Все СНиПы >> СНиПы«Архитектура и дизайн»

Часть 1    |    Часть 2    |    Часть 3    |    Часть 4    |    Часть 5    |    Часть 6

Пособие по проектированию жилых зданий. Вып. 3. (к СНиП 2.08.01-85) ПЕРЕКРЫТИЯ Часть 4

8.20. При расчете столба блоков на изгиб из плоскости грани принимаются нагрузки:

при расчете отдельного блока — вертикальные распределенные на перекрытие нагрузки от его собственного веса g;

при расчете столба — вертикальные, распределенные на перекрытие нагрузки, за исключением нагрузок от собственного веса (рg);

распределенные вдоль шва вертикальные нагрузки Q от опирания плиты перекрытия на стеку блока, приложенные с эксцентриситетом еQ относительно нейтральной оси стены;

распределенные вдоль шва вертикальные нагрузки от вышележащих этажей N, приложенные с эксцентриситетом е относительно нейтральной оси стены.

Эксцентриситеты е рекомендуется считать одинаковыми по высоте столба.

8.21. Эксцентриситет е равен сумме эксцентриситетов е1 и e2 соответственно из-за наличия геометрического эксцентриситета центра тяжести поперечного сечения шва относительно нейтральной оси стенки нижнего блока и из-за возможного отклонения от проектной величины сдвижки нижней опорной части верхнего блока относительно верхней опорной части нижнего блока (рис. 64). При отсутствии экспериментально обоснованных значений рекомендуется принимать величины е1 = 0,5 cм, e2 = 1 см.

Рис. 64. Схемы для определения эксцентриситетов в стыке объемных блоков

8.22. Для проверки прочности каждой из несущих стен блока следует предусматривать такую комбинацию эксцентриситетов нагрузки еQ, e1 и е2, которые приводят к наиневыгоднейшей комбинации нормальной силы и момента из плоскости стены (как правило, Mmax, N). Эти величины можно условно считать для блока эксцентриситетами внешних вертикальных нагрузок, приложенных в плоскостях стен.

8.23. После определения эпюры изгибающих моментов в среднем сечении блока или у края проема допускается их промежуточные по длине стены значения считать распределенными по полуволне синусоиды с максимумом в среднем сечении (у края проема) и нулем у края стены.

8.24. Изгибающий момент, вводимый в расчет при определении несущей способности стены для каждого вертикального сечения, принимается максимальным в средней трети высоты этажа по эпюре М для рамы, образованной этим сечением.

Расчетный эксцентриситет сжимающей силы в среднем сечении блока должен приниматься равным полученному из расчета блока (или заменяющей рамы) как статически неопределимой конструкции, но не менее величины е, равной 0,1 высоты сечения при h £ 10 см и 1см при h ³ 10 см. Этим приемом можно пользоваться при полученной из расчета величине эксцентриситета внутренних сил в среднем сечении блока, не выходящей из пределов ядра сечения. В противном случае требуется уточнение расчетной схемы или изменение геометрических характеристик элементов и стыков блоков.

8.25. Проверка несущей способности объемных блоков производится для двух горизонтальных сечений:

в опорном сечении (горизонтальном стыке);

в промежуточном по высоте стены (в средней ее трети), где действует максимальный изгибающий (из плоскости стены) момент.

8.26. Прочность опорных сечений (горизонтальных стыков) объемных блоков рекомендуется проверять как для платформенных стыков с односторонним опиранием перекрытий.

8.27. При проверке несущей способности промежуточных по высоте сечений стен объемных блоков допускается условно расчленять стены вертикальными сечениями (рис. 65) и определять независимо среднюю несущую способность Ni расчлененных сечений с учетом величины эксцентриситета еi ( вертикальных сил, действующих в каждом сечении, после чего суммировать их по длине каждой стены и сравнивать с действующей на нее расчетной нагрузкой

(271)

где n — число участков дробления длины стены (без проемов); рекомендуется принимать n ³ 5. Ребристые стены с регулярными вертикальными ребрами целесообразно дробить на одинаковые участки таврового сечения шириной, равной расстоянию между ребрами; Ni средняя несущая способность единицы длины 1-го вертикального участка стены; bi — длина 1-го участка; N1, N3 — ординаты эпюры N по краям стены; l, l1, l2 — длины соответственно стены, участка до проема и проема.

Рис. 65. Схемы усилий в стенках объемного блока

а — без проемов; б — с несимметрично расположенным проемом; в — с симметричным расположенным проемом; г — схема объемного блока

8.28. Несущую способность угловых участков стен (при монолитной связи смежных стен) допускается определять отдельно как для бетонных (железобетонных) элементов уголкового профиля с длиной перьев уголка, равной шести толщинам стенок.

Эксцентриситет сжимающей силы, приходящийся на этот угол, принимается не менее 2 см.

При наличии с одной или двух сторон углового сечения проемов обязателен учет продольного изгиба углового элемента.

8.29. Расчетная длина (высота) стен блоков (стоек рамы) lo принимается равной 0,8 Hо, если над расчетным сечением расположено не менее четырех этажей блоков. В остальных случаях lo = 0,9Hо, где Hо — высота этажа, за вычетом толщины перекрытия.

8.30. При учете транспортных и монтажных воздействий необходимо производить расчет отдельного блока по несущей способности, трещиностойкости и деформациям на зависание угла. Прогиб свободного угла блока, опертого по трем углам, определяется по формуле

(272)

где Р — вес блока симметричного по толщине стенок (без наружной стены и балкона) с учетом коэффициента динамичности; Gi, ti — модуль сдвига и толщина i-й грани (i = 1, 2, ..., 6).

Для сплошных граней при определении Gi допускается считать, что они работают без образования трещин, если соблюдается условие

Р £ 4htRbt,ser. (273)

Для граней с проемами величину Gi можно определять исходя из условия равенства горизонтальных перемещений сплошной грани и грани с проемом, имеющей те же наружные размеры.

8.31. При наличии немонолитных связей сдвига, соединяющих отдельные грани блоков, их жесткость должна вводиться в величину G соответствующей грани.

Возможный прогиб свободного угла блока длиной более 4,8 м должен быть ограничен при статических воздействиях величиной 10 мм, при динамических — 15мм; при длине блока до 4,8 м — 7 и 10 мм.

8.32. Несущую способность блока при зависании угла допускается определять по методу предельного равновесия. Трещины при перекосах появляются и развиваются, в первую очередь, в углах проемов. В состоянии предельного равновесия эти участки в расчетной схеме следует превращать в пластические шарниры. Чтобы определить разрушающие усилия на блок, проверить или подобрать армирование всех граней, следует превратить блок в пространственный механизм, для чего необходимо последовательно превращать в плоский механизм каждую грань с проемом; остальные грани при этом считаются абсолютно жесткими в своей плоскости.

Определение несущей способности следует производить в соответствии с вероятными схемами излома граней исходя из наименее благоприятного варианта работы конструкции для продольных граней. При этом следует суммировать усилия от кручения блока с изгибом в вертикальной плоскости.

Армирование элементов блока рекомендуется назначать на 20 — 30 % выше, чем полученное по расчету методом предельного равновесия.

8.33. Перемычки под и над проемами в стенах при зависании угла блока должны быть проверены по поперечной силе Q, равной:

для торцевых граней

Q == Р/8; (274)

для продольных граней

Q = P(3   b/а)/8. (275)

8.34. Все плоские элементы, в том числе и комплектующие блок (панели пола, панели наружных стен) должны быть проверены по прочности и ширине раскрытия трещин при действии распалубочных, монтажных и транспортных нагрузок с учетом возможного изменения расчетных схем элементов при работе на эти воздействия.

При этом учитывается действительная минимальная прочность бетона элемента на момент воздействия.

Не допускается транспортирование объемных элементов до достижения бетоном прочности, равной 0,7 и плоских элементов   до 0,5 нормативных сопротивлений.

Распалубочные усилия на элемент принимают по данным специальных исследований, но не менее 20 МПа (200 кгс/м2).

При расчете на транспортные и монтажные нагрузки действие собственного веса принимается с коэффициентом динамичности, равным 1,8 при транспортировании и 1,5   при монтаже.

Максимальная кратковременная ширина раскрытия трещин   0,4 мм.

8.35. Горизонтальные элементы блоков рассчитываются на вертикальные транспортные нагрузки с учетом пространственной работы и действительной расчетной схемы (наличие временных подпорок, демпфирующих стоек и т.п.).

Плита потолка блока должна проверяться по прочности на действие сосредоточенной нормативной нагрузки 2000 Н (вес двух монтажников с инструментом).

ПРИЛОЖЕНИЕ 1

РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ОПРЕДЕЛЕНИЮ УСИЛИЙ В НЕСУЩЕЙ СИСТЕМЕ ЗДАНИЯ НА ОСНОВЕ РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ В ВИДЕ ВЕРТИКАЛЬНОГО СОСТАВНОГО СТЕРЖНЯ

1. В настоящем приложении изложена упрощенная методика определения усилий в несущей системе бескаркасного здания с одинаковыми по высоте конструктивно-планировочными решениями. Методика позволяет выполнять расчет с помощью карманных или настольных калькуляторов без применения специальных программ для ЭВМ. Методику рекомендуется использовать на начальных стадиях проектирования при компоновке несущей системы для предварительного назначения толщин и классов бетона стен, расчета стыковых соединений и связей. Если параметры конструкций, назначенные по конструктивным соображениям (например по условиям обеспечения ограждающих функций), обеспечивают требуемую прочность и жесткость несущих конструкций, то не требуется дальнейшего уточнения результатов расчета.

В противном случае рекомендуется выполнять расчет по специальным программам на ЭВМ с использованием уточненных расчетных схем и предпосылок.

2. Для предварительного расчета рекомендуется использовать расчетную схему в виде системы вертикальных диафрагм жесткости, объединенных между собой в уровне перекрытий, которые считаются абсолютно жесткими в собственной плоскости. Каждая из вертикальных диафрагм жесткости рассматривается как вертикальный составной стержень, защемленный основанием.

В составном стержне выделяют несущие и связевые элементы. Форму и размеры несущих элементов (столбов) рекомендуется назначить по рекомендациям разд. 3 настоящего Пособия. Дискретно расположенные связевые элементы (перемычки, податливые стыковые соединения, перекрытия) заменяют эквивалентными по жесткости (податливости) при сдвиге непрерывными связями, соединяющими столбы. Для упрощения расчета разрешается в диафрагмах с постоянным шагом проемов по длине стены (например, для наружных стен при расчете их на усилия в плоскости стены) не включать в расчетную схему промежуточные простенки; при этом податливость связей между крайними столбами принимается равной сумме податливостей вертикальных рядов связей между ними.

3. При расчете на вертикальные нагрузки, температурные воздействия и неоднократную усадку сопрягаемых стен каждую вертикальную диафрагму жесткости рассчитывают независимо, считая, что отсутствуют горизонтальные перемещения составной системы. Горизонтальные (ветровые) нагрузки распределяются между вертикальными диафрагмами жесткости пропорционально их приведенной изгибной жесткости, определяемой по п.7 настоящего приложения.

  1. Расчет рекомендуется выполнять в следующей последовательности:

определяют жесткостные характеристики связей сдвига и столбов; по формуле (3) Пособия проверяют, можно ли считать связь сдвига жесткой. В случае, если связь считается жесткой, то соединенные этой связью столбы объединяют в один и для такого объединенного столба снова определяют жесткостные характеристики;

каждую из вертикальных диафрагм жесткости рассчитывают независимо на непосредственно приложенные к ней вертикальные нагрузки и температурно-влажностные воздействия, а также на единичную сосредоточенную силу в уровне верха здания;

определяют приведенную изгибную жесткость каждой из диафрагм EIi,red;

для зданий, при расчете которых необходимо учитывать влияние динамической составляющей ветровой нагрузки и проверять ускорения колебаний, возникающих в результате пульсаций ветрового напора;

определяют приведенную изгибную жесткость здания EIred, равную сумме приведенных изгибных жесткостей всех диафрагм;

вычисляют период колебаний основного тона и расчетные ветровые нагрузки и проверяют значение ускорений колебаний;

расчетная ветровая нагрузка распределяется между диафрагмами пропорционально их приведенной изгибной жесткости;

определяют усилия в каждой из диафрагм от ветровых нагрузок.

5. Для определения усилий в плоском составном стержне с r рядами податливых продольных связей рекомендуется использовать метод сил. В качестве неизвестных принимают продольные силы Ti (i = 1, 2, ..., r), перераспределяемые между столбами i и (i + l).

Продольную силу Ti (x) в сечении x = х/H (х — расстояние от верха здания до рассматриваемого сечения, Н высота здания) рекомендуется определять по формуле

(1)

(2)

(3)

(4)

(5)

(6)

Тvi — определяют из решения следующей системы алгебраических уравнений:

(i = 1, 2, ..., r); (7)

(8)

Jv1 = 2/w3v; (9)

Jv2 = 2 sin wv/w4v; (10)

Jv3 = 4(wv sin wv   1)/w5v; (11)

Jv4 = 6 sin wv(w2v   2)/w6v; (12)

wv = (2v   1)p/2; (13)

bi — погонная жесткость при сдвиге связи между столбами i и i + 1; ai(i + 1) — коэффициент линейного температурного расширения для столба i(i + l); yif — коэффициенты, вычисляемые по формулам:

yi,i = 1/(EАi) + 1/(EАi+1) + L2i/åEI; (14)

yi,i+1 = yi+1,i =  1/(EАi+1) + LiLi+1/åEI; (15)

yi,j = yj,i = LiLj/åEI; ` (16)

Ti(i + 1) — изменение средней температуры столба i(i + 1); eoi(i+1) стесненная, средняя по толщине стены, деформация усадки столба i(i + 1); Dti(i+1) — перепад температур по толщине столба i(i + 1), Pi(i+1) —вертикальная сосредоточенная сила, приложенная в верхнем сечении 6==0 столба x = 0 столба i(i + l); eoi(i+1) — эксцентриситет продольной силы Pi(i+1) в плоскости диафрагмы; ЕAi(i+1) продольная жесткость столба i(i + 1); ЕIi(i+1) — изгибная жесткость столба i(i + 1); åEI ¾ сумма изгибных жесткостей всех столбов диафрагмы; pi(i+1) — равномерно распределенная по высоте продольная сжимающая сила в столбе i(i + 1); ei(i+1) — эксцентриситет продольной силы pi(i+1) в плоскости диафрагмы; S — сосредоточенная поперечная нагрузка, приложенная в сечении x = 0; — равномерно распределенная поперечная нагрузка; — максимальное значение распределенной поперечной нагрузки, изменяющейся по линейной зависимости от нуля в сечении x = 0; — количество членов приближения.

Коэффициенты wv, J приведены в табл. 1.

Таблица 1

v

wv

w2v

Jv1

Jv2

Jv3

Jv4

1

1,5708

2,4674

0,51602

0,32851

0,23874

0,18669

2

4,7124

22,207

0,01911

-0,00405

-0,00983

-0,011071

3

7,8540

61,685

0,00413

0,000526

+0,000917

0,001526

4

10,995

120,90

0,00150

-0,000137

-0,000298

-0,000404

5

14,137

199,86

0,00071

0,000050

0,000093

0,000149

В связи с быстрой сходимостью ряда при вычислении величины Тvi допускается учитывать один член ряда ( = l).

6.Усилия в составном стержне с r рядами податливых связей сдвига определяют по формулам:

продольная сила в сечении x столба i

Ni(x) = Noi(x) + Ti-1(x)   Ti(x), (17)

Noi(x) = Pi + xpiH; (18)

изгибающий момент в сечении x столба i

(19)

(20)

сдвигающая сила в связях между столбами i и i + l в уровне верхнего этажа п

Vi(xn) = Ti (xn) (21)

в уровне этажа h < n

Vi(xh) = Ti(xh)   Ti(xh+1); (22)

где xh = 1   (h + 1)/n (23)

(h = 1, 2, ..., n).

7. Приведенную изгибную жесткость вертикальной диафрагмы с r рядами проемов рекомендуется определять по формуле

(24)

где Bj — корни уравнения (2) при v = l для нагрузки в виде единичной сосредоточенной поперечной силы S = 1, приложенной в сечении x = 0.

8. Период основного тона колебаний в случае, когда длина в плане вертикальных диафрагм не превышает 0,2 высоты здания, можно определять по формуле

(25)

где т — масса единицы высоты здания, рассматриваемого как консольный стержень; åEIred — сумма приведенных изгибных жесткостей вертикальных диафрагм.

В случае, если имеются диафрагмы, длина которых больше 0,2 высоты здания, то при определении периода колебаний необходимо учитывать влияние деформаций сдвига стен в собственной плоскости. Период первого тона в этом случае можно определять по формуле

(26)

y = (14,56 + 13,32t + 3,36t2)/(5,04 + 2,8t); (27)

v = 12åEIred/(H2åGAred), (28)

åGAred — сумма сдвиговых жесткостей вертикальных диафрагм, определяемых без учета площади полок.

Определение усилий в протяженных зданиях от температурных и усадочных воздействий

9. Для протяженных в плане здания усилий от температурно-влажностных воздействий рекомендуется определять с использованием расчетной схемы в виде горизонтальной составной системы с продольными поясами в уровне перекрытий, которые соединены податливыми связями сдвига. Приводимые ниже расчетные формулы применимы для регулирования по высоте составных стержней. Нижний ярус составной системы может иметь геометрические и жесткостные характеристики, отличающиеся от остальных ярусов. Расчетные формулы получены для системы с бесконечно большим числом ярусов и применимы для определения усилий в нижней половине высоты здания при количестве этажей девять и более (в верхних этажах усилия существенно уменьшаются).

При расчете учитываются изменения во времени средних по сечениям конструкции температур Dt (по отношению к начальной температуре tо) и относительных деформаций усадки бетона e, возникающих из-за уменьшения его начальной влажности.

Изменение во времени средних по сечениям конструкций температур Dt и начальные температуры tо определяются по СНиП 2.01.07—85.

10. Расчет на температурно-влажностные воздействия выполняется для стадий возведения и эксплуатации здания.

Для стадии возведения рекомендуется различать два расчетных случая:

первый — здание возведено в теплое время года и до пуска отопления конструкции здания охлаждаются вследствие понижения температуры наружного воздуха в холодное время года;

второй — здание возведено в холодное время года и конструкции здания нагреваются вследствие повышения температуры наружного воздуха в теплое время года.

В первом расчетном случае из-за противодействия основания температурным изменениям линейных размеров продольных конструкций в них возникают растягивающие напряжения, во втором расчетном случае — сжимающее напряжения.

В первом расчетном случае усадочные деформации можно не учитывать, так как в холодное время года деформации усадки бетона не увеличиваются. В связи с тем, что температурные и усадочные деформации во втором расчетном случае противоположны по знаку, а сжимающие напряжения в продольных конструкциях, как правило, не опасны, допускается второй расчетный случай не рассматривать.

Для стадии эксплуатации необходимо проверить конструкции на совместное влияние температурного сокращения продольных наружных стен и деформаций усадки продольных конструкций.

Для зданий с ненесущими наружными стенами, а также с трехслойными несущими стенами с гибкими связями между слоями при определении усилия во внутренних конструкциях можно учитывать только изменение деформаций усадки. Наружный слой продольных трехслойных стен в случае опирания его на фундамент следует рассчитывать на совместное влияние уменьшения его средней температуры (при переходе от теплого к холодному времени года) и деформаций усадки.

11. Продольное усилие в сечении x продольного пояса над k-м ярусом определяется по формуле

(29)

где аk — коэффициент линейных температурных деформаций бетона конструкций, образующий продольный пояс k; Dtk — расчетный перепад средних температур продольного пояса k; ek — расчетное изменение деформаций усадки бетона, образующего продольный пояс k; ЕAk — продольная жесткость k-го пояса (при k > 1 ЕAk = EA);

wm = (2m   1) p/2; (30)

x — безразмерная координата, отсчитываемая вдоль длины составной системы с началом отсчета по ее середине (0 £ x £ 1); b1, b — погонные жесткости при сдвиге продольных связей соответственно в первом и всех остальных ярусах составной системы;

(31)

при b1 = b и EA1 = EAqm = 1 полудлина составной системы (половина расстояния между температурно-усадочными швами);

(32)

В формуле (29) число учитываемых членов ряда рекомендуется принимать с учетом того, что первый отбрасываемый член ряда характеризует ошибку вычислений. Для получения решения с точностью 0,05 достаточно учесть пять членов ряда. В общем случае рекомендуется удерживать нечетное число членов ряда.

Погонное сдвигающее усилие в продольных связях k-го яруса определяется по формуле

(34)

12. Продольная жесткость k-го пояса EAk определяется как сумма продольных жесткостей перекрытия Eak,r продольных стен EAk,w. При изменении жесткостных характеристик перекрытий и продольных стен по длине определяется приведенная продольная жесткость пояса, определяемая по формуле

(35)

где Li длина i-го участка по длине здания, в пределах которого продольная жесткость пояса постоянна; EAk,i — продольная жесткость k-гo пояса на i-м участке; n — общее число участков.

Продольная жесткость пояса до образования трещин в бетоне определяется по формуле

EA = ElAb + EsAs, (36)

где El длительный модуль деформации бетона

El = Eb/(1 + jbt); (37)

Eb — начальный модуль упругости бетона; jbt — определяется по формуле (2) Пособия.

Продольная жесткость пояса после образования в нем трещин определяется по формуле

ЕA = ЕsАs/ys, (38)

где ys — коэффициент, учитывающий работу растянутого бетона между трещинами и определяемый согласно нормам проектирования железобетонных конструкций.

13. Погонная жесткость (связей сдвига k-го пояса определяется по формуле

(39)

где GAk,i — жесткость при сдвиге горизонтального сечения продольных стен k-го яруса на i-м участке: Нk — высота k-го яруса; Li — длина i-го участка.

Жесткость при сдвиге i-го участка сквозной продольной стены с проемами рекомендуется определять для горизонтального сечения в уровне проемов по формуле

GAk,i = EiAi/(2,5 + H2o/Li), (40)

где Ai, Li — соответственно площадь и длина горизонтального сечения стены на i-м участке; Hо — высота проема в стене в k-м ярусе.

Жесткость при сдвиге i-го участка продольной стены, состоящей из отдельных, не связанных между собой участков, рекомендуется определять по формуле

(41)

где Сj — коэффициент жесткости основания при повороте фундамента в плоскости стены; Iji ¾ момент инерции фундамента i-го участка стены относительно оси, перпендикулярной плоскости поворота фундамента.

При опирании стен на свайные фундаменты с высоко расположенными ростверками жесткости при сдвиге связей необходимо определять по специальным рекомендациям.

ПРИЛОЖЕНИЕ 2

РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ОБЕСПЕЧЕНИЮ УСТОЙЧИВОСТИ КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ ЗДАНИЙ ПРИ АВАРИЙНЫХ ВОЗДЕЙСТВИЯХ

1. Несущая система жилых зданий должна быть устойчива к прогрессирующему (цепному) разрушению в случае локального разрушения отдельных конструкций при аварийных воздействиях (взрыв бытового газа или других взрывоопасных веществ, пожар и т. п.). Это требование означает, что в случае аварийных воздействий, не предусмотренных условиями нормальной эксплуатации зданий (взрывы, пожары, ударные воздействия транспортных средств и т. п.), допускаются локальные разрушения несущих конструкций (полное или частичное разрушение отдельных стен в пределах одного этажа и двух смежных осей здания), но эти первичные разрушения не должны приводить к обрушению конструкций или к разрушению соседних несущих элементов, на которые передается нагрузка, ранее воспринимавшаяся элементами, поврежденными аварийным воздействием.

Конструктивная система здания должна обеспечивать его прочность и устойчивость в случае локального разрушения несущих конструкций, как минимум на время, необходимое для эвакуации людей, Перемещение конструкций и раскрытие в них трещин не ограничивается.

2. Устойчивость здания к прогрессирующему обрушению проверяется расчетом на особое сочетание нагрузок и воздействий, включающее постоянные и временные длительные нагрузки, а также воздействие гипотетических локальных разрушений несущих конструкций. Постоянная и временная длительная нагрузка должна определяться по СНиП 2.01.07—85. При этом коэффициенты сочетаний нагрузок и коэффициенты надежности по нагрузкам к постоянным и длительным нагрузкам следует принимать равными единице.

Воздействия локальных разрушений несущих конструкций учитываются тем, что из конструктивной системы здания удаляются отдельные элементы, которые могут быть разрушены при аварийных воздействиях.

Для панельных жилых зданий в качестве расчетной схемы локального разрушения следует рассматривать разрушение (удаление) двух пересекающихся стен в пределах одного (любого) этажа на участках от их вертикального стыка (в частности, от угла здания) до ближайшего проема в каждой стене или до следующего вертикального стыка со стеной перпендикулярного направления.

Для оценки устойчивости здания против прогрессирующего обрушения разрешается рассматривать лишь наиболее опасные расчетные схемы разрушения:

локальные разрушения, включающие разрушения наружных стен, ослабленных дверными проемами выходов на балконы и лоджии (схемы 1, 2, 3 на рис. 11);

локальные разрушения, включающие разрушения внутренних стен, слабо связанных с остальными вертикальными конструкциями из-за наличия дверных проемов (см. схемы 1, 4, 5 на рис. 11), из-за балочной разрезки большепролетных плиточных перекрытий (см. схемы 2, 5 на рис. 11) или из-за частичного отсутствия связей через перекрытия (стены, примыкающие к лестничным клеткам; схема 4 на рис. 11).

3. При расчете панельных зданий на устойчивость к прогрессирующему обрушению нормативные сопротивления материалов принимают в соответствии со СНиП 2.03.01—84 и СНиП 11-23-81. Расчетные характеристики сопротивления материалов, определяемые делением нормативных сопротивлений на коэффициенты надежности, для бетонных и железобетонных конструкций повышают за счет использования коэффициентов надежности, указанных в табл. 1. Кроме того, расчетные сопротивления умножают на коэффициенты условий работы, учитывающие малую вероятность аварийных воздействий и интенсивный рост прочности бетона в первый период после возведения здания, а также возможность использования арматуры за пределом текучести материала. Коэффициенты условий работы для бетона принимают по табл. 2, для арматуры классов А-I, А-II, А-III вводится единый коэффициент уs = 1,1.

Таблица 1

Материал

Напряженное состояние или характеристика материала

Условное обозначение

Коэффициент надежности по материалам

Бетон

Сжатие

Растяжение

yb

ybt

1,15

1,25

Арматура

Класс A-I, A-II

Класс A-III

Проволочная

ys

1,1

1,05

1,2

Таблица 2

Факторы, обусловливающие введение коэффициентов

Условное обозначение

Коэффициент условий ра­боты бетона

1. Конструкции бетонные

yb1

0,9

2. Нарастание прочности бетона во времени, кроме бетонов класса В50 и выше, бетонов на глиноземистом цементе, алюминатных и алитовых портландцементах

yb2

1,25

3. Элементы заводского изготовления (бетонные и железобетонные)

yb3

1,15

Расчетные сопротивления прокатной стали принимаются по СНиП II-23-81 с учетом допустимости работы пластичных сталей за пределом текучести. Коэффициент условий работы для пластичных сталей принимается равным 1,1.

4. Для оценки устойчивости панельных зданий к прогрессирующему обрушению следует выделить два типа неповрежденных конструктивных элементов. В элементах первого типа воздействия локальных разрушений не вызывают качественного изменения напряженного состояния, а приводят лишь к увеличению напряжений и усилий (неповрежденные стеновые диафрагмы и плиты перекрытий, нерасположенные над локальным разрушением). В элементах второго типа (к ним относятся конструкции, потерявшие первоначальные опоры — стеновые панели и плиты перекрытий, расположенные над локальным разрушением) в рассматриваемом состоянии здания качественно меняется напряженное состояние.

В связи с тем, что элементы первого типа при нормальных эксплуатационных воздействиях подвергаются нагрузкам в два-три раза ниже разрушающих, а расчетные локальные разрушения, как правило, не могут вызвать перегрузки этих конструкций более, чем в два раза, прочность элементов первого типа разрешается не проверять. Основной задачей расчета является проверка устойчивости стеновых панелей и плит перекрытий, расположенных выше локального разрушения и потерявших опору в результате локального разрушения стен. Устойчивость этих конструкций зависит как от прочности самих зависших элементов, так и от прочности их связей между собой и с неповрежденными стенами.

Устойчивость здания против прогрессирующего обрушения следует обеспечивать, в первую очередь, за счет рационального конструирования связей между сборными элементами. Усиление самих сборных элементов, расположенных над локальным разрушением, не рекомендуется.

6. В целях повышения экономичности конструктивных решений связей, препятствующих прогрессирующему обрушению, необходимо повышать их пластичность, добиваясь, чтобы в предельном состоянии после исчерпания несущей способности связь не выключалась из работы и допускала без разрушения сравнительно большие абсолютные деформации (порядка нескольких миллиметров).

Для обеспечения пластичности соединений сборных элементов их конструктивные решения должны включать специальные пластичные элементы, выполненные из пластичной листовой или арматурной стали.

Растянутая линейная связь между сборными элементами, как правило, представляет цепочку последовательно соединенных элементов — анкер закладной детали, закладная деталь, собственно связь, закладная деталь второго элемента и ее анкер. В силу случайной изменчивости сопротивлении отдельных элементов этой цепи и их соединений предельное состояние всего стыка определяется слабейшим звеном. Соответственно реальная пластичность всего соединения зависит от того, какой элемент окажется слабейшим:

если произойдет выкалывание бетона, в котором анкеруется закладная деталь, то разрушение будет носить хрупкий характер с весьма незначительными абсолютными деформациями, предшествующими выключению связи из работы (рис. 1, а);

если разрушится одно из сварных соединений, то, хотя при качественной сварке пластичность и проявится в силу малой протяженности самого разрушаемого звена, абсолютные деформации, предшествующие выключению связи из работы, будут сравнительно невелики (рис. 1, б);

только в том случае, когда слабейшим звеном соединения окажется собственно металлическая связь, все соединение проявит максимально возможные пластические свойства (рис. 1, в).

Рис. 1. Диаграмма деформирования растянутой линейной связи при разрушении различных ее элементов

а — при выкалывании анкерующего бетона; б — при разрушении сварных соединений; в — при разрушении листовой или стержневой связи

Соединения сборных элементов, препятствующие прогрессирующему обрушению панельных зданий, должны проектироваться неравнопрочными, при этом элемент, разрушение которого обеспечивает наибольшие пластические деформации соединения, должен быть наименее прочным.

Для выполнения этого условия рекомендуется рассчитывать все элементы соединения, кроме наиболее пластичного, на усилие в 1,5 раза больше прочности пластичного элемента, например, анкеровку закладных деталей и сварные соединения рекомендуется рассчитывать на усилие в 1,5 раза больше, чем саму связь.

Надпроемные перемычки, работающие как связи сдвига, необходимо проектировать так, чтобы они разрушались от изгиба, а не от действия поперечной силы.

Шпоночные сдвиговые соединения необходимо проектировать так, чтобы прочность отдельных шпонок на срез была в 1,5 раза больше их прочности при смятии.

Помимо обеспечения пластичности связей для защиты зданий от прогрессирующего обрушения рекомендуется использовать в комплексе следующие конструктивные мероприятия:

объединять отдельные плиты междуэтажных перекрытий в единый диск специальными металлическими связями, работающими в плоскости перекрытия на растяжение и сдвиг;

заводить плиты перекрытий в несущие стены перпендикулярного направления, используя их как шпоночную связь сдвига (при платформенных стыках такая связь образуется естественным образом);

устраивать междуэтажные связи, обеспечивающие работу горизонтальных стыков между перекрытиями и стенами на растяжение и сдвиг. Для устройства таких связей рекомендуется использовать подъемные петли, штыри и т. п. детали, например, как показано на рис. 2. Такие связи очень пластичны как при растяжении, так и при сдвиге, они обеспечивают совместную работу всех конструкций, расположенных выше локального разрушения; возможность устройства таких связей не зависит от особенностей плана здания.

Рис. 2. Вариант конструктивного решения междуэтажной связи

I — гайка; 2 шайба; 3 — подъемный штырь

6. Для расчета панельных зданий на устойчивость к прогрессирующему обрушению рекомендуется использовать пространственную расчетную модель в виде системы пластинок (с проемами или без проемов), соединенных между собой сосредоточенными связями, прочность которых эквивалентна прочности фактических связей между панелями (рис. 3, а). Такая модель здания должна быть рассчитана при всех выбранных в соответствии с рекомендациями п. 2 расчетных схемах локального разрушения конструкций.

Рис. 3. Расчетная модель здания с локальными разрушениями

1 ¾ локальные разрушения

В случае обеспечения пластичной работы конструктивной системы здания в предельном состоянии расчет рекомендуется проводить кинематическим методом теории предельного равновесия. В этом случае допускается проверять устойчивость лишь элементов, расположенных над локальным разрушением, и расчет здания при каждой выбранной схеме локального разрушения сводится к следующей процедуре:

задаются наиболее вероятные механизмы прогрессирующего (вторичного) обрушения конструкций здания, потерявших опору (задать механизм разрушения значит определить все разрушаемые связи и найти возможные обобщенные перемещения (wi) по направлению усилий в этих связях);

для каждого из выбранных механизмов прогрессирующего обрушения определяются прочности всех пластично разрушаемых связей (Si); находятся равнодействующие внешних сил, приложенных к отдельным звеньям механизма, то есть к отдельным неразрушаемым элементам или их частям (Gi), и перемещения по направлению их действия (ui):

определяется работа внутренних сил (W) и внешних нагрузок (U) на возможных перемещениях рассматриваемого механизма

и проверяется условие равновесия

W ³ U. (1)

Указанная расчетная процедура справедлива лишь при условии выполнения требований п. 5 об обеспечении пластичной работы отдельных панелей и связей между ними в предельном состоянии. Если пластичность какой-либо связи не обеспечена, ее работа учитываться не должна (связь считается отсутствующей). Если таких связей и элементов, которые могут разрушаться хрупко, много, и их формальное исключение слишком сильно уменьшает оценку сопротивления здания прогрессирующему обрушению, следует или обеспечить пластичность связей или изменить саму процедуру расчета. В последнем случае здание должно быть рассчитано на основании упругой пластинчатой модели, включающей расчетное локальное разрушение и позволяющей учесть изменившийся характер работы элементов, потерявших опору. Полученные при этом усилия в отдельных элементах должны сравниваться с их расчетными несущими способностями. Устойчивость здания против прогрессирующего обрушения при этом будет обеспечена, если для любого элемента соблюдается условие F £ S, где F и S соответственно усилие в элементе, найденное из упругого расчета, и его расчетная несущая способность, найденная с учетом указаний п. 3.

Особенности расчета зданий поперечно-стеновой и перекрестно-стеновой систем с ненесущими продольными наружными стенами из легких небетонных материалов

7. Для зданий с несущими поперечными и внутренними продольными стенами и ненесущими небетонными продольными наружными стенами опасность локального разрушения определяется лишь его расположением на плане здания, но не зависит от расположения по его высоте. Наиболее опасными и, следовательно, расчетными локальными разрушениями являются:

разрушение панели торцевой поперечной стены, примыкающей к углу здания;

разрушение панели внутренней поперечной стены, несущей нагрузку от навесных лоджий или балконов и при том ослабленной дверными проемами.

Количество расчетных локальных разрушений указанных типов в каждом конкретном случае определяется индивидуально в зависимости от особенностей плана здания и принятых конструктивных решений. При унифицированном решении сборных элементов и связей между ними и относительно простом плане здания можно ограничиться рассмотрением двух-трех наиболее опасных локальных разрушений.

При каждом выбранном локальном разрушении необходимо рассмотреть все указанные в пп. 8 — 11 механизмы прогрессирующего обрушения и проверить соответствующие рассматриваемому случаю расчетные условия.

8. Первый механизм прогрессирующего обрушения характеризуется одновременным поступательным смещением вниз всех стеновых панелей (или отдельных их частей), расположенных над локальным разрушением (рис. 4). Такое смещение возможно при разрушении связей сдвига между продольными и поперечными стенами (рис. 4, а) или при разрушении надпроемных перемычек и плит перекрытий (рис. 4, б, в).

При оценке возможности одновременного обрушения конструкций всех этажей условие равновесия (1) заменяется условием

Wf ³ Uf (2)

где Wf и Uf — соответственно работа внутренних и внешних сил на перемещениях элементов одного этажа; этажи разделяются нижней поверхностью перекрытия, которое относится к этажу, расположенному над перекрытием.

Если плиты перекрытий не заведены в продольные несущие стены, обрушению препятствуют лишь связи сдвига между панелями разрушенной поперечной стены и продольной стены (рис. 4, а). В этом случае условие равновесия (2) эквивалентно требованию

S1 ³ Gw,in + Gl + 0,5(G¢w,ex + G¢¢w,ex) + 0,5(q¢L¢l¢ + q¢¢L¢¢l¢¢), (3)

где S1 — прочность связей сдвига в вертикальном стыке между продольными и поперечными стенами; Gw,in, Gl — соответственно вес панели поперечной стены и приходящаяся на нее нагрузка от лоджии; G¢w,ex, G¢¢w,ex ¾ соответственно веса панелей наружных стен, примыкающих с двух сторон к разрушенной поперечной стене; q', q¢¢ — равномерно распределенная нагрузка па плиты перекрытия; L', L", 1', 1" размеры плит перекрытий, опирающихся на разрушенную стену.

Рис. 4. Варианты механизма прогрессирующего обрушения I типа

Если плиты перекрытия заведены в продольные и поперечные стены (платформенные стыки), они образуют между ними практически неразрушимую связь сдвига. В этом случае рассматриваются лишь такие разновидности механизма обрушения I типа, которые возможны при ослаблении поперечной стены дверными проемами (см. рис. 4, б, в). При этом условие (2) принимает вид

WIw,in + WIp ³ UIw,in + UIp + Uw,ex, (4)

где WIw,in, UIw,in соответственно работа внутренних и внешних сил на перемещениях отдельных частей панели внутренней стены; WIp, UIp — соответственно работа внутренних и внешних сил, приложенных к плитам перекрытий; Uw,ex — работа внешних сил, приложенных к наружным панелям.

Работа WIw,in определяется сопротивлением изгибу над- и подпроемных перемычек и в общем случае определяется соотношением

WIw,in = (M¢sup + M¢¢sup + M'inf + M"inf)/b, (5)

где M¢sup, M¢¢sup, M'inf , M"inf соответственно прочности при изгибе левого и правого опорных сечений верхней и нижней перемычек, a b пролет перемычек.

Если поперечная стена отделена от продольной дверным проемом и связь между ними отсутствует, то WIw,in = 0. Если связь между поперечной стеной и продольной осуществляется перемычкой — «флажком» (см. рис. 4, в), то прочность левого опорного сечения (M¢sup) определяется прочностью горизонтальной линейной связи (S2); при этом прочность сдвиговой связи в соответствии с рекомендациями п. 4 должна удовлетворять условию

S1 ³ l,5 M¢¢sup/b. (6)

Работа Uw,in определяется весом обрушающейся части панели внутренней стены аGw,in, (где Gw,in — вес всей панели, 0 < а < 1) и приложенной к ней вертикальной нагрузкой от навесной лоджии (Gl)

UIw,in = аGw,in + Gl. (7)

Работа внешних и внутренних сил, приложенных к плитам перекрытий, первоначально опертых по трем сторонам, определяется их пластическим изломом по схеме, показанной на рис. 4, б, в, и вычисляется по формулам

WIp = W¢Ip + W¢¢Ip; Up = U¢Ip + U¢¢Ip, (8)

где

(9)

li, Li пролет i-й плиты в направлении продольных стен и пролет в поперечном для здания направлении; М1i (М¢1i), М2i (М'2i) — изгибающие моменты, воспринимаемые i-й плитой перекрытия при ее изгибе по балочной схеме соответственно вдоль пролетов li, и Li при растяжении нижних волокон (верхних волокон); t ширина дверного проема во внутренней стене (см. рис. 4, б, в); f — привязка начала проема к внутреннему торцу.

Если перекрытие выполнено из балочных плит, то в неравенстве (9) принимается

WIp = 0; UIp = 0,5 (q¢L¢l¢ + q¢¢L¢¢l¢¢). (10)

Работа сил, обусловленных весом наружных панелей, примыкающих к поврежденной стене слева и справа (G¢w,ex и G¢¢w,ex) приблизительно вычисляется так:

Uw,ex = 0,5(G¢w,exW¢w,ex + G¢¢w,ex W¢¢w,ex). (11)

Выполнение требования (4) является необходимым условием предотвращения прогрессирующего обрушения здания, при сравнительно небольших перемещениях (менее 10 см) конструкций, потерявших опору. Если оно выполнено, следует перейти к проверке дополнительных условий, изложенных в пп. 9 — 11.

Если же условие (4) не соблюдается, возможны два варианта:

первый — усилением (или перераспределением) арматуры перемычек внутренних стен и плит перекрытий добиться его выполнения;

второй — перейти к другим конструктивным способам защиты от прогрессирующего обрушения, допускающим очень большие перемещения (десятки сантиметров) элементов, потерявших опору и требующих соответственно выполнять расчет по деформированной схеме (см. п. 12).

9. Механизм прогрессирующего обрушения второго типа характеризуется одновременным поворотом каждой стеновой панели, расположенной над локальным разрушением, вокруг своего центра вращения (рис. 5). Такое смещение требует разрушения растянутых связей этих панелей с неповрежденной стеной (S2; на рис. 5, а), разрушения связей сдвига стеновых панелей с плитами перекрытий в горизонтальных стыках (S3 на рис. 5) и пластического излома плит перекрытий, первоначально опертых по трем сторонам, по схеме, приведенной на рис. 5, г.

Рис. 5. Механизм прогрессирующего разрушения II типа

В рассматриваемом случае условие (2) принимает вид

WIIt + WIIp ³ UIIw,in + UIIp + Uw,ex, (12)

где WIIp, UIIw,in, UIIp, Uw,ex ¾ то же, что и величины WIp, UIw,in, UIp, UIw,ex в (4), a WIIt — работа сил сопротивления связей (S2 и S3) меновых панелей, потерявших опору, с неповрежденными конструкциями. Отдельные слагаемые из (12) вычисляются следующим образом:

WIIt = S2y2/L + S3h/L; (13)

UIIw,in = Gw,inx/L + Gl, (14)

где y2, h, x расстояния от центра вращения до линии действия усилий S2, S3 и силы тяжести Gw,in (см. рис. 5); WIIp, UIIp — вычисляются по формулам (8) при соответствующей замене верхнего индекса, причем

WIIpi = (M'1i/li + M¢2i/Li)wi; UIIpi = qiLiliui/6. (15)

Здесь все величины имеют тот же смысл, что и в (9); величина Uw,ex вычисляется по формуле (11).

Выполнения условия (12) следует добиваться прежде всего за счет увеличения связей сдвига (S3), так как увеличение прочности растянутой связи (S2) не всегда возможно (рис. 5, б), а иногда и нецелесообразно: если к продольной стене прикрепляется поперечная стена лишь с одной стороны, то для учета этой связи в расчете необходимо оценить прочность продольной стены на изгиб из ее плоскости (см. рис. 5, в).

10. Помимо условий необрушения (4) и (12) необходимо оценить возможность обрушения лишь одних плит перекрытий, расположенных непосредственно над выбитой панелью поперечной стены и первоначально опертых по трем сторонам (третий механизм).

Для того, чтобы эти плиты не обрушивались, достаточно выполнить условие

WIIp ³ UIIp + Uw,ex   S4ww,ex, (16)

где S4 — прочность сдвиговой связи между навесной панелью и поперечной стеной (рис. 6); в формуле (16) S4 принимается по расчету, но не более величины Uw,ex.

Рис. 6. Схема обрушения плит перекрытий

Если соотношение (16) не выполняется, это значит, что плиты необходимо прикрепить к вышерасположенной поперечной стене связями, воспринимающими растяжение (рис. 6). Тогда условие (16) заменяется следующим:

WIIp + WIIIt ³ UIIp + Uw,ex   S4ww,ex, (17)

где WIIIt — работа сил растяжения связей S5. Эта работа вычисляется по формуле

WIIIt = nS5wx5/L, (18)

n — число связей; x5 — координата, определяемая линией действия равнодействующей реакции рассматриваемых связей в предположении, что все они достигли своего предельного значения — S5.

Если перекрытия выполнены из балочных плит, условие (16) не выполняется (WIIp = 0); поэтому в этом случае постановка связей рассматриваемого типа обязательна. При этом их прочность определяется величиной опорных реакций каждой балочной плиты.

11. Четвертый механизм обрушения предусматривает перемещения конструкций лишь одного этажа, расположенного непосредственно над выбитой панелью поперечной стены (рис. 7). Этот механизм предполагает сочетание поступательного перемещения поперечной стены (как в первом механизме) с изломом плит, характерным для второго механизма (см. рис. 5, в, г). Такой механизм возможен лишь при ослаблении поперечной стены дверными или оконными проемами.

Рис. 7. Схема обрушения конструкций одного этажа

Условие невозможности образования механизма рассматриваемого типа

WIw,in(1   c/L) + WIIp + WIVt ³ (1   c/L)UIw,in + UIIp + Uw,ex   S4(ww,ex   ww,in), (19)

где WIVt — работа сил растяжения вертикальных связей типа S5 и S6;

(20)

где k — число связей шестого типа; S6, S5 — предельные усилия в связях шестого и пятого типа; wi — перемещения по направлению i-й связи пятого типа, они определяются как разность перемещений точки прикрепления связи к плите и точки прикрепления связи к панели поперечной стены.

Если при отсутствии связей шестого типа (S6 = 0) условие (19) не выполняется, не рекомендуется добиваться его выполнения за счет усиления связей пятого типа — это неэкономично, поскольку эти связи, как следует из уравнения (20), работают неравномерно. В этом случае наиболее рациональное решение — поставить связи шестого типа и образовать связь по типу, описанной в п. 5.

12. Если при локальном разрушении внутренней поперечной стены не удастся обеспечить выполнение условия (4), то есть не удается предотвратить прогрессирующее обрушение по первой схеме (см. рис. 4), рекомендуется специальными связями плит перекрытий обеспечить их эффективное сопротивление прогрессирующему обрушению, при больших прогибах как элементов висячей системы (рис. 8). Такой прием обычно оказывается целесообразнее и необходим при локальном разрушении поперечной стены, значительно удаленной от остальных несущих стен и связанной с ними только балочными плитами перекрытий или слабоармированными большепролетными плитами, первоначально опертыми по трем сторонам.

Рис. 8. Работа плит перекрытий как элементов висячей системы

Требования, которым должны удовлетворять связи и плиты, образующие висячую систему, вытекают из расчета по деформированной схеме (см. рис. 8, б): цепь последовательно соединенных элементов (связь — плита — связь — плита — связь) должна включать очень пластичное звено, которое обеспечивало бы общее удлинение цепи порядка нескольких процентов (естественно, при этом в плитах допускаются какие угодно трещины). Для выполнения этого условия необходимо, чтобы

(21)

где G погонная нагрузка, приходящаяся на разрушенную стену с каждого этажа

G = 0,5q(l¢ + l¢¢) + Gw,in/L;

N — погонная несущая способность слабейшего звена висячей цепи; e —расчетное относительное удлинение плиты с меньшим пролетом (точнее — относительное увеличение расстояния между точками стыковки этой плиты с другими плитами); w — прогиб, при котором достигается равновесие; lmin, lmax соответственно минимальный и максимальный пролеты.

Соотношения (21) получены из предположения, что в силу случайной изменчивости сопротивлении материалов максимальное возможное удлинение реализуется лишь в одной плите. Таким образом, в случае lmin = lmax = l при e = 4 ¸ 6 % из (21) следует, что N = (2 ¸ 2,5) и w = (0,2 ¸ 0,25)l.

Максимально возможное относительное удлинение плиты существенно зависит от конструктивного решения ее арматуры и связей между плитами, от соотношения прочностей отдельных элементов, от их пластичности, от прочности соединения этих элементов; теоретически определить эту величину в общем случае не удается и поэтому каждое конкретное конструктивное решение рекомендуется оценивать экспериментально.

Особенности расчета зданий перекрестно-стеновой конструктивной системы с наружными стенами из бетонных или железобетонных панелей

13. Для расчета зданий с железобетонными наружными стенами следует использовать те же основные типы механизмов прогрессирующего обрушения, что и для зданий с ненесущими наружными стенами из легких небетонных материалов. При этом однако необходимо учитывать, что для образования этих механизмов требуется разрушение не только внутренних стеновых панелей и плит перекрытий, но и наружных стеновых панелей, которые в рассматриваемом случае обязательно включаются в работу, даже если они запроектированы навесными.

Наружные стеновые панели с проемом, независимо от типа механизма общего прогрессирующего обрушения, работают на перекос как прямоугольные рамы (рис. 9). При этом, если плиты перекрытий заведены в наружные стены, то они тоже вовлекаются в работу и характер их разрушения меняется — к основным пластическим шарнирам, показанным на рис. 4 и 5, добавляются шарниры, связанные с изломом внешнего края плиты (рис. 10). При проверке возможности обрушения одних плит перекрытий (см. п. 10) этих шарниров нет.

Рис. 9. Работа элементов наружных стен

Рис. 10. Работа плит перекрытий в зданиях с железобетонными наружными стенами

Для того, чтобы учесть сопротивление наружных стен прогрессирующему обрушению и связанное с ними дополнительное сопротивление плит перекрытий, нужно вычислить работу соответствующих внутренних сил (Ww,ex) по п. 14 и использовать ее при проверке условий равновесия, указанных в п. 15.

14. Для того, чтобы учесть сопротивление наружной стены прогрессирующему обрушению, нужно вычислить работу внутренних сил при разрушении панелей наружных стен типового этажа (Ww,ex). Поскольку при локальном разрушении внутренней стены прогрессирующему обрушению на каждом этаже сопротивляются две панели наружной стены (или одна двухмодульная), величина Ww,ex в общем случае рассматривается как сумма слагаемых

Ww,ex = W¢w,ex + W¢¢w,ex. (22)

Величина работы W¢w,ex (W¢¢w,ex) зависит от соотношения геометрических размеров панели и армирования ее перемычек и простенков, а также от наличия в ней проема для балконной двери. В общем случае любую наружную панель можно рассматривать как раму, разрушающуюся вследствие образования в ней четырех пластических шарниров (см. рис. 9, б, в), так что

(23)

При этом предельные изгибающие моменты, действующие в угловых шарнирах (например, M¢sup — в левом верхнем углу), определяют как наименьшие из двух величин несущих способностей по изгибу перемычки и простенка, образующих этот угол.

В случае локального разрушения поперечной стены, примыкающей к углу здания, панель наружной стены может разрушиться по схеме поворота жесткого диска (см. рис. 9, a); при этом работа внутренних сил будет определяться прочностью сдвиговой связи этой панели с вышележащим перекрытием (V) и растянутой связи с соседней фасадной панелью (S)

Ww,ex = (S + V)h/l. (24)

Из двух возможных значений Ww,ex, определенных по формулам (23) и (24), в дальнейших расчетах учитывается меньшее.

15. Для учета сопротивления наружной стены прогрессирующему обрушению прежде всего необходимо убедиться в том, что она «несет сама себя», то есть проверить условие

Rw,ex = Ww,ex   Uw,ex > 0, (25)

в котором работа внешних сил Uw,ex определяется по формуле (11).

В тех случаях, когда условие (25) не выполняется (Rw,ex < 0), весь дальнейший расчет проводится точно так же, как для зданий с продольными ненесущими стенами из легких небетонных материалов — по рекомендациям пп. 8 — 11 с той лишь разницей, что во всех соотношениях работа Uw,ex заменяется величиной Rw,ex. Если же условие (25) выполняется, то дальнейший расчет определяется конструктивным решением сопряжения плит перекрытий и наружной продольной стены.

Если плиты перекрытия не заведены в наружную стену, необходимо, чтобы прочность соединения внутренней панели поперечной стены и нацелен наружных стен при их взаимном сдвиге (S4) удовлетворяла условию

S4W > Rw,ex (28)

В этом случае проверка возможности прогрессирующего обрушения проводится последовательно по рекомендациям пп. 8 — 11 со следующими незначительными изменениями:

в соотношениях (4) и (12) работа Uw,ex заменяется величиной — Rw,ex;

в формулах (16), (17) принимается, что Uw,ex = S4ww,еx;

в формуле (19) принимается Uw,ex   S4(ww,еx   ww,im) =  Rw,ex.

Если плиты перекрытий заведены в наружную стену, то сдвиговая связь между внутренней поперечной и продольной наружной стенами может не ставиться (S4 = 0), и для оценки защиты здания от прогрессирующего обрушения проверяются лишь условия (4) и (12) при

Uiw,ex =  Riw,ex   Wip,bor, (27)

где Wip,bor дополнительная работа плит перекрытий, связанная с изломом их внешнего края, заведенного в наружную стену; эта работа зависит от типа рассматриваемого механизма прогрессирующего обрушения.

Сопротивление внешнего края плиты перекрытия, заведенного в наружные стены, создает дополнительную работу внутренних сил, вычисляемую для механизма обрушения первого типа (см. рис. 10, а) для i-й плиты

(28)

где ei, di, Si — привязки краевых шарниров в плите, а остальные величины те же, что в (9).

Для механизма обрушения второго типа

(29)

При использовании формулы (27) следует помнить, что она применима только при Rw,ex > 0, то есть при Uw,ex =   (Rw,ex + Wp,bor) < 0.

При проверке невозможности обрушения одних лишь плит перекрытий по формулам (16), (17) принимать Uw,ex   S4wW,ex = 0.

В формуле (19) при этом принимается:

если S7w > Rw,ex, то Uw,ex =   Rw,ex;

если S7w £ Rw,ex, то Uw,ex = S7w; Ww,ex = 0, (30)

где Si — несущая способность связи растяжения между наружной стеной и перекрытием.

Пример расчета устойчивости конструкций против прогрессирующего обрушения при аварийных воздействиях применительно к 9-этажным крупнопанельным домам

1. Исходные данные. Конструктивная система здания — поперечно-стеновая со смешанным (600 + 300 см) шагом поперечных несущих стен (рис. 11). Высота этажа hf = 280 см. Наружные стены толщиной 35 см однослойные керамзитобетонные, в шаге 600 см — двухмодульные, в шаге 300 см — одномодульные; внутренние стены толщиной 16 см из тяжелого бетона В15 (рис. 12 и табл. 3). Плиты перекрытий сплошные толщиной 16 см из тяжелого бетона В15 и В20, армированного нижней сеткой.

Pис. 11. Фрагмент жилого дома

Рис. 12. Стеновые панели

Характеристика панелей

Обозна­чение

Едини­ца изме­рения

Наруж­ные стены

Внут­ренние стены

Плиты перекрытий






П1

П2, ПЗ

Класс бетона

Вb

¾

В7,5

B15

B15

B20

Нормативное сопро­тивление бетона осевому сжатию

Rbп

МПа

5,5

11

11

15

Нормативное сопро­тивление бетона осевому растяжению

Rbt,n

МПа

0,7

1,15

l,15

1,4

Коэффициенты условий

yb1

¾

1,25

1,25

1,25

1,25

работы

yb2

¾

1,15

1,15

1,15

1,15

Толщина панели

tw

мм

350

160

160

160

Нормативные нагрузки на перекрытия: постоянная нагрузка g = 5,8 кН/м2; длительная (часть временной нагрузки) ql = 0,5 кН/м2. Всего q = (g + ql) = 6,3 кН/м2.

Нормативная нагрузка на лоджии gl = 0,6 кН/м2.

Расчет производится по прил. 1. Несущие способности элементов определяют по СНиП 2.03.01—84. Наиболее опасные случаи расположения гипотетических локальных разрушений на плане здания в соответствии с п. 7 показаны на рис. 11. Здесь для примера рассмотрены схемы разрушений № 1 и № 2.

 

Часть 1    |    Часть 2    |    Часть 3    |    Часть 4    |    Часть 5    |    Часть 6




Хотите оперативно узнавать о новых публикациях нормативных документов на портале? Подпишитесь на рассылку новостей!

Все СНиПы >>    СНиПы «Архитектура и дизайн >>



Смотрите также: Каталог «Архитектура и дизайн» >>
Компании «Архитектура и дизайн» >>
Статьи (564) >>
ГОСТы (86) >>
СНиПы (20) >>
Нормативные документы (2) >>
Задать вопрос в форуме >>
Подписка на рассылки >>
наверх