлению плиты перекрытия, но противоположное происходит с точки зрения сдвига основания в зависимости от ориентации в плане. поперечных сечений всех колонн (см. рисунок 1B).

Для проведения сейсмического переоборудования школьного здания в соответствии с положениями NTC18, стальная хревронная система распорок с гистерезисными амортизаторами (HYDB) вставляется во внешние отсеки рам по периметру на всех трех этажах (Рисунок 10) .Координаты сейсмической зоны (долгота 16,17 ° и широта 39,31 °) соответствуют пиковым ускорениям грунта на горных породах, равным 0,323 и 0,426 g при предельных состояниях безопасности жизнедеятельности (LS) и предотвращения обрушения (CP) соответственно и среднего класса недр. (параметр недр равен 1 и 1,08 для LS и CP соответственно).

Рисунок 10 . Модернизированная школа Коллина-Кастелло в Бизиньяно (метры). (А) План. (В) Продольный периметр рамы. (C) Поперечная рама по периметру.

Процедура проектирования на основе смещения (DBD) HYDB, уже предложенная авторами (Mazza, 2014b; Mazza and Vulcano, 2014b; Mazza et al., 2015), применяется к неровностям подъема из-за пожара. Критерий распределения HYDB нацелен на получение модернизированной конструкции, глобально регулярной в отношении жесткости и прочности, путем уравновешивания деградации подверженных воздействию огня ж.к. элементы каркаса. Более подробно, распределение жесткости HYDB выбирается исходя из того же значения коэффициента сноса на каждом этаже здания, поврежденного нерегулярным огнем (т.е.е., случай А). Более того, распределение прочности HYDB предполагается таким образом, что их активация имеет тенденцию происходить на каждом этаже одновременно, до достижения сопротивления сдвигу ж.к. элементы каркаса. Также применяется критерий пропорциональной жесткости (т.е. случай B), предполагающий, что формы колебаний поврежденной огнем конструкции остаются практически неизменными после установки HYDB. Предполагается, что распределение поперечных нагрузок, поддерживаемых амортизирующими распорками в точке деформации, пропорционально распределению жесткости.Этот критерий является предпочтительным в случае регулярной конструкции, расположенной на возвышении, поскольку распределение напряжений в элементах рамы остается практически неизменным после модернизации, но он может вводить в заблуждение в случае вертикальной неровности из-за пожара. Значения жесткости (K _DB) и предела текучести (N _{y, DB}) HYDB для описанных выше случаев A и B представлены в таблицах 3A – D, соответственно, для направлений X и Y в плане. .

Таблица 3A .Жесткость (кН / м) и прочность (кН) HYDB (случай A, предельное состояние LS).

Таблица 3B . Жесткость (кН / м) и прочность (кН) HYDB (случай A, предельное состояние CP).

Таблица 3C . Жесткость (кН / м) и прочность (кН) HYDB (случай B, предельное состояние LS).

Стол 3D . Жесткость (кН / м) и прочность (кН) HYDB (случай B, предельное состояние CP).

Конструкция HYDB выполняется для предотвращения механизмов хрупкого разрушения исходной конструкции.Для этого в предельных состояниях LS и CP предполагаются разные значения пластичности рамы (т. Е. Μ _Fd = 1,3 и 1,5 в направлении X ; μ _Fd = 1,1 и 1,3 в направлении Y ) в сочетании с постоянным расчетным значением пластичности для HYD (т. е. μ _D = 20). Следует отметить, что гибкость опорной стальной распорки, соединяющей демпфер с рамой, не учитывается (т.е., жесткость скобы K _B → ∞), так что боковые жесткости HYDB ( K _DB) и HYD ( K _D) предполагаются равными а также соответствующие коэффициенты упрочнения жесткости (т.е. r _DB = r _D = 3%).

Численные результаты

Численное исследование проводится для изучения эффективности новой процедуры DBD для HYDB и их распределения по высоте здания (т.е., случаи A и B). С этой целью проводится нелинейный статический и динамический анализ поврежденных огнем несвязанных (UF) и демпфированных (DBF) рам. Основное внимание уделяется фазе медленного охлаждения (например, R _SC), которая соответствует самому сильному пожару по продолжительности, даже если максимальная температура ниже, чем наблюдаемая для среднего (например, R _MC) и быстрого ( т.е. R _FC) происходит охлаждение (см. рисунок 3). Пониженная жесткость, прочность и пластичность элементов рамы на уровне земли и на первом уровне, где локализованы пожарные отсеки F0 и F1, оцениваются с помощью метода переменной изотермы.Предполагается, что колонны ведут себя упруго под действием осевых сил с учетом взаимодействия с изгибающим моментом в условиях текучести, в то время как осевые деформации в балках не учитываются; сдвиговыми деформациями пренебрегают во всех т. п. элементы каркаса. Гистерезисное поведение HYDB моделируется с помощью билинейного закона, чтобы предотвратить деформацию и коробление стальных скоб. Нелинейные статические и динамические отклики оцениваются с помощью пошаговой пошаговой процедуры (см. Mazza, 2014a, 2015).На каждом этапе анализа оценивается возрастающий упругий отклик как функция известного начального состояния и заданных узловых смещений; затем решение упруго-пластического изгиба получается с помощью итерационной процедуры начального напряжения. При анализе испытательных структур предполагается матрица демпфирования Рэлея, придающая коэффициент вязкого демпфирования, равный 5%, первой и третьей модам UF и DBF структур в выбранном горизонтальном направлении, таким образом покрывая те режимы, которые важны для отклика.

Во-первых, кривые пропускной способности построены на рисунках 11A – D со ссылкой на направления X и Y, чтобы оценить сейсмическую уязвимость структур UF и DBF, предполагая постоянный коэффициент дрейфа (т.е. DBF.A на рисунках 11A, C) и критерии проектирования пропорциональной жесткости (т.е. DBF.B на рисунках 11B, D). Свойства жесткости и предела текучести HYDB оцениваются для обоих спектров реакции смещения в предельных состояниях LS и CP. Нелинейный статический анализ DBF.A и DBF.Конструкция B прекращается при достижении предельного значения пластичности демпфера, принятого равным для всех рассмотренных случаев (т.е. μ _Du = 20). Проверки предельного состояния по пределу прочности для вязкого механизма также были выполнены для ж.у. элементы, как для свободных, так и для демпфированных рам с подкосами. Как показано, сейсмическое переоснащение с помощью HYDB оказалось более эффективным для направления X, чем для направления Y, последнее демонстрирует высокую деформируемость и низкую прочность исходной конструкции из-за отсутствия внутренних балок.Более того, увеличение поперечной жесткости из-за введения HYDB вызывает более заметное увеличение сейсмических нагрузок в направлении Y, характеризующемся наивысшим значением периода основной вибрации. Обратите внимание, что смещающая способность DBF.A (рисунки 11A, C) больше, чем полученная для структур DBF.B (рисунки 11B, D), в то время как получены сопоставимые значения общего базового сдвига. Как и ожидалось, оптимальные проектные решения получаются, когда предельное состояние CP (см. Зеленые линии) объединяется с самыми низкими расчетными значениями пластичности рамы по оси X (т.е.е., μ _Fd = 1.3) и Y (т.е. μ _Fd = 1.1) направлений.

Рисунок 11 . Сравнение кривых вытеснения вдоль направлений X и Y в плане для модернизированной школы Коллина-Кастелло при предельных состояниях LS и CP. (A) Критерий постоянного коэффициента дрейфа: направление X. (B) Критерий пропорциональной жесткости: направление X. (C) Критерий постоянного коэффициента дрейфа: направление Y. (D) Критерий пропорциональной жесткости: направление Y.

После этого, чтобы оценить влияние критериев модернизации HYDB (т.е. DBF.A и DBF.B) на сейсмический отклик школы, выполняется нелинейный динамический анализ для рассмотрения двух наборов горизонтальных акселерограмм. , соответствующие предельным состояниям LS и CP. В соответствии с минимальным количеством искусственных движений, установленным NTC18, три акселерограммы, каждая с длительностью неподвижной части, равной 10 с, и общей продолжительностью 25 с, генерируются для каждого набора движений с использованием компьютерного кода (Seismoartif, 2018).Спектры упругого отклика искусственных акселерограмм в среднем совпадают со спектрами упругого отклика NTC18 в диапазоне периодов колебаний 0,05–4 с. В частности, локальные повреждения с точки зрения требований к пластичности балок и колонн представлены на рисунках 12A – D, соответственно, оцененные как средние значения максимальной требуемой пластичности, полученные для трех искусственных землетрясений, рассматриваемых в предельном состоянии LS. Для сценария пожара F0 рассматриваются два варианта модернизации, предполагающие направления X (Рисунки 12A, C) и Y (Рисунки 12B, D).Для сравнения также представлены результаты исходной конструкции в условиях отсутствия пожара и пожарных повреждений.

Рисунок 12 . Требование пластичности ж.д. элементы каркаса и HYDB для школы Коллина-Кастелло. (A) Балки (направление X, LS). (B) Балки (направление Y, LS). (C) Столбцы (направление X, LS). (D) Столбцы (направление Y, LS). (E) HYDB (направления X и Y, LS). (F) HYDB (направления X и Y, CP).

Кроме того, отношение времени α _t, определяемое как отношение времени, соответствующего предельной кривизне критического участка r.c. стержней ( t _max) и оценивается общая продолжительность искусственных движений (т.е. t _до = 25 с). Обратите внимание, что анализ завершается досрочно для УФ при температуре окружающей среды (т.е. α _{t, X} = 0,170 и α _{t, Y} = 0,158) и даже раньше для медленного охлаждения после пожара (т.е.е., α _{t, X} = 0,142 и α _{t, Y} = 0,073), тогда как α _t, равное 1,0, всегда получается для модернизированных конструкций. Как можно заметить, механизм «сильная колонна — слабая балка» достигается за счет вставки HYDB, при этом DBF.A обеспечивает более эффективный контроль повреждений балок, чем DBF.B, особенно на нижних этажах. Графики, аналогичные предыдущим, опущенные для краткости, получены применительно к землетрясениям в предельном состоянии КТ.Как и ожидалось, анализ исходной структуры прерывается до того, что произошло в предельном состоянии LS (т. Е. Α _{t, X} = 0,084 и α _{t, Y} = 0,043, при температуре окружающей среды; α _{t, X} = 0,075 и α _{t, Y} = 0,045 после медленного охлаждения). С другой стороны, аналогичные результаты получены для структур DBF.A и DBF.B, но происходит преждевременный коллапс DBF.B (т.е. α _{t, X} = 0,08 и α _{t, Y} = 0,16 ).

Чтобы проверить эффективность процедуры DBD в вовлечении большинства HYDB в рассеяние энергии, вертикальное распределение максимальной пластичности, требуемой HYDB, построено на рисунках 12E, F в предельных состояниях LS и CP, соответственно.На каждом этаже сравниваются критерии постоянного смещения (случай A) и пропорциональной жесткости (случай B) для HYDB, размещенных вдоль направлений X и Y в плане, где μ _Fd = 1,5 и μ _Fd = 1,3. предполагается, соответственно. Обратите внимание, что распределение требований пластичности HYDB довольно равномерно для DBF.B, и обычно имеют место максимальные значения на втором (направление X) и третьем (направление Y) уровнях. Однако неудивительно, что максимальное значение, оцененное вдоль направления Y, происходит в LS вместо предельного состояния CP, учитывая, что конечный момент для последнего составляет t _max = 4.0 с (т.е. α _{t, Y} = 0,16). Напротив, для HYDB конструкции DBF.A получается совершенно нерегулярное распределение требований к пластичности по высоте здания в обоих основных направлениях с максимальными значениями на уровне земли, где предполагается сценарий F0. Этот результат подтверждает тот факт, что критерий постоянного сноса является лучшим выбором для снижения сейсмической уязвимости конструкций, подверженных пожару, за счет воздействия в основном на пол, где возникает пожарное повреждение.

Выводы

Влияние продолжительности пожара на сейсмическое переоборудование школьных зданий с помощью HYDB изучается для увеличения значений коэффициента открытия, соответствующего увеличению максимальной температуры и сокращению продолжительности фаз нагрева и охлаждения.Сначала выполняется термический анализ реального здания, представленного школой Коллина-Кастелло в Бизиньяно (Италия), с целью оценки распределения температуры в поперечных сечениях подверженных пожару т. П. структурные элементы. Законы быстрого, среднего и медленного охлаждения приняты для сценариев пожара F0 и F1, соответствующих пожарному отсеку, ограниченному областью первого и второго этажей, соответственно. Наблюдается тесная связь между продолжительностью фазы охлаждения и максимальной температурой и протяженностью поврежденной части поперечного сечения.В частности, внутренние слои показывают более высокие температуры, чем внешние, для уменьшения скорости распада фазы охлаждения, в то время как во время фазы нагрева внешние слои нагреваются до температур, намного превышающих температуры внутренних слоев. Затем предлагается метод переменной изотермы для оценки остаточных свойств ж.к. элементы каркаса после фазы охлаждения пожара, в качестве альтернативы упрощенному методу изотермы 500 ° C, предложенному EC 2.1-2. Для этого построены температурно-временные профили концентрических слоев r.c. поперечные сечения оцениваются, подчеркивая, что разница температур между свободной поверхностью и внутренними слоями структурного элемента изменяется во время фаз нагрева и охлаждения и увеличивается с уменьшением значений скорости охлаждения.

После этого проводится нелинейный статический анализ исходной косы до и после пожара, показывающий, что значительное уменьшение жесткости и прочности в ж.к. элементы конструкции, подверженные воздействию огня, соответствуют увеличению смещения и уменьшению сдвига по сравнению с условием отсутствия пожара, особенно когда увеличивается продолжительность пожара для сценария пожара F0.Распределение жесткости и прочности HYDB оценивается с помощью критерия, направленного на получение амортизированной скрепленной конструкции, которую можно считать глобально регулярной после разрушения подверженных воздействию огня ж.к. элементы фрейма (например, случай DBF.A). Также применяется критерий пропорциональной жесткости, предполагающий, что формы колебаний поврежденной огнем конструкции остаются практически неизменными после установки HYDB (т.е. случай DBF.B). Результаты нелинейного статического анализа подчеркивают, что водоизмещающая способность DBF.Структура A больше, чем полученная для DBF.B, при этом получены сопоставимые значения общего базового сдвига. Эффективность HYDB подтверждается нелинейным динамическим анализом, вынужденным преждевременно останавливаться для UF-структуры, в отличие от модернизированных структур. Механизм «сильная колонна — слабая балка» достигается за счет вставки HYDB, при этом DBF.A обеспечивает более эффективный контроль повреждений балок, чем DBF.B, особенно на нижних этажах. Для HYDB DBF получается довольно неравномерное распределение требований к пластичности по высоте здания.Конструкция, действующая в основном на пол, где происходит повреждение от огня.

Заявление о доступности данных

Наборы данных, созданные для этого исследования, доступны по запросу соответствующему автору.

Авторские взносы

FM и GI внесли свой вклад в концепцию и дизайн исследования, численные результаты, первый проект рукописи, редактирование рукописи и чтение представленной версии.

Финансирование

Настоящая работа финансируется ReLUIS (итальянская сеть университетских лабораторий сейсмологической инженерии) в соответствии с Convenzione DPC-ReLUIS 2019-2021, WP15, Пересмотр кодекса для изоляции и рассеивания.

Конфликт интересов

Авторы заявляют, что исследование проводилось при отсутствии каких-либо коммерческих или финансовых отношений, которые могут быть истолкованы как потенциальный конфликт интересов.

Список литературы

ABAQUS (2014). Компьютерное программное обеспечение, Dassault Systems. Руководство пользователя и теория Версия 6.14 . Джонстон, Род-Айленд: ABAQUS Inc.

Google Scholar

Ариянаягам А. Д. и Махендран М. (2014). Разработка реалистичных расчетных кривых времени горения-температуры для испытаний стальных стеновых систем, изготовленных методом холодной штамповки. Фронт. Struct. Civil Eng. 8, 427–447. DOI: 10.1007 / s11709-014-0279-1

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Бехнам, Б. (2017). О взаимодействии длины пролета и степени раскрытия железобетонных рам при естественных пожарах. Proc. Inst. Civil Eng. Struct. Строить. 171, 472–486. DOI: 10.1680 / jstbu.17.00044

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Ботте, В., и Каспил, Р. (2017). Постохлаждающие свойства бетона, подвергшегося воздействию огня. Пожарный сейф. J. 92, 142–150. DOI: 10.1016 / j.firesaf.2017.06.010

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Чанг, Ю. Ф., Чен, Ю. Х., Шеу, М. С. и Яо, Г. К. (2006). Соотношение остаточного напряжения и деформации для бетона после воздействия высоких температур. Цемент Конкр. Res. 36, 1999–2005. DOI: 10.1016 / j.cemconres.2006.05.029

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Кристопулос К. и Филиатро А. (2006). Принципы дополнительного пассивного демпфирования и сейсмической изоляции .Павия: IUSS Press.

Google Scholar

Димия, М. С., Генфуд, М., Герней, Т., и Франссен, Ж.-М. (2011). Обрушение бетонных колонн во время и после фазы остывания пожара. J. Противопожарная защита. Англ. 21, 245–263. DOI: 10.1177 / 1042391511423451

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Европейский комитет по стандартизации, EC 1.1-2. (2004a). Еврокод 1: Воздействия на конструкции — Часть 1-2: Общие действия — Воздействия на конструкции, подверженные возгоранию.ENV 1991-1-2, 2004. Брюссель.

Google Scholar

Европейский комитет по стандартизации, EC 2.1-2. (2004b). Еврокод 2: Проектирование бетонных конструкций — Часть 1-2: Общие правила — Конструктивное противопожарное проектирование. ENV 1992-1-2, 2004. Брюссель.

Google Scholar

Феличетти Р., Гамбарова П. Г., Меда А. (2009). Остаточное поведение стальной арматуры и ж / б секций после пожара. Констр. Строить. Матер. 23, 3546–3555. DOI: 10.1016 / j.conbuildmat.2009.06.050

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Герней, Т. (2019). Огнестойкость и стойкость к выгоранию железобетонных колонн. Пожарный сейф. J . DOI: 10.1016 / j.firesaf.2019.01.007

CrossRef Полный текст | Google Scholar

ISO 834 (1999). Международный стандарт, испытания на огнестойкость, условия испытаний ISO834-1 . Женева.

Google Scholar

Министерство общественных работ Италии (1975 год). Norme tecniche per le costruzioni in zone sismiche (DM75) , D.M. 08.04.1975 (на итальянском языке).

Google Scholar

Министерство инфраструктуры Италии (2018). Технический регламент на сооружения (NTC18) , D.M. 17.01.2018. Рим (на итальянском).

Google Scholar

Ли, Дж., Си, Ю. и Уильям, К. (2008). Свойства бетона после высокотемпературного нагрева и охлаждения. ACI Mater. J. 105, 334–341. DOI: 10.14359/19894

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Маравеас, К., Фасулакис, З., и Цавдаридис, К. Д. (2017). Послепожарная оценка и восстановление стальных конструкций. J. Struct. Fire Eng. 8, 181–201. DOI: 10.1108 / JSFE-03-2017-0028

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Маравеас, К., Вракас, А. А. (2014). Проектирование бетонных покрытий туннелей для обеспечения пожарной безопасности. Struct. Англ. Int. 24, 319–329. DOI: 10.2749 / 101686614X138307041