автореферат диссертации по строительству, 05.23.01, диссертация на тему:Напряженное состояние конструкций нижнего этапа крупнопанельных многоэтажных зданий, возводимых на безростверковых свайных фундаментах

РДЕНА ТРУДОВОГО КРАСНОГО ЗНАМЕНИ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ЦЕНТРАЛЬНЫЙ .АУЧНО-ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ И ПРОЕКТНО-ЗКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЙ ИНСТИТУТ КОМПЛЕКСНЫХ ПРОБЛЕМ СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ И СООРУЖЕНИЙ ИМЕНИ В.А. КУЧЕРЕНКО

(ЦШИСК им. Кучеренко)

На правах рукописи

ТИТАЕВ Виталий Александрович

УДК 624. 073: 624. 012. 35

НАПРЯЖЕННОЕ СОСТОЯНИЕ КОНСТРУКЦИЙ НИЖНЕГО ЭТАЖА КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ, ВОЗВОДИМЫХ НА БЕЗР0СТВЕРК0ВЫХ СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТАХ

Специальность 05.23.01 - Строительные конструкции,

здания и сооружения

АВТОРЕФЕРАТ диссертации на соискание ученой степени кандидата технических наук

Москва - 1994

Работа выполнена в ордена Трудового Красного Знамени Государственном научно-исследовательском и пpoeктнo-экcпepимeнтaльнo^ институте комплексных проблем строительных конструкций и сооружений им. В.А.Кучеренко (ЦНИИСК им. Кучеренко).

НАУЧНЫЙ РУКОВОДИТЕЛЬ - кандидат технических наук

В. А. ГОРБУНОВ

ОФИЦИАЛЬНЫЕ ОППОНЕНТЫ - доктор технических наук, профессор

П. Г. ЛАБОЗИН;

кандидат технических наук П.И.Ястребов

ВЕДУЩАЯ ОРГАНИЗАЦИЯ - МОСПРОЕКТ-1

Защита состоится ^/'¿/¿/(АЦ 1994 года час. на

заседании специализированного совета Д.033.04.01 по защите диссертаций на соискание ученой степени кандидата технических наук при ордена Трудового Красного Знамени Государственном научно-исследовательском и проектно-экспериментальном институте комплексных проблем строительных конструкций и сооружений им. В.А.Кучеренко по адресу: 109389. Москва. 2-я институтская улица, дом 6.

С диссертацией можно ознакомиться в библиотеке ЦНИИСК им. Кучеренко.

Автореферат разослан " 7« ¡М/уЗ/Л- 1994 ГОда.

Ученый секретарь Г

специализированного совета. /?/

кандидат технических наук У^ут^г^--, С. А. ВОРОБЬЕВА

0БН1АЯ ХАРАКТЕРИСТИКА РАБОТЫ Лзш^л^т^дабО.™- 1Срупно!Ш1те.пьные здания повышенной этаж-кости имеют больной удальныгё вес в области строительства капи- . талышх килы;; и общественных зданий по стране и особенно при застройке г. Москвы и Московской области. Их проектирование представляет одну нэ наиболее актуальных и слсиших задач для инженеров строителей. Увеличение этажности крупнопанельных зданий приводит- к значительному увеличению материалоемкости и трудоемкости при производстве работ нулевого цикла и в частности при устройстве свайных фундаментов с массивным монолитным ростверком.

Одним из возможных путей повышения экономической эффективности конструкций нулевого цикла является устройство Фундаментов из свай большой несущей способности с опиранием нэ них конструкций цокольного зтзжа. Применение таких фундаментов приводит к сокращению объемов земляных работ и сроков строительства.

Новым шагом в совершенствовании конструктивных решений цокольного отана. стали конструкции высоких безростверковых свайных фундаментов с железобетонными оголовками. В настоящее Бремя указанное решение цокольного этажа в опытном порядке применено при строительстве шестнадцатиэтажкнх зданий в Московской и Пермской областях. Массовое же Енедрение безростверковых свайных фундаментов сдерживается недостаточным количеством теоретических и экспериментальных исследований, связанных с выявлением особенностей работы данного типа фундаментов совместно с вышерасположенными конструкциями.

Цель исследования. Теоретическое и экспериментальное исследование напряженно-деформированного состояния конструкций цокольного этажа крупнопанельных зданий повышенной этажности, возводимых в нормальных инженерно-геологических условиях на безростверковых свайных фундаментах. Разработка уточненной методики расчета

панелей перекрытия цокольного этажа.

Научную новизну работы составляют:

1) результаты теоретических исследований панелей перекрытия нижнего этажа, опирающихся на оголовки свай;

2) теоретические исследования напряженного состояния панелей перекрытия, работающих совместно со' стеновыми панелями нижнего этажа;

3) экспериментальные исследования изменения реактивных усилий свайных опор в процессе монтажа здания;

4) исследования по выбору рациональной длины свай и расположению свайных опор;

5) методика расчета панелей перекрытия нижнего этажа в зданиях, возводимых на безростверковых свайных фундаментах.

Практическое значение работы состоит в разработке методики расчета и рекомендаций по проектированию панелей перекрытия нижнего этажа. Получены зависимости по учету совместной работы панелей перекрытия и стеновых панелей, позволяющие более рационально размещать арматуру. Даны рекомендации по выбору рационального расположения и длине свай.

Реализация работы. Результаты исследований, отраженные в диссертационной работе, использованы при проектировании крупнопанельных зданий в Хабаровском крае. Рекомендации по расчету и конструированию плит перекрытия включены в проект "Рекомендации по проектированию крупнопанельных зданий", выполненный по заказу Госстроя России.

На защиту взносятся:

1) результаты теоретических исследований напряженного состояния системы "панель перекрытия - стеновая панель", опирающейся на свайные опоры;.

2) данные экспериментально-теоретических исследований по рациональному размещению и выбору длины свай, исходя из оптимальной работы конструкций нижнего этана;

3) рекомендации по проектированию панелей перекрытия нижнего этажа:

Апробация работы. Основные результаты исследований докладывались на 37-й научно-технической конференции ХабИШТ г. Хабаровск 1991 г., на 24-Я международной конференции по бетону и ке-лезобетону г. Домбай 1992 г.

Публикации. По теме диссертационной работы опубликовано пять печатных работ.

Структура и объем работы. Диссертация состоит из введения, пяти глав, общих выводов, библиографического списка и приложения. Объем диссертации 165 страниц машинописного текста. ' включая 52 рисунка. 8 таблиц и 3 приложения. Библиографический список содержит 158 наименований, в том числе 17 иностранных.

Результаты работы вошли в состав научных исследований, проводимых в ЦНИИСК им. Кучеренко по теме "Оказание научно-технической помощи при проверке прочности панельных конструкций и их узлов 16-17 этажных жилых зданий на безростверковых свайных фундаментах серии 91 для условий застройки в г.Перми" х/д С286 1991 г.

Диссертационная работа выполнена в период с 1990 г. по 1993 год в отделе прочности блочных кирпичных и крупнопанельных зданий ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко под руководством к. т.н. В. А. Горбунова.

СОДЕРЖАНИЕ РАБОТЫ

Во введении обосновывается актуальность работы; характеризуется научная новизна, а также основные положения, которые выносятся на защиту.

Первая глава содержит краткий обзор работ посвященных исследованию плит перекрытий, совместной работе стен с опорными конструкциями. расчету зданий, возводимых на свайных фундаментах.

Основополагающими работами по расчету пластин и оболочек являются труды Кирхгофа. Лява, Навье и др. Значительный вклад в теорию расчета упругих пластин внесли Н.И.Безухов. К.Г.Бубнов, Б. Г. Галеркин, А. С. Калманок, В.А.Киселев, С. Г. Лехницкий, П.М. Оги-балов, С.П.Тимошенко. Одними из первых работ, в которых учитываются специфические особенности работы железобетона, являются работы А.Ф. Лолейта, М.Г. Хабера. Г.Маркуса, Ю. А. Шиманский. Более строгий метод расчета плит, базирующийся на едином подходе к расчету плит и балок, предложен А.А.Гвоздевым, Н.И.Карпенко, С.М.Крыловым и затем развит в работах Н.И.Карпенко. A.B. Бильчен-ко. М.И. Леви. Исследованию работы плит на точечных опорах посвящены труди С. П.Тимошенко, A.C. Дехтярь, А.Масариданова. G. Elsenbi-egler, Е. Reperv К. Р.Saretsky.

На современном этапе развития строительства в крупных городах существует тенденция к увеличению этажности здании, то соответственно увеличивается и нагрузка на фундамент. В большинстве случаев это приводит к уменьшению шага свай и соответственно к сокращению расстояния между оголовками свай в свету. Размеры оголовков становятся соизмеримыми с пролетом плиты между оголовками, следовательно расчет плит с опиранием на точечные опоры по действующим рекомендациям, будет давать искаженное представление о картине напряженного состояния.

Анализ литературы показывает, что работ, посвященных расчету и исследованию плит опертых по контуру дискретно, крайне мало. Общим недостатком указанных работ является то, что пег ледования проводились только для монтажной стадии работы плиты. То есть

исследуемые плиты рассматривались как свободно опертые пластинки на точечных опорах. Фиксированный большой шаг свайных опер (2.2. Я.85 м) указывает на невозможность применения результатов исследований для зданий большой и повышенной этажности.

Анализ опытов с плитами, опертыми по контуру, проведенный А. Н. Королевич и С. (.5. Крыловым, а также плитами опертыми на точечные опоры, проведенный Б. В.Сендеровкм показал, что в стадии до образования трещин графики опытных прогибов хорошо совпадают с теоретическими, рассчитанными по формулам теории упругости.

Исследование работы стен на точечных опорах с учетом ряда факторов (наличие проемов, армирование и др.) проводили А.К.Ермаков, А.-В. Яаии. С. В. Тимофеев, Н. Б. Росинский. Работы 3. В. Бабичева. А. С. Городецкого. Р. В. Грашсвиста. А.Н.Бирюкова, Г. В. Кащеева определили основные факторы, влияющие на напряженно-де^ормнрованное состояние системы "стена - опорная конструкция".

Изучению работа крупнопанельных зданий с точечными опорами »юезявены работы Л.З. личина. Ю. Ф. Барулина, Н.С.Вайиште'иа, Л.Л.Гагариной. Б. А. Гороуповэ. П.Ф. Дроздова, Ю, А. Дцхивичного, Л. Л. Паньнма. Ю. М. Стругацкого. Особое место среди них занимает работы посвященные исследованию зданий возводимых на безросгвер-ксвах свайных фундаментах это работы: А.Н.Бирюкова. А.Л.Гордона. Г. В. Кащееза.

Анализ литературных данных свидетельствует о том, что без-роптверкозые свайные фундаменты являются наиболее рациональной и достаточно надежной конструкцией, применение которых существенно снижает рзелод стали, трудоемкость и продолжительность возведения подземной части здания.

На основании аналитического обзора в заключение главы сформулированы задачи исследований.

Во второй главе реферируемой работы приведены результата численных исследований напряженного состояния плит перекрытия нижнего этажа.

Расчеты выполнены в предположении, что исследуемая плита перекрытия работает при малых перемещениях и выполняются условия линейной деформации.

Реально плита перекрытия имеют две стадии работы: монтажную и эксплуатационную. Первая стадия (монтажная) характеризуется тем, что плита свободно оперта на оголовках свай. Опирание происходит не по контуру, а на некотором расстоянии "С" (см.Рис.1) от края плиты по краям оголовков. В результате чего над опорами образуется изгибающий момент, растягивающий верхние волокна плиты.

Получены графические зависимости, учитывающие смещение опорной зоны плиты. Значение коэффициентов Ктх и К„у (см.Рис.3) определяются в зависимости от отношения сторон плиты X и соотношения пролета плиты и размера оголовка Э=2ха/с.

Кроме того на этой стадии работы угли плиты не закреплены от подъема, что приводит к некоторому завышению пролетных моментов. По результатам численных исследований получены графические зависимости (см.Рис.2), позволяющие определять значение коэффициента КуГя в зависимости от X.

Расчеты, учитывающие особенности работы плиты в монтажной стадии, показывают, что влияние дискретности опорного контура практически не сказывается на усилиях в центре плиты. Разница пс сравнению с расчетом плит при сплошном опирании по контуру находится в пределах '-2,5%. Поэтому, для определения погонных изгибающих моментов в плите действующих на этой стадии можно использовать приближенные (но вполне приемлемые для инженерных расчетов) выражения,' полученные Б. Г. Галеркикым для расчета прямоуголь-

П I

•а я. . ч ж и

О (О

>3

о)

I—

Рис.1, а) конструктивная схема работа плиты;

0) расчетная схема э монтажный период гои шарнирном

опкрзнии плита по контуру, е) расчетная схема питы в эксплуатационной сталии

Рис.2. Графики изменения козЮишеета Г,,, 1 - для К*угл; 2 - для К?,,.,.

5).

Рис.3, о) í-o - гвафго" H?4chî-K.s к.:зКк:кбкта К.. ял», в- (¡s: го. s. s;, s) cco7b~t:tl"M' Si тог.г К»,

ных опертых по контуру плит. Выражения для определения изгибающих моментов в центре плиты, учитывающие особенности ее опирания, записывается в виде:

<1, хагхКхуг. г 32 8хХ ,

---—\1--венам 1-у) —— вспатпа)]: (*)

8хКпХ 1 Ж3 Я* ' •

Му°=—— »"1--- ■.....

..г ¿Л ОУ-К 1

- v-»- зсП(У) + (1-У) ---ЗСП(ух1П(%) , (2)

I 1Г® я* ■>

вхКпу 1 я* *

где а=11-с-2хба; Ь- 1г-с-2хйв;

V - коэффициент поперечной деформации. Во второй (эксплуатационной) стадии работы плита защемлена стеновыми панелями на оголовках свай, максимальные опорные моменты возникают над краями оголовков. Йо результатам .численного моделирования напряженного состояния плиты в отой стадии работы построены графики изменения изгибающих моментов и прогиба в центре плиты Рис.4;5. Из графиков видно, что дискретность опорного контура увеличивает на 15% изгибающие моменты по краям плиты. С увеличением X в большей степени сказывается дискретность опорного контура. Для моментов и прогиба-в центре плиты это влияние является не существенным и находится в пределах 3*5%.

Изгибающий момент, действующий в сечении - I плиты шириной один метр на этой стадии, определяется по формуле:

М^х^хе^, (3)

г прогиб в центре по формуле:

. (4)

где 0=Еьх^/(12х(1-уг)) - цилиндрическая жесткость плиты; V - коэффициент поперечной деформации материала плиты; £„- модуль упругости материала плиты; I - толцнна плиты; а. ¡5- коэффициенты определяемые' по графикам Гис.4;5, в зависимости от и отношения г,=5/|'£-с);

0CÍ5 0 0*0 ООН

о сх,

0.025 О 020 0015 0.010 ессз о.ооо

1 .Ы

1 ..-¿гй

i ¡

/г 1

/ I 1

; i i

п uJ___ /

t 1

L _! .... __L_L__

1 1 ! Г ! Г i !

СО f.iß 1 АО 1.60 l.ßo 2 0B '.<0 2C0 2. ï , cj a). 3.:

:.00 1 20 Í 40 1.60 1.60 2.00 Z?0 гм 2 60 ?60 JDO

5).

г'ис. 4. а) 1+5 - графики /гменения момента для

Î-i*: Л: г: о/З: 3/2) соответстзенНс. пои

»0. У«-0; 6-^:0 - графики изменена момента

nre 'J- ç.'V ~>/Г>\ n r> - - л i " í r-

0)

rúe'ièлгч >'-a/2. f-c

ixe i.jo i.*o i to leo 2.00 г.го j.« î.fo; г.еи JM

1-5 - грайкк ьзиеьеш вреги» • tt-í»; 3; г. 5/г. 3/2; ooítbstcts Х-0. Y-C.

/ i-я

скис.

i _i. __ _2

CJ. л1 л í1 i

ts.7 CA-'

"r— Y

Рис. 6. Рзогэемление нсска.:ьках нали»>=ки/ 6, и изгк5гха<х мскентсб f, в пгкеЯ! песекгы;;я з лрслете неы/ его-

r¿e 1 - железобетон:-?-,1. сгс.иаг к Я - 7.3.-;e.vb ге-

рзчс^тмя. 3 - стеизвал *, - зпсрз ^срнальн^х

ъхяяхзш- К. - эягра ккчггмк* чсуюггс».

1={1; 2; 3> см. Рис. 1.

Проведены исследования совместной работы нижней плиты перекрытия и стеновой панели. Граничные условия приняты в предположении того, что поперечная диафрагма является многопролетной и неразрезной, а исследуемый фрагмент находится в ее средней части.

Характеристики податливости растворного шва принимались пс выражениям полученным Шангиным В.Ю. по результатам статистическое обработки экспериментальных данных

\с=1, 14-0,2x^+0,62x^+0.09x62,!; (5)

1паг) =3, 06-1,17х 1п(Ии) +0. 53Х.Ш(.Пи) -0.16хбг 17 (6)

где - кубиковая прочность раствора, МПа; ?1Ш - толщина растворного шва, \=2 см, бг,л- вертикальное напряжение на I - м участке шва, МПа.

Вследствие того, что податливость растворного шва есть величина зависящая от уровня обжатия, а также возможно появление растягивающих напряжений бг в растворном шве, то исследуемая система является конструктивно нелинейной. Расчеты производились итерационным методом до стабилизации напряжений в шве. Податливость шва вычислялась по формулам (5) и (6). Таким образом, каждой связи, моделирующей шов. задавались индивидуальные расчетные характеристики жесткости.

■ Исследования показали, что изменение марки раствора шва от М200 до №100 приводит к незначительному увеличению (до 10%) напряжений - бх, а разница между напряжениями при перекоде от М200 к Н50 достигает 11%. Существенна разница в напряженном состоянии при сравнении монолитного соединения и на растворе М200. Заметно, что при снижении марки раствора по нижней грани стеновой панели нормальные горизонтальные напряжения - бх увеличиваются, а касательные - ххг уменьшаются.

Максимальные напряжения сжатия б2 возникают в нижней 1/3 части стеновой панели. При малых пролетах 0.3 * 0,9 и и при марках раствора от М200 до М50 растяжение ло низу стены отсутствует. Максимум напряжений приходится на края оголовков. При увеличении пролета заметна тенденция смещения максимума к середине оголовка. Па границе стеновой панели и плиты перекрытия наблюдается скачок иаьряжс-ний, связанный в первую очередь с изменением сечения включенного в совместную работу (особенно заметно при монолитном сопряжении) и во вторых, податливостью растворного шва. Весь растворный шов фрагмента является сжатым, поэтому итерации, связанные с изменением расчетной схемы, во время расчетов не выполнялись. Однако отмечается тенденция к появлению растягивающих напряжений в иве при дальнейшем увеличении пролета 1СВ (>1,2 м).

С увеличением податливости растворного шва пролетный момент, растягивающий нижнюю зону края плиты, увеличивается. Пики изгибающих моментов, растягивающих верхнюю зону, концентрируются над краями оголовков. Над средней частью оголовков плита также растянута в верхней зоне.

Напряженное состояние нижней части поперечной диафрагмы зависит от величины податливости растворного шва, пролета, а также зт ширины плиты, участвующей б совместной работе со стеновой панелью. В практических расчетах конструкций удобнее использовать зе пространственную, а плоскую модель. Для этого полки в тавровой конструкции заменяются некоторой приведенной (эффективной) шири-юй плиты Ъ,. включающейся в совместную работу со стеной. Величи-ш эффективной ширины тавровой конструкции, воспринимающая нормальные напряжения (см.Рис.6), определяется по формуле:

Ьги " 4х/бх. тах , <7>

Где Ли* - площадь эпюры нормальных напряжений;

б*.max " максимальная ордината эпюры нормальных напряжений под стеновой панелью в пролете.

При проведении исследований системы "стеновая панель - растворный шов - плита перекрытия" получены графики (см.Рис.7) изменения btH в зависимости от пролета между оголовками 1св и от марки раствора. На графиках изменение эффективных ширин представлены в относительных величинах, переход к реальным значениям осуществляется по формуле:

Ьги = MtCBx?, (3)

где Х„ - безразмерный коэффициент, определяемый по графикам в зависимости от марки раствора и пролета - 1СВ.

Анализ графиков показывает, что при увеличении пролета между оголовками часть плиты (шириной Ь(н), воспринимающая нормальные напряжения бх - Ь(„. уменьшается. С увеличением податливости растворного шва bfH возрастает. При чем. если при 1СБ=0.3 м разница при М200 и М50 находится в пределах 1%. то при Iсв=1,2 м эта разница достигает 20%. Эффективная ширина ьгм определенная по существующим рекомендациям при 1СВ-0.3 м в среднем занижена на 50%. а при 1СВ=1.2 м ЪП1 занижена на 30% (см. поз. 7. Рис.7). Суммарные растягивающие усилия Л'р, возникающие в нижней зоне системы ''стеновая панель - панель перекрытия" по существующим рекомендациям определяются по формуле:

Щ = Ркхсг^сз, О)

где ры --0,2 - безразмерный коэффициент; q - нагрузка на балку-стенку, МН/м;

1ев- пролет в свету между оголовками, и.

Проведены исследования изменения величины ¡3„ в зависимости от пролета между оголовками и податливости растворного шва. На Рис. 8 представлены графики, анализируя которые можно заключить, что при увеличении пролета tcs и при увеличении податливости шва

а.з а.* 0.5 »4 е.? в-} о.я ;,о и

Рис. 7. График и:-м?нен;:л коз«ициекта - Хя. в зависимости ОТ марки пастэгра аза. Гге 1 - паи гзотверг горизонтального пса «50: 2 - 'при растворе К'ЮО: г - при растворе В мгос: 4 - монолитное соединение

0.3 0.4 0.5 0.6. 0.? 0.5 0.9 1.0 1.1 1.3

Ню. е. График измеигния хоэдацигнтг - Р„. в зависимости от ирки раствора ква. Гдв 1 - при раствора горизонтального шза МзО: 2 - при разтворв Н100; з - пои раствора «¿00: ь. - коиолиткоо ссешшеюге.

Рис.9. Прирост напряжений б, з плите перекрытия

в зависимости от числа смонтированных этажей п. 1-е учетом последсвате-льпости ментгеа; 2 - Оеэ учета.

сг

Распределение усилий по сваям (з тс) по мере роста этажности здания

и Этажа Номера с в а Я 'М

1 2 3 . 4 5 6 7 8 9 10 11

1 53.9 52.9 35.8 49.3 66.1 28.9 54.6 46.1 67.9 52.0 53.3 561.4

2 49.5 33.8 31.7 37.9 49. 9 23.4 46.1 59.3 54.7 41.5 43.5 476.7

5 26.4 22.4 13.3 12.2 21.9 14.0 19.6 20.1 22.1 25.0 16.2 213.2

9 13.0 15.5 19.9 26.2 24.0 13.3 08.1 03.6 04.8 20. 5 04.4 158.3

13 53.5 53.4 45.4 28.8 43.5 28.9 46.9 32.5 42.0 38.3 34.6 448.4

и 53.3 53.7 47.5 24.3 37.7 28.4 45.5 34.3 47.3 39.3 37.7 449.5

15 16.1 45.9 49.8 16.3 22.3 26.4 23.9 95.0 24.8 32.3 25.2 414.С

гкспя. период 57.1 62.6 74.5 33.8 41-9 31.6 43.2 18.5 40.1 38.6 31. 1 473.4

уменьшается. Из приведенных графиков видно, что при определении по существующим рекомендациям при г.св"0,3 м значение будет занижено ориентировочно На 50%, а при 1СВ=1,2 м завышено на 30%. Отмечается также, что кривая соответствующая монолитному соединению, при дальнейшем увеличении пролета (1СВ > 1,2 м сн. поз.4, Рис.8), ассимптотически приближается к значению Р„=0.2.

В третьей гласе приводится вывод выражения распределения жесткости основания по длине поперечной диафрагмы здания, при котором в нижней части диафрагмы отсутствуют горизонтальные растягивающие напряжения. За модель основания принята модель Фус-са-Винклера. При выводе использован вариационный метод Ритца. При пролете диафрагмы 1-12 м и нагрузке с1=805 кН/м зыражение имеет вид: К(х)=39.6х(1/2+2хх/6-х*/36). (10)

При проектировании свайных фундаментов с учетом выражения (10) низ диафрагмы имеет Ёыгиб, а нижняя плита перекрытия является сжатой.

Разработана инженерная методика расчета диафрагмы здания и определения опорных (свайных) реакций. Метод основан на приведений диафрагмы к балке с переменными сдвиговой и изгибной жеоткос-тями по ее длине. Статическая неопределимость системы "балка -упругие опоры" раскрывается методом сил. Использование данной методики позволяет определять на ранних этапах проектирования здания напряженное состояние низа диафрагмы, а также момент трещино-образования в нижней плите.

Приведены результаты сравнительных расчетов диафрагмы с различными формами модели основания диафрагмы:. ..трапециевидная, тригонометрическая, параболическая, выражение (10) и по данным натурных экспериментальных исследований. Наиболее рациональной формой эпюры жесткости основания является выражение (10).- Наряду с

отсутствием положительных изгибающих моментов, наблюдается также невысокий уровень сжимающих напряжений. По всей длине диафрагмы наблюдается плавное распределение сжимающих напряжений.

Реализация в натуре рациональной модели основания основывается на использовании данных исследования грунтового массива строительной площадки методом статического зондирования. Метод позволяет в кратчайшие сроки выполнить большое количество измерений. обеспечивая недостижимую для других методов подробность исследования строительной площади!. Материалы исследования грунта (удельное сопротивление грунта под конусом зонда) и /3 (удельное сопротивление грунта на участке боковой поверхности зонда) являются исходными данными для расчета глубинных координат соответствующих заданной несущей способности сваи заданного сечения. После определения глубинных координат во всех точках зондирования производится графическое построение поверхностей одинаковой несущей способности, на основании которых назначаются длины свай заданной жесткости в кадпой конструктивно назначенной точке расположения сваи. Автором разработана программа для ПЭВМ, реализующая указанную методику по определению глубины погружения забивных свай заданной несущей способности.

Для количественной оценки влияния учета стадийности возведения здания на напряженное состояние нижних этажей, произведены численные исследования на ЭВМ напряженного состояния фрагмента здания с использованием ВК "ЛИРА". Рассчитываемая система является конструктивно нелинейной. При соблюдении принципа суперпозиции напряжения (в частности б„) в произвольной точке 3 конструкции определятся по Формуле:

рД3 1 ~ нормальное горизонтальное напряжение в точке з

(11)

- 18 -

на 1-м этапе расчета от собственного веса конструкций монтируемого этажа; " напряжение от эксплуатационной, снеговой нагрузок и веса последнего этажа, приложенные к смонтированному зданию; п - количество этапов расчета численно равное количеству этажей без единицы.

Приняв за 100% значение напряжений при традиционном расчете отмечено, что разница внизу среднего вертикального сечения диафрагмы по сравнению с расчетом, произведенным с учетом стадийности возведения для б„ составила 11%, для тХ2 - 4+6%. Значения реакций свайных опор практически остались неизменными (не превышают 0,2%). Наиболее активно перераспределение усилий в исследуемом здании наблюдается до монтажа седьмого этажа, (см.Рис.9) далее прирост напряжений в нижних конструкциях происходит пропорционально количеству смонтированных этажей.

Проведены два варианта численных исследований напряженного состояния поперечной диафрагмы с учетом Физической нелинейности Железобетона. Первый вариант - с кесткостнымн характеристиками свай полученными по результатам эксперимента и второй с жескост-нымн характеристиками рассчитажшми по Формуле (10). Кгшшй вариант состоял из двух расчетов, ь которых расчеты проводились с учетом дополнительной арматуры в нижней плите перекрытии, устанавливаемой по контуру, и без таковой. Критерием определении разрушающей нагрузки являются многократно возрастающие деформации между двумя соседними узлами модели фрагмента в пределах двух шагов расчета (в 20 раз и более). -

Анализируя результаты, можно сделать вывод, что при традиционном расположении свай (по грузовым плищадям) необходима установка дополнительной арматуры по контуру нижней плиты. _ благодаря

наличию которой увеличивается несущая способность фрагмента на 10%. При устройстве фундамента с заданными ¡кесткостными характеристиками свай по (10). дополнительную'арматуру в плите под поперечной диафрагмой можно не устанавливать, а несущая способность Фрагмента по отношению к предыдущему варианту на 10% больше. С изменением жесткости основания по длине фрагмента меняется и картина трещинообразевания. в первом варианте, трещины первоначально образовались под проемом первого этажа, а во втором - над проемом. Неизменным остается лишь момент трещинообразования средней части глухого участка стеновой панели. Расчетный момент трещинообразования хорошо согласуется с результатами.экспериментальных исследований фрагментов стеновых панелей. - работающих совместно с плитами перекрытия, проведенных В ЦНИИСК.им. В. А.Кучеренко под руководством В.А.Горбунова.

В четвертой главе приводятся методика и результаты экспериментальных исследований изменения реактивных усилий свайных опор в процессе монтата 16-ти этажного крупнопанельного жилого дома серии 97 в г.Перми.

Для определения усилий в сваях использовались специальные магнитоупругие датчики (МД) нормальных сжимающих напряжений типа Ц24.-500. Согласно программе исследования для проведения натурного эксперимента был выбран наиболее нагруженный фрагмент поперечной диафрагмы зцания. Проведены ззмерн усилий з сваях на различных этапах монтажа здания и при его эксплуатации.

ИД устанавливались в слое растворного.шва между головой и оголовком сваи в количестве 4x4=16 шт. на каждую исследуемую сваю. Всего было выбрано к испытаний 11 свай, расположенных под внутренней цокольной стечовой панелью и частью цокольной панели нз-рузхиой стоны. Для полной передачи вертикальной нагрузи; от стен

здания на МД, железобетонные оголовки по внутренним боковым граням были отделены от свай слоем изолирующей пленки.

Первый (Нулевой) отсчет показания датчиков производился после установки оголовков свай и набора прочности раствором. Последующее снятие отсчетов производилось в процессе монтажа панельной части здания, после сборки 1. 2, 5. 9, 13, 14. 16 этажей, а также в эксплуатационный период, по истечении 4-х месяцев после окончания строительно-монтажных работ. Величины суммарных усилий, в каждой свае в процессе монтажа и во время эксплуатации здания, показами в таблице. Как показали исследования, значения суммарных усилий в сваях резко изменяются в процессе монтааа очередного этажа здания. Довольно стабильные показания получены после окончания монтажа и приложения эксплуатационной нагрузки на конструкции здания. Суммарные усилия в сваях в период эксплуатации удовлетворительно совпадают с теоретическими, полученными по программе ТОСТ. Суммарные усилия в исследуемых сваях, от нагрузки передаваемой рассматриваемым фрагментом здания, оказались равными 473.4 т. по расчету суммарные усилия составили 445 т. Разница этих показаний менее 1%.

Распределение реакций свайных опор по длине панели довольно ровное. Однако, в месте расположения двойных свай реакция опоры практически увеличивается Едвое. Это обстоятельство позволяет сделать вывод о том. что расчетным для панели должен явиться случай с реальными величинами податливости свайных опор под стеновой панелью.

. Результаты натурных наблюдений показали., что в безростверко-вых фундаментах перераспределение усилий в сваях наиболее активно происходит в монтажный период здания, и к моменту завершения монтажа усилия практически стабилизируются. Значение усилий в сваях

по длине панели изменяются в пределах от 31 т до 57 т, достигая своих предельных расчетных значений. Усилия в сваях под внутренней продольной стеной в 1.7 раза меньше чем под наружной и почти в 1.5 раза больше, чем предельные расчетные значения. В целом вся диафрагма в цокольной части имеет прогиб, что неблагоприятно сказывается на работе конструкций цокольного этажа (и в особенности плиты перекрытия). Данный-результат свидетельствует о том. что распределение свайных опор под зданием по грузовым площадям не является оптимальным с точки зрения несущей способности конструкций цокольного этажа.

В пятой главе приведена методика расчета и конструирования панелей перекрытия нижнего этажа, учитывающая особенности работы ее совместно со стеновой панелью, а также условия опирания ее на оголовки свай в монтажный и эксплуатационный периоды.

Расчет железобетонных плит с использованием графиков, приведенных на Рис.2*7 возможен при соблюдении следующих условий:

3/2 < п < 3; 1 ( X < 3; Б-< 2/Зха; И, < йсгс> (12)

где 5 - определяется как среднее арифметическое из шагов свай находящихся в пределах й < ЗхЪ/4: \"Ь/а; Ксгс- момент трещинообразоганн.ч.

Вследствие того, что плита в эксплуатационной стадии является защемленной в несущих стенах, то для восприятия опорного изгибающего момента необходимо армирование ее верхней зоны на величину:

1а=с/2+а/5+1ап> (13)

гдз 1ап - длина анкеровки арматурных стержней. Ввиду того, что большая часть арматуры нижней зоны не доводится до краев, то требуемую площадь арматуры на погонный метр сечения плиты можно определить по формуле:

.1- / 1---( Ш)

где М( - момент действующий в рассматриваемом сечении - I: остальные обозначения приняты по сНиП.

Ввиду того, что 2 í М01/М^1 < 3. где М0' - изгибающий момент в центре плита перекрытия в монтажной стадии работы; М.11 - момент в центре плиты в эксплуатационной стадии: ¡%! /М^1 =/(Х), а отношение нагрузки в эксплуатационной стадии к монтажной то подбор аркатуры для нижней зоны плиты всегда следует производить по усилиям.■ действующим на стадии монтажа. Так как центральная часть плиты в верхней зоне не армируется, то для определения требуемой площади арматуры также можно воспользоваться Формулой (14). При проектировании Фундамента здания с использованием выражения жесткости ЦО1) экономия арматуры на цоколь здания достигает в среднем 12%.

ОБЩИЕ ВЫВОДЫ

1. Проведенный анализ литературных источников, схватывающий теоретические и экспериментальные исследования по проблеме расчета и конструирования зданий, возводимых на безроетверковнх свайных фундаментах показал возможность и экономическую целесообразность использования данного вида Фундаментов для зданий повышенной этажности.

2. Разработаны рекомендации по расчету и проектированию нижних плит перекрытия, опирающихся на оголовки свай.

3. На основании проведенных исследования Получены графики для определения расчетных изгибающих моментов и прогибов плиты в зависимости от соотношения сторон плиты \ и отношения шага свай к пролету между оголовками ц.

4. Исследования показали, что при пролетах между, оголовкам.;!

0,9 м и меньше растягивающие напряжения внизу стековой панели отсутствуют. Дополнительное армирование нижних стеновых панелей не требуется.

5. Выявлено, что при действии вертикальной нагрузки растягивающие вертикальные напряжения бг в системе "стеновая панель -растворный шов - плита перекрытия" отсутствуют, т. е. нарушение контакта между стеновой панелью и панелью перекрытия, в пролете (при пролетах 1.2 м и меньше, при марке раствора шва не ниже М50) не происходит.

6. Податливость растворного гава существенно влияет на напряженное состояние системы. С увеличением податливости шва снижаются растягивающие напряжения и увеличиваются изгибающие моменты в плите перекрытия. Оптимальная марка раствора горизонтального шва. исходя из напряженного состояния системы, находится в пределах от Н100 до М200.

7. Получены графические зависимости реальной эффективной ширины плита - Ьп(, участвующей в совместной работе со стеновой панелью и растягивающих усилий в нижней части системы - Мр, в зависимости от марки раствора шва и пролета между оголовками.

8. Натурные исследования возводимого 16-ти этажного здания показали, что в безростверковых фундаментах перераспределение усилий в сваях наиболее активно происходит в монтажный период здания и к моменту завершения монтажа усилия практически стабилизируются.

9. Выявлено, что реакции свайных опор под наружной продольной стеной в 1,7 раза больше, чем под внутренней и почти в 1.5 раза больше несущей способности сваи. В целом вся диафрагма в цокольной части имеет прогиб, что вызывает дополнительные горизонтальные растягиваювде напряжения ¡го краю панели перекрытия над

цокольным этажом.

10. Разработан инженерный метод расчета диафрагмы здания, позволявдай определять растягивающие усилия в нижней плите перекрытия. а также реакции свайных опор.

11. Предложенная методика по проектированию свайных фундаментов с индивидуальном заданием жесткости каждой свае позволяет задать практически любую форму эпюре реакций свайных опор. Это дает реальную возможность возведения зданий с заданными жесткост-шии характеристиками свай.

12. Анализ результатов расчетов с учетом стадийности возведения здания показывает, что учет последовательности монтажа при проектировании зданий позволяет получить более точную картину напряженно-деформированного состояния, отличающуюся от традиционной до 20% (по напряжениям).

13. При проектировании свайного фундамента по грузовым площадям необходимо устанавливать дополнительную контурную арматуру в нижней плите перекрытий. Т1ри проектировании фундамента с заданными жесткостными характеристиками, а именно при концентрации жесткости под средней частью диафрагмы (здания), несущая способность последней повышаемой на 10% и в этом случае в контурном армировании плиты нет необходимости.

14. Анализ результатов теоретических и экспериментальных исследований показывает, что здания на безростверковых свайных фундаментах серии 97 йояйо возводить (исходя из прочностных соображений) высотой до 17 этажей включительно без изменения опалубочных размеров и типового армирования. • *

Основные положения диссертационной работы опубликованы в следующих работах:

1. Горбунов В.А.. Себекина В.И., Титаев В. А. Расчет панелей пе-

рекрытия цокольного этажа. //Жилищное строительство. - 1992. -НИ. - С. 24-27.

2. Горбунов В. А., Гитаев В. А. Изменение усилий в сваях в период монтажа крупнопанельного здания, возводимого на безростверко-вом свайном фундаменте. //Сб. тр. Совершенствование методов расчета и проектирования строительных конструкций. - Хабаровск: ДГАПС, 1993.

Горбунов В. А.. Титаев В. А. Исследование совместной работы конструкций крупнопанельных зданий, возводимых на безроствер-ковых свайных фундаментах. //Материалы 24-й международной конференции по бетону и .железобетону," Кавказ-92", 19- 26 апреля 1992 /Научно-техническое бюро "БЭТЭКОМ". - М.: Стройиздат, 1992. - С. 261-262.

. Титаев в.А. Особенности расчета плит перекрытия в зданиях на безростверковых свайных фундаментах. //Тезисы докладов 37 научно-технической конференции ХабИЮКТ. -. Хабаровск: ХабИИЖТ. 1991. - С. 116-117.

. Титаев В.А., Горбунов/В. А. Напряженное состояние системы "стена-шов-плита" нижнего;этажа в крупнопанельных зданиях, на безростверковых свайных фундаментах. //Сб. тр. Совершенствование методов расчета и проектирования строительных конструкций. -Хабаровск: ДГАПС, 1993.