Пособие по проектированию каркасных промзданий для строительства в сейсмических районах (к СНиП II-7-81)

(утв. Приказом Госстроя СССР от 28.02.1983 № 22)

от 28 февраля 1983 г. № 22

ПОСОБИЕ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ КАРКАСНЫХ ПРОМЗДАНИЙ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ (К СНИП II-7-81)

Рекомендовано к изданию решением Секции несущих конструкций Научно-технического совета ЦНИИПромзданий Госстроя СССР.

Утверждено Приказом ЦНИИПромзданий Госстроя СССР от 28 февраля 1983 г. № 22.

Содержит положения по проектированию одноэтажных и многоэтажных производственных зданий с железобетонным, стальным и смешанным каркасами, применяемыми в массовом промышленном строительстве в районах с сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов. Приведены примеры расчета зданий, отдельных конструкций.

Для инженерно-технических работников проектных и строительно-монтажных организаций.

ПРЕДИСЛОВИЕ

Настоящее пособие разработано к СНиП II-7-81 «Строительство в сейсмических районах» в части проектирования каркасных одноэтажных и многоэтажных промзданий с железобетонным, стальным и смешанным каркасами для районов с сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов и с учетом «Указаний по размещению объектов строительства и ограничению этажности зданий в сейсмических районах» (СН 429-71).

Пособие содержит общие положения по проектированию указанных зданий и их конструкций, методы определения сейсмических нагрузок, расчета узлов и конструктивные требования к несущим и ограждающим конструкциям, а также примеры расчета одно- и многоэтажных зданий, отдельных конструкций и узлов на действие сейсмических нагрузок.

Пособие разработано ЦНИИПромзданий Госстроя СССР (кандидаты техн. наук А.А. Болтухов, Ф.А. Гохбаум, А.И. Нейман, инж. Б.Ф. Васильев), Казахским Промстройниипроект Госстроя СССР (д-р техн. наук Т.Ж. Жунусов, кандидаты техн. наук М.У. Ашимбаев, Ю.Г. Шахнович, инж. Е.Г. Бучацкий), ЦНИИПроектстальконструкция Госстроя СССР (кандидаты техн. наук Л.А. Бородин, Ю.С. Максимов, Г.М. Остриков) при участии ЦНИИСК Госстроя СССР (д-р техн. наук Я.М. Айзенберг, канд. техн. наук Л.Ш. Килимник, инж. В.И. Ойзерман) и НИИЖБ Госстроя СССР (кандидаты техн. наук Ю.Д. Быченков, Н.И. Катин).

1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

1.1. Настоящее пособие составлено к СНиП II-7-81 «Строительство в сейсмических районах» и распространяется на проектирование производственных зданий с размерами в пределах габаритных схем по ГОСТ 23837-79 и ГОСТ 24337-80 с железобетонными, стальными и смешанными (с железобетонными колоннами и стальными стропильными конструкциями) каркасами, применяемыми в массовом промышленном строительстве в районах с сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов.

1.2. Выбор объемно-планировочных, конструктивных решений зданий, строительных материалов и конструкций, назначение специальных конструктивных мероприятий следует производить в соответствии с требованиями нормативных документов по проектированию и строительству, Технических правил по экономному расходованию основных строительных материалов, а также с учетом положений настоящего пособия.

1.3 При проектировании зданий для строительства в указанных районах надлежит:

применять материалы, конструкции и конструктивные схемы, обеспечивающие наименьшие значения сейсмических нагрузок;

принимать, как правило, симметричные конструктивные схемы, равномерное распределение жесткостей конструкций и масс (от конструкций и нагрузок на перекрытия);

в зданиях из сборных элементов располагать стыки вне зоны максимальных усилий, обеспечивать монолитность и однородность конструкций с применением укрупненных сборных элементов;

предусматривать условия, облегчающие развитие в элементах конструкций и их соединениях пластических деформаций, обеспечивающие при этом общую устойчивость сооружения.

Примечание. В многоэтажных зданиях со сборными каркасами из линейных элементов допускается устраивать стыки ригелей с колоннами в местах их соединения между собой при условии обеспечения надлежащей прочности стыков.

1.4 При проектировании зданий для строительства в сейсмических районах следует учитывать:

а) интенсивность сейсмического воздействия в баллах (сейсмичность);

б) повторяемость сейсмического воздействия.

Интенсивность и повторяемость следует принимать по картам сейсмического районирования территории СССР (прил. 1 и 2), приведенным в СНиП II-7-81. Указанная в прил. 1 и 2 сейсмичность относится к участкам со средними по сейсмическим свойствам грунтами (II категории согласно табл. 1).

Таблица 1

Примечания. 1. В случае неоднородного состава грунты площадки строительства относятся к более неблагоприятной категории грунта по сейсмическим свойствам, если в пределах десятиметрового слоя грунта (считая от планировочной отметки) слой, относящийся к этой категории, имеет суммарную толщину более 5 м.

2. При прогнозировании подъема уровня грунтовых вод и обводнения грунтов (в том числе просадочных) в процессе эксплуатации здания категорию грунта следует определять в зависимости от свойств грунта (влажности, консистенции) в замоченном состоянии.

3. При строительстве на вечномерзлых нескальных грунтах по принципу II, если зона оттаивания распространяется до подстилающего талого грунта, грунты основания следует рассматривать как невечномерзлые (по фактическому состоянию их после оттаивания).

4. При отсутствии данных о консистенции или влажности глинистые и песчаные грунты при положении уровня грунтовых вод выше 5 м относятся к III категории по сейсмическим свойствам.

1.5. Определение сейсмичности площадки строительства следует производить на основании сейсмического микрорайонирования. Населенные пункты, для которых проведены работы по сейсмическому микрорайонированию и имеются соответствующие карты в госстроях союзных республик, указаны в прил. 1 главы СНиП II-7-81.

В районах, для которых отсутствуют карты сейсмического микрорайонирования, допускается определять сейсмичность площадки строительства согласно табл. 1.

1.6. На площадках, сейсмичность которых превышает 9 баллов, возводить здания не допускается. Строительство на таких площадках может быть допущено только по согласованию с Госстроем СССР.

1.7. Площадки строительства с крутизной склонов более 15°, близостью плоскостей сбросов, сильной нарушенностью пород физико-геологическими процессами, просадочностью грунтов, осыпями, обвалами, плывунами, оползнями, карстом, горными выработками, селями являются неблагоприятными площадками в сейсмическом отношении.

При необходимости строительства зданий на таких площадках следует принимать дополнительные меры к укреплению их оснований и усилению конструкций зданий.

1.8. На площадках с неблагоприятными в сейсмическом отношении грунтовыми условиями следует, как правило, размещать предприятия с оборудованием на открытых площадках, а также малоответственные здания (по п. 1 табл. 3, при расчете которых значение коэффициента K_{1} по табл. 4 принимается равным 0,12, а также по п. 3 табл. 3).

1.9. В районах с сейсмичностью 9 баллов следует ограничивать строительство и расширение промышленных предприятий, не связанных с разработкой местных сырьевых ресурсов и непосредственным обслуживанием населения. Строительство таких предприятий может быть допущено только при подтверждении народнохозяйственной целесообразности этого строительства соответствующими технико-экономическими обоснованиями.

1.10. При проектировании зданий для сейсмических районов, как правило, должны применяться типовые конструкции, разработанные для этих районов.

При выборе типов зданий для строительства в сейсмических районах при прочих равных условиях следует отдавать предпочтение одноэтажным бесфонарным зданиям или зданиям с зенитными фонарями. При необходимости размещения светоаэрационных фонарей их следует располагать симметрично относительно продольной и поперечной осей здания (отсека).

Здания рекомендуется проектировать прямоугольной формы в плане с параллельно расположенными пролетами, без перепада высот смежных пролетов и без входящих углов.

1.11. Здания следует разделять антисейсмическими швами в случаях, если: здание имеет сложную форму в плане; смежные участки здания имеют перепады высот 5 м и более.

В одноэтажных зданиях высотой до 10 м при расчетной сейсмичности 7 баллов антисейсмические швы допускается не устраивать.

1.12. Антисейсмические швы должны разделять здания по всей высоте. Допускается не устраивать шов в фундаменте, за исключением случаев, когда антисейсмический шов совпадает с осадочным.

Температурные и осадочные швы следует совмещать с антисейсмическими.

1.13. Расстояния между антисейсмическими швами не должны превышать 150 м. Рекомендуется принимать одноэтажные каркасные здания (отсеки) длиной в продольном направлении не более 144, 120 и 96 м соответственно при расчетной сейсмичности 7, 8 и 9 баллов. Для многоэтажных зданий размеры зданий (отсеков) принимаются как в несейсмических районах.

1.14. Строительство производственных и вспомогательных зданий промышленных предприятий выше 5 этажей в районах с сейсмичностью 9 баллов допускается только по согласованию с Госстроем СССР.

1.15. Внутренние площадки, расположенные на части здания, и небольшие пристройки должны, как правило, выполняться в конструкциях, не связанных с колоннами основного каркаса здания.

Примечание. В отдельных обоснованных случаях внутренние площадки или небольшие пристройки к зданию разрешается проектировать с опиранием несущих элементов площадок или покрытий и перекрытий на колонны основного каркаса. При этом при расчете здания необходимо учитывать крутящий момент относительно вертикальной оси здания, проходящей через центр жесткостей, если он больше крутящего момента, предусмотренного в п. 2.17.

2. ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ

2.1. Расчет зданий на сейсмические воздействия при заданном объемно-планировочном и конструктивном решении производится в следующей последовательности:

определяются сейсмичность площадки строительства и расчетная сейсмичность здания по п. 1.5 и табл. 3 соответственно;

устанавливается расчетная динамическая схема здания и ее параметры;

определяются частоты и формы собственных колебаний каркаса;

определяется расчетная сейсмическая нагрузка по п. 2.7;

находятся усилия в элементах каркаса, проверяется несущая способность элементов и узлов их соединения;

устанавливается ширина антисейсмического шва между смежными отсеками здания по п. 3.4.

2.2. Расчет конструкций и оснований зданий, проектируемых для строительства в сейсмических районах, должен выполняться на основные и особые сочетания нагрузок с учетом сейсмических воздействий.

При расчете зданий на особое сочетание нагрузок значения расчетных нагрузок следует умножать на коэффициенты сочетаний, принимаемые по табл. 2.

Таблица 2

Таблица 3

<*> Здания рассчитываются на нагрузку, соответствующую расчетной сейсмичности, умноженную на коэффициент 1,2.

Горизонтальные нагрузки от масс на гибких подвесках, температурные климатические воздействия, ветровые нагрузки, динамические воздействия от оборудования и транспорта, тормозные и боковые усилия от движения кранов при этом не учитываются.

При определении расчетной вертикальной сейсмической нагрузки следует учитывать вес моста крана, вес тележки с коэффициентом сочетания n_{c} = 0,8, а также вес груза, равного грузоподъемности крана, с коэффициентом 0,3.

Расчетную горизонтальную сейсмическую нагрузку от веса мостов кранов следует учитывать в направлении, перпендикулярном оси подкрановых балок. Снижение крановых нагрузок, предусмотренное главой СНиП по нагрузкам и воздействиям, при этом не учитывается.

Собственный вес мостовых или подвесных кранов при определении периода собственных колебаний зданий (отсеков) учитывается с коэффициентом сочетания 0,8.

При определении вертикальных нагрузок от мостовых подвесных и опорных кранов, а также горизонтальных сейсмических нагрузок от мостовых кранов вес кранов и грузов рекомендуется принимать с коэффициентом сочетания 0,5.

2.3. При расчете с учетом сейсмических воздействий снижение нагрузок на перекрытия, предусмотренные главой СНиП на нагрузки и воздействия, не учитывается.

В зданиях с самонесущими стенами, запроектированными в соответствии с требованиями п. 3.2, при расчете каркаса необходимо учитывать сейсмическую нагрузку от самонесущих стен, расположенных только в плоскостях, перпендикулярных направлению действующих сейсмических нагрузок.

Сейсмическая нагрузка от поперечных и продольных навесных стен при расчете каркаса должна учитываться в обоих направлениях.

При расчете конструкций на нагрузки, возникающие в период монтажа здания, сейсмические воздействия не учитываются.

2.4. Сейсмические воздействия следует учитывать в виде статической нагрузки, определяемой в соответствии с указаниями пп. 2.5 и 2.6.

2.5. Сейсмические воздействия могут иметь любое направление в пространстве.

Для зданий простой геометрической формы расчетные сейсмические нагрузки следует принимать действующими горизонтально в направлении их продольной и поперечной осей. Действие сейсмических нагрузок в указанных направлениях следует учитывать раздельно.

2.6 Вертикальную сейсмическую нагрузку необходимо учитывать при расчете:

горизонтальных и наклонных консольных конструкций;

рам, ферм, пространственных покрытий зданий пролетом 24 м и более;

каменных конструкций по п. 5.33.

2.7. Расчетная сейсмическая нагрузка S_{ik} в выбранном направлении, приложенная к точке k и соответствующая i -му тону собственных колебаний зданий, определяется по формуле

S_{ik} = K_{1}K_{2}S_{0ik} , (1)

где K_{1} — коэффициент, учитывающий допускаемые повреждения зданий, принимаемый по табл. 4;

K_{2} — коэффициент, учитывающий конструктивные решения зданий, принимаемый по табл. 5;

S_{0ik} — значение сейсмической нагрузки для i -го тона собственных колебаний здания, определяемое в предположении упругого деформирования конструкций по формуле

S_{0ik} = Q_{k}A\beta_{i}K_{\psi}\eta_{ik} , (2)

где Q_{k} — вес здания (вертикальная нагрузка), отнесенный (отнесенная) к точке k, определяемый (определяемая) с учетом расчетных нагрузок на конструкции согласно пп. 2.2 и 2.3 (рис. 1);

A — коэффициент, значения которого следует принимать равным 0,1; 0,2; 0,4 соответственно для расчетной сейсмичности 7, 8, 9 баллов;

\beta_{i} — коэффициент динамичности, соответствующий i -му тону собственных колебаний зданий, принимаемый согласно п. 2.8;

K_{\psi} — коэффициент, принимаемый по табл. 6;

\eta_{ik} — коэффициент, зависящий от формы деформации здания при его собственных колебаниях по i -му тону и от места расположения нагрузки, определяемый по п. 2.9.

Примечание. Расчетная сейсмичность зданий, а также значения коэффициента K_{1} принимаются по согласованию с утверждающей проект организацией в соответствии с табл. 3 и 4.

при горизонтальных колебаниях

Таблица 4

Таблица 5

Примечания. 1. Значения K_{2} не должны превышать 1,5.

2. По согласованию с Госстроем СССР значения K_{2} допускается уточнять по результатам экспериментальных исследований.

2.8. Коэффициент динамичности \beta_{i} определяется по формулам (3) - (5) или по графикам рис. 2 в зависимости от периодов собственных колебаний T_{i} здания по i -му тону и категорий грунтов по сейсмическим свойствам:

для I категории

\beta_{i} = 1/T_{i} = 0,159p_{i} , (3)

но не более 3;

для II категории

\beta_{i} = 1,1/T_{i} = 0,175p_{i} , (4)

но не более 2,7;

для III категории

\beta_{i} = 1,5/T_{i} = 0,239p_{i} , (5)

но не более 2,

где p_{i} — круговая частота собственных колебаний в рад/с.

Во всех случаях значения \beta_{i} должны приниматься не менее 0,8.

1. I категории, 2) II категории, 3) III категории

Таблица 6

Примечания. 1. При промежуточных значениях h/b и h/r величина K_{\psi} принимается по интерполяции согласно табл. 7.

2. При разных высотах этажей значения K_{\psi} принимаются по средним значениям h/b и h/r.

3. Для стоек, жестко защемленных внизу и с шарнирной опорой вверху, имеющих в пределах высоты h переменное сечение, приведенный размер b железобетонных стоек устанавливается по формуле (6), а приведенный радиус инерции сечения r стальных стоек — по формуле (7)

b = 1,6h \sqrt[3]{C_{k}/E_{\text{б}}\text{а}} ; (6)

r = 0,59 \sqrt{C_{k}h^{3}/EA} , (7)

где C_{k} — жесткость стойки на уровне верхней точки закрепления при ее единичном перемещении в направлении действия расчетной сейсмической нагрузки;

E_{\text{б}} — начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении;

a — горизонтальный размер грани колонн в направлении, перпендикулярном размеру b; для двухветвевых колонн при расчете каркаса в продольном направлении здания размер a принимается равным удвоенной величине горизонтального размера грани одной ветви в направлении, перпендикулярном размеру b;

E — модуль упругости прокатной стали;

A — площадь сечения стальной стойки в нижнем сечении.

Таблица 7

2.9 Для зданий, рассчитываемых по консольной схеме, значение \eta_{ik} следует определять по формуле

\eta_{ik} = \frac{X_{i}(x_{k}) \sum_{j = 1}^{n} Q_{j}X_{i}(x_{j})}{\sum_{j = 1}^{n} Q_{j}X_{i}^{2}(x_{j})} , (8)

где X_{i}(x_{k}) и X_{i}(x_{j}) — смещения здания при собственных колебаниях по i -му тону в рассматриваемой точке k и во всех точках j , где в соответствии с расчетной схемой его вес принят сосредоточенным;

Q_{j} — вес здания, отнесенный к точке j , определяемый с учетом расчетных нагрузок на конструкцию согласно пп. 2.2 и 2.3.

2.10. Расчет зданий с учетом сейсмического воздействия, как правило, производится по предельным состояниям первой группы.

В случаях, обоснованных технологическими требованиями, допускается производить расчет по второй группе предельных состояний.

2.11. Усилия в конструкциях зданий, проектируемых для строительства в сейсмических районах, а также в их элементах следует определять с учетом не менее трех форм собственных колебаний, если периоды первого (низшего) тона собственных колебаний T_{I} более 0,4 с, и с учетом только первой формы, если T_{I} равно или менее 0,4 с.

2.12. Расчетные значения усилий или напряжений N_{p} в конструкциях от сейсмической нагрузки следует определять по формуле:

N_{p} = \sqrt{\sum_{i = 1}^{n} N_{i}^{2}} , (9)

где N_{i} — значение усилий или напряжений в рассматриваемом сечении, вызываемых сейсмическими нагрузками, соответствующими i-ой форме колебаний;

n — число учитываемых в расчете форм колебаний.

2.13. Вертикальную расчетную сейсмическую нагрузку для случаев, предусмотренных п. 2.6 (кроме каменных конструкций), следует определять по формулам (1) и (2) в зависимости от частоты и формы собственных вертикальных колебаний конструкций, при этом коэффициенты K_{2} и K_{\psi} принимаются равными 1.

Консольные конструкции, вес которых по сравнению с весом здания незначителен (балконы, козырьки, консоли для навесных стен и т.п. и их крепления), следует рассчитывать на вертикальную расчетную сейсмическую нагрузку при значении \beta\eta K_{\psi} = 5.

2.14. Конструкции, возвышающиеся над зданием и имеющие по сравнению с ним незначительные сечения и вес (парапеты, фронтоны и т.п.), а также крепления тяжелого оборудования, устанавливаемого на первом этаже, следует рассчитывать с учетом горизонтальной расчетной сейсмической нагрузки, вычисленной по формулам (1) и (2) при \beta\eta K_{\psi} = 5.

2.15. Стены, панели, перегородки, соединения между отдельными конструкциями, а также крепления технологического оборудования следует рассчитывать на горизонтальную сейсмическую нагрузку по формулам (1) и (2) при \beta\eta K_{\psi} , соответствующем рассматриваемой отметке сооружения, но не менее 2. Силы трения при этом не учитываются.

2.16. При расчете конструкций на прочность и устойчивость помимо коэффициентов условий работы, принимаемых в соответствии с другими главами II части СНиП, должен вводиться коэффициент условий работы m_{\text{кр}} , определяемый по табл. 8.

Таблица 8

Примечания. 1. Для указанных в поз. 1 — 4 конструкций зданий, возводимых в районах с повторяемостью сейсмических воздействий 1, 2, 3, значения m_{\text{кр}} следует умножать на 0,85; 1 или 1,15 соответственно.

2. При расчете стальных и железобетонных несущих конструкций, подлежащих эксплуатации в неотапливаемых помещениях или на открытом воздухе при расчетной температуре ниже минус 40 °С, следует принимать m_{\text{кр}} = 1, в случаях проверки прочности наклонных сечений колонн m_{\text{кр}} = 0,9.

2.17. При расчете зданий длиной или шириной более 30 м помимо сейсмической нагрузки, определяемой согласно п. 2.7, необходимо учитывать крутящий момент относительно вертикальной оси здания, проходящей через его центр жесткости. Значение расчетного эксцентриситета между центрами жесткостей и масс здания в рассматриваемом уровне следует принимать не менее 0,02В, где B — размер здания в плане в направлении, перпендикулярном действию силы S_{ik} .

2.18. Для конструкции, расположенной на расстоянии l_{a} от центра жесткости, поперечная сила от сейсмических нагрузок Q_{\text{пол}} с учетом поворота здания (рис. 3 и 4) при жестких дисках перекрытий определяется по формуле

Q_{\text{пол}} = Q_{ka} \pm \frac{C_{ka}l_{a}}{K_{k\varphi}} \sum_{j = k}^{n} S_{j}d_{kj} , (10)

где Q_{ka} — поперечная сила от сейсмических нагрузок, действующая на рассматриваемую конструкцию а в уровне k перекрытия без учета поворота здания;

C_{ka} — жесткость рассматриваемой конструкции a в уровне k;

l_{\text{а}} — расстояние от центра жесткостей k-ого этажа до рассматриваемой конструкции а;

K_{k\varphi} — угловая жесткость здания в уровне k-ого перекрытия при повороте в горизонтальной плоскости;

S_{j} — сейсмическая нагрузка, действующая на здание в уровне k и во всех более высоких уровнях (j \geq k);

d_{kj} — расстояние между центром жесткостей здания в уровне k и центрами его масс в уровне k и во всех более высоких уровнях (j \geq k); для симметричных зданий с совпадающими расчетными центрами масс и жесткостей значение d_{kj} принимается по п. 2.17.

между центрами масс и жесткостей

и во всех более высоких уровнях

1 — центр жесткостей; 2 — центр масс

Расположение центра масс здания относительно крайней оси в плане (рис. 5) y_{\text{м}} на каком-либо уровне может быть определено по формуле

y_{\text{м}} = \frac{\sum_{u = 1}^{n_{1}} Q_{u}y_{u}}{\sum_{u = 1}^{n_{1}} Q_{u}} , (11)

где Q_{u} — нагрузки, принимаемые сосредоточенными в отдельных точках плана здания;

y_{u} — расстояние от крайней оси до соответствующей нагрузки Q_{u} .

и жесткостей здания в плане

1 — центр жесткостей

Суммирование производится по всем точкам, где принята сосредоточенная нагрузка.

Расположение центра жесткостей здания относительно той же крайней оси (рис. 5) y_{\text{ж}} может быть определено по формуле

y_{\text{ж}} = \frac{\sum_{\text{а} = 1}^{n_{2}} C_{ka}^{x}y_{a}}{\sum_{\text{а} = 1}^{n_{2}} \text{С}_{ka}} , (12)

где C_{ka}^{x} — жесткость в направлении рассматриваемой оси каждой вертикальной конструкции a на уровне k;

y_{a} — расстояние от крайней оси до соответствующей конструкции a.

Суммирование производится по всем вертикальным конструкциям.

Аналогично вычисляются положения центров масс и жесткостей конструкций относительно другой оси здания.

Угловая жесткость здания K_{k\varphi} в уровне k перекрытия определяется по формуле

K_{k\varphi} = \frac{K_{(k - 1)\varphi}\overline{K_{k\varphi}}}{K_{(k - 1)\varphi} + \overline{K_{k\varphi}}} , (13)

причем при k = 1

K_{k\varphi} = \overline{K_{k\varphi}} ,

где K_{k\varphi} — угловая жесткость яруса в уровне k-го перекрытия (при условии, что k-й ярус свободно поворачивается в горизонтальной плоскости, а остальные закреплены).

\overline{K_{k\varphi}} = \sum_{a = 1}^{n} (C_{ka}^{y}l_{xa}^{2} + C_{ka}^{x}l_{ya}^{2}) , (14)

где C_{ka}^{x} и C_{ka}^{y} — жесткости каждой вертикальной конструкции в уровне k соответственно в продольном и поперечном направлениях;

l_{xa} и l_{ya} — расстояния каждой вертикальной конструкции соответственно до продольной и поперечной осей, проведенных через центр жесткостей здания (рис. 5).

Суммирование производится по всем вертикальным конструкциям, жесткость которых учитывается в расчете (стойки каркаса, связи, стены и т.п.).

2.19. Проектирование оснований и фундаментов зданий для строительства в сейсмических районах следует производить в соответствии с требованиями глав СНиП по проектированию оснований зданий и сооружений, по проектированию оснований и фундаментов на вечномерзлых грунтах, по проектированию свайных фундаментов и глубоких опор и с использованием разработанных в развитие этих глав СНиП рекомендаций, а также с учетом указаний разд. 4 настоящего пособия.

3. КАРКАСНЫЕ ПРОИЗВОДСТВЕННЫЕ ЗДАНИЯ. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

3.1. В каркасных зданиях конструкцией, воспринимающей горизонтальную сейсмическую нагрузку, может служить: каркас, каркас с вертикальными связями и диафрагмами жесткости.

Сейсмические силы, действующие в плоскости самонесущих стен, должны восприниматься самими стенами.

3.2 Здания следует проектировать с соблюдением следующих требований:

а) между поверхностями стен и конструкциями каркаса должен предусматриваться зазор не менее 20 мм;

б) в местах пересечения торцевых и поперечных стен с продольными стенами должны устраиваться антисейсмические швы на всю высоту стен;

в) в навесных стенах должны устраиваться горизонтальные антисейсмические швы по всей длине стен, при этом расположение их по высоте стен определяется в соответствии с указаниями разд. 5 в зависимости от принятой конструкции стен;

г) крепления стен к конструкциям каркаса не должны препятствовать горизонтальным смещениям каркаса вдоль самонесущих стен или смещениям каркаса в пределах высот навесных ярусов стен (при навесных стенах);

д) перегородки должны проектироваться таким образом, чтобы они не увеличивали жесткость каркасов здания. Рекомендации по выключению перегородок из работы совместно с несущими конструкциями каркаса здания приведены в разд. 6;

е) лестничные клетки и лифтовые шахты зданий следует устраивать в соответствии с разд. 7.

3.3. При расчетах каркасов зданий (отсеков) с учетом сейсмических воздействий деформации конструкций не ограничиваются, если обеспечивается несущая способность конструкций с учетом их деформированного состояния и если не установлены предельные значения этих деформаций по технологическим требованиям (см. п. 2.10).

3.4. Антисейсмические швы следует выполнять путем устройства парных рам со вставкой с сохранением координационных осей зданий. Размеры вставок назначаются в зависимости от ширины антисейсмического шва.

Заполнение антисейсмических швов не должно препятствовать взаимному смещению стен и каркасов (отсеков). Наименьшая ширина антисейсмического шва «a» (мм) назначается в зависимости от высоты здания (см. п. 3.5) и определяется по формуле

a = \Delta_{1} + \Delta_{2} + 20, (15)

где \Delta_{1} и \Delta_{2} — максимальные перемещения (мм) двух смежных каркасов (отсеков) здания, разделенных антисейсмическим швом при действии расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок.

3.5. При высоте здания до 5 м ширина шва должна быть не менее 30 мм. Для зданий большей высоты минимальную ширину шва следует увеличивать на 20 мм на каждые 5 м высоты.

3.6. При определении жесткости каркаса жесткость стен, запроектированных с соблюдением требований п. 3.2, не учитывается, за исключением жесткости самонесущих стен в направлении, перпендикулярном их плоскости, которая принимается в соответствии с п. 5.40.

Примечание. Проектирование каркасов зданий допускается производить с учетом жесткости навесных стен и податливости соединений элементов каркаса при наличии апробированных экспериментальных данных и соответствующих рекомендаций по их учету.

3.7. Покрытия и перекрытия зданий должны быть возможно более жесткими в горизонтальной плоскости. Для обеспечения необходимой жесткости диска покрытия и перекрытия с применением сборных железобетонных плит должны предусматриваться мероприятия в соответствии с пп. 3.28 - 3.46, 3.74, 3.76 и 3.82, а для покрытий из стального профилированного настила, асбестоцементных плит (каркасных и бескаркасных), волнистых листов в соответствии с пп. 3.42 - 3.45, 3.60.

3.8. При проектировании зданий следует предусматривать и проверять расчетом крепления высокого и тяжелого оборудования к несущим конструкциям зданий, а также учитывать сейсмические усилия, возникающие при этом в несущих конструкциях (см. п. 3.68).

3.9. Выбор марок сталей для железобетонных и стальных конструкций зданий производится в соответствии с требованиями главы СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций и главы СНиП по проектированию стальных конструкций. Электроды для сварки арматуры назначаются в зависимости от класса арматуры по «Инструкции по сварке соединений арматуры и закладных деталей железобетонных конструкций» (СН 393-78), а для сварки стальных конструкций по СНиП по проектированию стальных конструкций. При ручной дуговой сварке рекомендуется применять электроды Э42А, Э46А и Э50А.

Каркас одноэтажного здания. Общие положения

3.10. Каркасы одноэтажных производственных зданий с размерами по п. 1.1 в поперечном направлении рекомендуется проектировать, как правило, по конструктивной схеме в виде стоек, защемленных в фундаментах и шарнирно сопряженных с ригелями покрытия.

В зданиях со стальным каркасом с высотами бульшими , чем предусмотрено унифицированными габаритными схемами, сопряжения колонн с ригелями покрытия рекомендуется выполнять в виде жестких рамных узлов с целью ограничения деформаций от сейсмических нагрузок. В продольном направлении каркасы могут проектироваться по той же конструктивной схеме, как и в поперечном направлении, или по схеме с установкой стальных связей между стойками.

Примечание. Проектирование зданий с пространственными конструкциями покрытий типа структур следует выполнять в соответствии с Руководством по проектированию структурных конструкций.

3.11. Расчет каркасов одноэтажных зданий (отсеков) на горизонтальные сейсмические нагрузки рекомендуется выполнять на ЭВМ с учетом их пространственной работы.

При расчете на сейсмические нагрузки в поперечном направлении в качестве эквивалентной динамической модели каркаса может приниматься расчетная схема, состоящая из поперечных рам и фахверковых стоек (в случае их защемления в фундаментах), соединенных в уровне их верха стержнями бесконечной жесткости с условной продольной балкой, жесткость которой ( EI_{\text{ус}} ) эквивалентна суммарной горизонтальной жесткости диска покрытия в поперечном направлении здания (рис. 6, а). Вертикальные нагрузки в расчетной схеме принимаются сосредоточенными в центрах приведения в соответствии с указаниями п. 3.12.

в поперечном (а, б) и продольном (в) направлениях

3 — стойка, заменяющая все фахверковые стойки

При покрытиях из сборных железобетонных плит (см. пп. 3.28 - 3.30) или из профилированного стального настила, жестко связанного с прогонами (см. п. 3.45), допускается принимать диск покрытия бесконечно жестким в поперечном направлении здания. В этом случае, в целях уменьшения вычислительных работ, поперечные рамы, кроме рассчитываемой, могут быть заменены в расчетной схеме каркаса одной эквивалентной стойкой, а все фахверковые стойки — другой эквивалентной стойкой (рис. 6, б).

При расчете на сейсмические нагрузки в продольном направлении в качестве эквивалентной динамической модели каркаса при наличии вертикальных связей между колоннами может приниматься расчетная схема, состоящая из всех связевых панелей и колонн (для стальных каркасов допускается жесткость колонн не учитывать, рис. 6, в), а при отсутствии связей — расчетная схема состоит из продольных рам и фахверковых стоек, если эти стойки защемлены в фундаментах. Связевые панели, продольные рамы и фахверковые стойки в уровне их верха считаются соединенными бесконечно жесткими стержнями с условной поперечной балкой, жесткость которой ( EI_{\text{ус}} ) эквивалентна суммарной горизонтальной жесткости диска покрытия в продольном направлении здания (отсека). При отсутствии необходимых данных по оценке горизонтальной жесткости диска покрытия здания (отсека) расчет каркаса в продольном направлении рекомендуется выполнять в соответствии с указаниями пп. 3.13 - 3.15. Вертикальные нагрузки принимаются сосредоточенными в уровне верха связевых панелей или продольных рам и определяются в соответствии с п. 3.12.

3.12 Вертикальные нагрузки принимаются сосредоточенными в следующих центрах приведения:

а) в уровне верха стоек Q^{\text{п}} — от собственного веса покрытия (включая вес подвесных потолков; промышленных проводок; путей подвесных кранов; собственно подвесных кранов, без веса тележек и груза, при катании кранов перпендикулярно рассматриваемому направлению и др.), снега, стен и перегородок, расположенных выше верха колонн, и 1/4 собственного веса: колонн, стен и перегородок, расположенных в пределах высоты колонн; при самонесущих стенах включается собственный вес стен, расположенных только в плоскостях, перпендикулярных направлению действующих сейсмических нагрузок;

б) в уровне низа подкрановых балок — от собственного веса подкрановых балок, рельсов крановых путей и тормозных конструкций ( Q^{\text{п}.\text{б}} ) и мостов кранов ( Q^{\text{кр}} ) (мосты кранов учитываются только при расчете каркаса в поперечном направлении); при этом в каждом крановом пролете рассчитываемой поперечной рамы учитывается по одному крану; величина нагрузки, действующей на j-ую стойку поперечной рамы расчетной схемы каркаса, в створе которой установлены мостовые краны, определяется по формулам:

, (16)

где Q_{jk}^{\text{кр}} — величина нагрузки, действующей на крайнюю стойку кранового пролета поперечной рамы;

Q_{j\text{с}}^{\text{кр}} — величина нагрузки, действующей на среднюю стойку поперечной рамы, расположенной между пролетами n и n + 1, в которых устанавливаются мостовые краны;

n = 1,1 — коэффициент перегрузки;

n_{c} — коэффициент сочетания, назначается по п. 2.2. Допускается при определении периодов собственных колебаний зданий (отсеков) принимать \text{п}_{\text{с}} = 0,5 ;

Q^{\text{кр}} — вес моста крана (без учета веса тележки и груза), расположенного в створе поперечной рамы расчетной схемы каркаса;

Q_{n}^{\text{кр}} и Q_{n + 1}^{\text{кр}} — то же, при расположении кранов в пролетах n и n + 1;

в) в уровне середины высоты стоек — 1/2 собственного веса колонн ( Q^{\text{к}} ), стен и перегородок, расположенных в пределах высоты колонн ( Q^{\text{с}} ).

Нагрузки Q^{\text{п}} , Q^{\text{п}.\text{б}} , Q^{\text{к}} и Q^{\text{с}} должны определяться с коэффициентами сочетаний, принимаемыми в соответствии с п. 2.2.

3.13. Допускается выполнять расчет каркаса здания, принимая динамическую расчетную схему в виде невесомой консольной стойки (рис. 7, б), защемленной на уровне верха фундамента, с весом, сосредоточенным на уровне верха колонн (система с одной степенью свободы). В этом случае коэффициент \eta равен единице, а период собственных колебаний каркаса в секундах T определяется по формуле

\text{Т } = 2\pi \sqrt{\frac{Q}{Cg}} , (17)

где Q — вертикальная нагрузка, принимаемая сосредоточенной в уровне верха колонн;

C — жесткость каркаса здания (отсека) на уровне верха колонн;

g — ускорение силы тяжести.

Рис. 7. Расчетные схемы рам каркаса

и его расчетная схема

Нагрузка Q (с учетом коэффициентов перегрузки и коэффициентов сочетаний, принимаемых в соответствии с указаниями п. 2.2) составляется из:

а) собственного веса покрытия (включая вес подвесных потолков; промышленных проводок; подвесных кранов с путями, без веса тележек и груза, при катании кранов перпендикулярно рассматриваемому направлению и др.), а также стен и перегородок, расположенных выше верха колонн; собственный вес самонесущих стен учитывается по п. 3.12, а;

б) 1/4 собственного веса: колонн, подкрановых балок, тормозных конструкций и участков стен и перегородок, расположенных в пределах высоты колонн; собственный вес самонесущих стен учитывается по п. 3.12, а;

в) 1/4 собственного веса мостов опорных кранов, расположенных в здании или отсеке (только при расчете в поперечном направлении);

г) снеговых нагрузок.

При определении нагрузки Q учитываются указания п. 2.3.

Жесткость каркаса здания (отсека) на уровне верха колонн C определяется по формуле

C = \sum_{1}^{n} 1/\delta_{kk} ; (18)

n — число колонн (или рам) в каркасе здания (отсека);

\delta_{kk} — перемещение отдельной колонны (или рамы) на уровне ее верха от действия горизонтальной единичной силы, приложенной в том же уровне.

Перемещения продольных рам каркаса с железобетонными колоннами и стальными связями между ними вычисляются с учетом деформаций этих связей; перемещения пристенных колонн в зданиях с самонесущими стенами в направлении, перпендикулярном их плоскости, вычисляются с учетом жесткости стен в соответствии с п. 5.40; перемещения продольных стальных рам допускается принимать равными перемещению их связевых панелей.

При наличии в здании (отсеке) с жестким диском покрытия колонн продольных и торцевых фахверков (в случае их защемления в фундаментах) перемещения каркаса вычисляются с учетом жесткости этих колонн.

Примечание. Рекомендации по определению параметров одноэтажных зданий с железобетонным каркасом с учетом снижения жесткости колонн при действии сейсмических нагрузок приведены в Прил. 2.

3.14. При расчете каркаса здания (отсека) как системы с одной степенью свободы (см. п. 3.13) расчетные сейсмические нагрузки, действующие на рассматриваемую поперечную или продольную раму (связевую панель), определяются по формуле (1) и принимаются (рис. 7, г, е, з):

а) от вертикальной нагрузки Q^{\text{п}} , расположенной выше уровня верха колонн, — сосредоточенными S^{\text{п}} , приложенными в уровне верха колонн.

Нагрузка Q^{\text{п}} составляется из собственного веса покрытия (включая вес подвесных потолков; промышленных проводок; путей подвесных кранов, собственно подвесных кранов, без веса тележек и груза, при катании кранов перпендикулярно рассматриваемому направлению и др.), снега, стен и перегородок, расположенных выше верха колонн, а также 50% собственного веса стен и перегородок, связанных с покрытием с помощью фахверковых стоек.

Сейсмическая нагрузка S^{\text{п}} на поперечную или продольную раму (или связевую панель) вычисляется в соответствии с п. 3.15;

б) от собственного веса колонн зданий Q^{\text{к}} — сосредоточенными S_{c}^{\text{к}} , приложенными в уровне 0,5Н, или равномерно распределенными по длине колонн — S^{\text{к}} :

; (19)

в) от собственного веса подкрановых балок, рельсов крановых путей и тормозных конструкций Q^{\text{п}.\text{б}} — сосредоточенными, приложенными в уровне низа подкрановых балок:

S^{\text{п}.\text{б}} = K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi}Q^{\text{п}.\text{б}} ; (20)

г) от собственного веса участков стен и перегородок, расположенных в пределах высоты колонн при определении сейсмических нагрузок, действующих в направлении, перпендикулярном плоскости стен и перегородок; Q^{c} — сосредоточенными S_{c}^{c} , приложенными в уровне 0,5Н, или равномерно распределенными по длине колонн — S^{c} :

; (21)

д) от собственного веса навесных стен, расположенных в пределах высоты колонн, при определении сейсмических нагрузок, действующих в плоскости этих стен, Q^{\text{н}.\text{с}} — сосредоточенными, приложенными в уровне опорных консолей навесных стен:

S^{\text{н}.\text{с}} = K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi}Q^{\text{н}.\text{с}} ; (22)

е) от собственного веса мостовых кранов — в соответствии с п. 3.17.

В формулах (19) и (21) под H принято расстояние от верха фундаментов до верха колонн; описание параметров K_{1} , K_{2} , A, \beta , K_{\psi} приведено в разд. 2.

Вертикальные нагрузки Q должны определяться с коэффициентами сочетаний, принимаемыми в соответствии с п. 2.2. При определении сейсмических нагрузок от собственного веса стен и перегородок должны учитываться указания пп. 2.3 и 3.12, а.

Примечание. Связевые панели продольных рядов колонн допускается рассчитывать только на действие одной сейсмической нагрузки S^{\text{п}} в уровне верха колонн, при этом в вертикальную нагрузку Q^{\text{п}} , определяемую по подпункту «а», следует добавить нагрузку от 1/4 собственного веса: колонн, подкрановых балок, тормозных конструкций и участков стен и перегородок, расположенных в пределах высоты колонн.

3.15. Сейсмическая нагрузка S^{\text{п}} , действующая в уровне верха колонн рассматриваемой поперечной или продольной рамы (связевой панели) каркаса здания (отсека), рассчитываемого в соответствии с п. 3.14, а, определяется:

а) при покрытиях из сборных железобетонных плит: на поперечную раму — по формуле (23); на продольную раму (связевую панель) при пролетах поперечных рам до 24 м включительно — по формуле (23), а при пролетах более 24 м — по формулам (23) и (24) и принимается для расчета большее значение S^{\text{п}} , подсчитанное по этим двум формулам:

S^{\text{п}} = K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi}Q^{\text{п}}C_{p}/C ; (23)

S^{\text{п}} = K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi}Q^{\text{п}}A_{p}/A , (24)

где Q^{\text{п}} — вертикальная нагрузка, вычисленная для всего каркаса здания (отсека);

\beta — коэффициент динамичности, вычисленный для каркаса здания (отсека) по формулам (3) - (5);

C и C_{p} — жесткости на уровне верха колонн соответственно каркаса здания (отсека) и рассматриваемой рамы (или связевой панели), определяемые по формуле (18);

A и A_{p} — грузовые площади соответственно здания (отсека) и рассматриваемой рамы (связевой панели);

K_{1} , K_{2} , A, K_{\psi} — принимаются по разд. 2;

б) при покрытиях из профилированного стального настила: на поперечную раму — по формуле (23), на продольную раму (связевую панель) — по формулам (23) и (24) и принимается для расчета большее значение S^{\text{п}} , подсчитанное по этим двум формулам;

в) при покрытиях из асбестоцементных плит (каркасных и бескаркасных) или асбестоцементных волнистых листов унифицированного профиля и конструкционных типа ВК на поперечную и продольную раму (связевую панель) — по формуле (24).

Примечание. При определении усилий с учетом сейсмической нагрузки в поперечных рамах одноэтажных зданий с жестким диском покрытия допускается производить перераспределение усилий между торцевыми (или у антисейсмических швов) и промежуточными рамами. Значения изгибающих моментов в расчетных сечениях колонн торцевых рам и рам у антисейсмических швов от действия нагрузок, определенные с учетом перераспределения усилий, могут отличаться от значений изгибающих моментов, вычисленных без учета перераспределения, не более чем на 30%.

3.16. Деформация (перемещение) каркаса здания (отсека) на уровне верха колонн от действия расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок \Delta определяется по формуле

\Delta = S/C , (25)

где S — расчетная горизонтальная сейсмическая нагрузка на каркас здания (отсека), вычисленная для соответствующего направления и приложенная статически на уровне верха колонн;

C — жесткость каркаса здания (отсека) на уровне верха колонн, определяется по формуле (18).

3.17. В колоннах, несущих крановую нагрузку, помимо усилий от сейсмических нагрузок, вычисленных в соответствии с п. 3.14, а - д, в плоскости поперечной рамы каркаса должны учитываться усилия, вызванные местной сейсмической нагрузкой от собственного веса мостов опорных кранов. Для зданий с жестким диском покрытия (см. п. 3.11) в расчетной схеме колонн верхняя опора принимается несмещаемой (рис. 8). В этом случае сейсмическая сила от кранов, прикладываемая к колонне на уровне низа подкрановых балок, определяется по формулам (1) и (2) как для системы с одной степенью свободы. При этом величина нагрузки Q^{\text{кр}} , сосредоточенная на уровне низа подкрановых балок, принимается равной максимальному давлению на колонну от собственного веса мостов кранов (с учетом коэффициента сочетания, принимаемого в соответствии с п. 2.2), располагаемых по одному в каждом пролете здания, а произведение коэффициентов \beta\eta принимается равным 3; 2,7 и 2 соответственно для грунтов I, II и III категории по сейсмическим свойствам (по табл. 1). Суммирование усилий в колоннах от сейсмических нагрузок, вычисленных по п. 3.14, а - д ( N_{0} ), и от собственного веса мостов опорных кранов ( N_{\text{кр}} ) рекомендуется выполнять по формуле

N_{p} = N_{0} + N_{\text{кр}} . (26)

Если жесткость диска покрытия недостаточна (например, покрытия с асбестоцементными плитами или листами), то при расчете колонн поперечной рамы, несущей крановую нагрузку, на сейсмические силы от собственного веса мостов кранов, определенные в предположении несмещаемости верхней опоры колонн, рекомендуется выполнять перераспределение этих сил на соседние поперечные рамы через продольные связевые фермы покрытия. При равножестких поперечных рамах горизонтальные реакции в уровне верха колонн рам рекомендуется определять по формулам (34) - (38), в которых вместо S^{\text{св}} следует подставить R_{0} (параметры, входящие в расчетные формулы, описаны в п. 3.51, в).

от собственного веса моста крана

в — расчетная схема колонны; 1 — мостовой кран

При определении горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих на колонны в продольном направлении, нагрузка от крана не учитывается.

3.18. При расчете каркаса здания на особое сочетание нагрузок с учетом действия сейсмических нагрузок вертикальная нагрузка от кранов принимается от одного крана в каждом пролете и определяется при максимальном давлении на колеса крана (включая вес тележки и груза) с коэффициентами сочетания, принимаемыми в соответствии с п. 2.2.

3.19. Стойки фахверка поперечных или продольных стен в зданиях со стальными стропильными фермами следует крепить, как правило, в уровне верха и низа покрытия (рис. 9, а, в), а в зданиях с железобетонными несущими конструкциями покрытия — в уровне верха покрытия (рис. 9, д). Опирание стоек фахверка и передачу сейсмических нагрузок в уровне низа покрытия здания со стальными несущими конструкциями следует предусматривать в узлах горизонтальных связевых ферм по нижним поясам стропильных ферм. Сопряжения стоек фахверка с конструкциями покрытия должны проектироваться из условия обеспечения возможности независимых перемещений их в вертикальной плоскости.

и с мостовыми кранами (в, г)

или переходной крановой площадкой

Фахверковые стойки рассчитываются как внецентренно сжатые элементы с учетом местных сейсмических нагрузок от собственного веса навесных или самонесущих стен ( S^{c} ) и стоек ( S^{\text{к}} ) (рис. 9, б, г, е, ж). Расчетная схема стойки фахверка принимается, как правило, однопролетной при железобетонных несущих конструкциях покрытия (рис. 9, е, ж) и двухпролетной при стальных стропильных фермах (рис. 9, б). При наличии опирания фахверковых стоек на тормозные конструкции, переходные площадки мостовых опорных кранов или непосредственно на подкрановые балки в их расчетных схемах добавляется промежуточная шарнирная опора (рис. 9, г).

Фахверковые стойки, шарнирно соединенные с конструкциями покрытия и защемленные на уровне верха фундаментов, должны рассчитываться на совместное действие усилий, возникающих при перемещении каркаса на величину \Delta (см. п. 3.16), и усилий от местных сейсмических нагрузок — S^{c} и S^{\text{к}} (рис. 9, е).

Расчетные моменты в фахверковых стойках допускается определять с учетом упругого поворота фундамента.

Величина местной сейсмической нагрузки от собственного веса навесных или самонесущих стен определяется по формулам (1) и (2), при этом произведение коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается как для каркаса соответствующего направления, но не менее 2.

3.20. Вертикальные связи между колоннами следует располагать по каждой продольной координационной оси здания (отсека). Связи верхнего яруса, примыкающие к верху колонн (надкрановые связи), рекомендуется принимать сжато-растянутыми.

Связи и их крепления к колоннам должны быть проверены расчетом на прочность (или устойчивость) от действия расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок. Закладные изделия и их заделка в железобетонных колоннах должны быть рассчитаны в соответствии с пп. 8.10 - 8.12.

Число связей в каждом ряду колонн на длину здания (отсека) определяется их несущей способностью. Вертикальные связи в бескрановых зданиях или в пределах подкрановых частей колонн должны располагаться в средней части здания (отсека). При необходимости установки по продольной координационной оси здания отсека двух связей расстояние между ними в осях должно быть не более 48 м. Стальные связи по железобетонным колоннам продольных координационных осей здания (отсека) с мостовыми опорными кранами рекомендуется располагать в пределах подкрановых частей колонн (рис. 10, б). Надкрановые связи для стальных колонн устанавливаются в крайних шагах колонн здания (отсека), а также в промежуточных шагах, в которых предусматриваются вертикальные связи по опорам стропильных ферм или горизонтальные связи по стропильным фермам (вне зависимости от расположения подкрановых связей).

и в зданиях без мостовых кранов (в)

4 — распорки; 5 — дополнительные распорки

При наличии подстропильных ферм схема расположения связей не меняется.

В местах установки надкрановых или подкрановых связей в уровне верхнего пояса стальных подкрановых балок должны предусматриваться тормозные балки.

В тех случаях, когда несущая способность сварных швов крепления опорных стоек ферм покрытия к колоннам недостаточна для восприятия горизонтальных сейсмических нагрузок, передающихся с этих стоек на вертикальную связь по колоннам, следует установить между колоннами дополнительные распорки с целью включения необходимого количества опорных стоек в передачу сейсмической нагрузки на связи по колоннам (рис. 10, в).

3.21. Подкрановые и тормозные конструкции, запроектированные для несейсмических районов, при применении в сейсмических районах должны быть проверены расчетом:

а) на особое сочетание нагрузок с учетом расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих в поперечном направлении здания (отсека); при этом величина сейсмической нагрузки определяется по формулам (1) и (2) от каждого колеса одного крана. Нагрузка Q_{k} в формуле (2) принимается равной давлению колеса от веса моста крана (без учета веса тележки и груза) при его невыгоднейшем расположении в пролете подкрановой балки, а значение произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается как при расчете каркаса в поперечном направлении здания. В особом сочетании нагрузок вертикальная нагрузка от кранов определяется при максимальном давлении на колеса, включая вес тележки и груза. Нагрузка Q_{k} в формуле (2) и вертикальная нагрузка от кранов в особом сочетании нагрузок должны определяться с коэффициентами сочетаний, принимаемыми в соответствии с п. 2.2;

б) на усилия, возникающие в подкрановых балках при передаче продольных расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок на связевую панель рамы.

На нагрузки, указанные в подпункте «а», рассчитываются верхние пояса подкрановых балок, элементы тормозных конструкций и их креплений к колоннам. На усилия, указанные в подпункте «б», рассчитываются элементы крепления подкрановых балок к колоннам в местах установки вертикальных связей по колоннам и болты, соединяющие стальные подкрановые балки между собой.

Предварительно напряженные железобетонные подкрановые балки, применяемые в сейсмических районах, должны удовлетворять требованиям п. 8.6.

3.22. Крановые рельсы вблизи антисейсмического шва с целью обеспечения возможности взаимного смещения отсеков здания должны разрезаться на отдельные участки длиной до 1,5 м и устанавливаться с зазорами не более 8 мм, суммарная величина которых должна быть не менее 40 мм (рис. 11).

Рис. 11. Стык крановых рельсов вблизи антисейсмического шва

1 — подкрановая балка; 2 — крановый рельс; 3 — накладка

3.23. Покрытия зданий следует проектировать из конструкций, возможно меньшего их веса. Для отапливаемых зданий следует применять, как правило, сборные железобетонные плиты шириной 3 м (преимущественно из легкого бетона на пористых заполнителях), комплексные сборные железобетонные плиты шириной 3 м из легких бетонов с эффективным утеплителем, стальной профилированный настил или асбестоцементные плиты с эффективным утеплителем.

В качестве эффективного утеплителя рекомендуется применять плиты из полимерных материалов, плиты повышенной жесткости из минеральной ваты и стеклянного волокна на полимерной связке, перлитофосфогелевые плиты, плиты из ячеистых, перлитоцементных и полистирольных бетонов, плиты из битумоперлита, битумокерамзита и др.

Покрытия неотапливаемых зданий должны выполняться, как правило, из крупноразмерных асбестоцементных волнистых листов унифицированного профиля и конструкционных типа ВК, а в зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов при соответствующем технико-экономическом обосновании допускается использование стального профилированного настила.

3.24. Фонарь по длине здания (отсека) должен не доходить до торцов здания и антисейсмических швов на один шаг стропильных конструкций для создания замкнутого диска покрытия. В зданиях с фонарями рамы фонарей рекомендуется выполнять стальными.

Устойчивость поперечных несущих конструкций фонаря (фонарных ферм) в продольном направлении здания должна обеспечиваться постановкой вертикальных и горизонтальных связей и распорок (рис. 12).

стропильных ферм 6 м

6 — фонарные панели; 7 — панели торца фонаря

Вертикальные связи устанавливаются между фонарными фермами и панелями торцов фонаря, а также в промежуточных шагах фонарных ферм. Число промежуточных вертикальных связей назначается в зависимости от величины продольной горизонтальной сейсмической нагрузки на фонарь и несущей способности связей. Промежуточные связи следует, как правило, предусматривать в случаях установки поперечных промежуточных связей в плоскости верхних поясов стропильных стальных ферм. Каждая вертикальная связь по фонарю должна быть смещена на один шаг ферм от вертикальных связей по стропильным фермам.

Горизонтальные связи устанавливаются в плоскости верхнего пояса фонарных ферм над вертикальными связями. При железобетонных плитах покрытия горизонтальные связи необходимы только по условиям монтажа стальных конструкций фонаря.

Функции распорок в уровне верхних поясов фонарных ферм выполняют прогоны под металлический профилированный настил или продольные ребра железобетонных плит покрытия, приваренные к рамам фонаря.

На подфонарных участках покрытия в уровне верхнего пояса ферм для обеспечения их устойчивости должны устанавливаться распорки и растяжки.

Конструкции фонаря должны быть рассчитаны на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмических нагрузок, действующих вдоль или поперек фонаря. На продольные нагрузки рассчитываются вертикальные и горизонтальные связи, на поперечные — фонарные фермы и панели торцов фонаря. Сейсмические нагрузки, действующие на фонарь, определяются по формулам (1) и (2) при значениях \beta , K_{\psi} и \eta , принятых из расчета каркаса в соответствующем направлении.

Расчетные схемы горизонтальных связей по фонарю приведены на рис. 13, а. Сейсмические нагрузки, действующие на горизонтальные связи, определяются:

S_{1} и S_{2} — от собственного веса кровли фонаря и ее несущих конструкций, снега и от 50% собственного веса фонарных ферм; S_{1} и S_{2} — вычисляются от нагрузок с прилегающих грузовых площадей и равномерно распределяются между связями по длине фонаря;

S_{3} — от 40% собственного веса фонарных панелей (с остеклением, механизмами открывания и т.д.); S_{3} — равномерно распределяется между связями по длине фонаря;

S_{4} и S_{5} — от 50% собственного веса торца фонаря; S_{4} и S_{5} — вычисляются от нагрузки с прилегающих грузовых площадей и передаются только на связи, расположенные у торцов фонаря.

фонаря (а) и вертикальных связей между фонарными фермами (б)

1 — горизонтальная связь; 2 — вертикальная связь

Расчетная схема вертикальной связи между фонарными фермами приведена на рис. 13, б. Сейсмическая нагрузка S, действующая на вертикальную связь, определяется суммированием нагрузок S_{1} — S_{5} , прикладываемых в узлах горизонтально-связевой панели фонаря. Вертикальные реакции связей, определяемые по формуле (27), должны быть учтены в расчете стропильных ферм на особое сочетание нагрузок при действии на покрытие продольных горизонтальных сейсмических нагрузок.

R_{A} = - R_{\text{Б}} = Sh_{\text{ф}}/l , (27)

где S — сейсмическая нагрузка, действующая на вертикальную связь между фонарными фермами;

h_{\text{ф}} — высота фонарной фермы;

l — шаг фонарных ферм.

Железобетонный каркас одноэтажного здания

3.25. Жесткость сечения внецентренно сжатых и изгибаемых железобетонных элементов при определении сейсмических нагрузок принимается равной E_{\text{б}}I , где E_{\text{б}} — начальный модуль упругости бетона при сжатии и растяжении; I — момент инерции полного бетонного сечения. При этом расчет каркаса на особое сочетание нагрузок допускается выполнять по деформированной схеме с учетом неупругих деформаций бетона и арматуры и наличия трещин.

3.26. Сборные железобетонные стропильные и подстропильные конструкции следует, как правило, применять в зданиях с расчетной сейсмичностью 7 баллов с пролетами, аналогичными пролетам соответствующих зданий, возводимых в несейсмических районах, а в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов — с пролетами соответственно до 18 и 12 м включительно. В зданиях с расчетной сейсмичностью 8 баллов при соответствующем обосновании допускается применять стропильные конструкции пролетом 24 м.

Конструктивные решения покрытий зданий с железобетонными несущими конструкциями следует применять при расчетной сейсмичности 7 баллов — без подстропильных конструкций и с ними; при расчетной сейсмичности здания 8 баллов предпочтение следует отдавать покрытиям без подстропильных конструкций (с шагом колонн и стропильных конструкций 6 и 12 м); при расчетной сейсмичности 9 баллов — без применения подстропильных конструкций (с шагом колонн и стропильных конструкций, как правило, 6 м).

3.27. Покрытия зданий из сборных железобетонных плит следует выполнять, как правило, из типовых конструкций, разработанных для сейсмических районов. При этом учитываются указания пп. 3.28 - 3.39.

3.28. Для восприятия горизонтальных сейсмических нагрузок в поперечном направлении здания следует выполнять замоноличивание плит покрытия в соответствии с указаниями пп. 3.29 и 3.30.

В зданиях (отсеках) бесфонарных или с зенитными фонарями с расчетной сейсмичностью 7 и 8 баллов и в зданиях (отсеках) с фонарными надстройками при расчетной сейсмичности 7 баллов горизонтальная сейсмическая нагрузка, действующая на плиты покрытия в продольном направлении здания (отсека), передается на продольные ряды колонн диском покрытия, образованным замоноличенными плитами в соответствии с пп. 3.29 и 3.30. Кроме замоноличивания плит в зданиях с фонарными надстройками при расчетной сейсмичности 8 баллов плиты, расположенные у торцов здания (отсека) и поперечных антисейсмических швов (кроме плит, расположенных по продольным координационным осям), на опорах соединяются между собой при помощи стальных элементов, привариваемых к закладным изделиям в полках плит, а в зданиях с сейсмичностью 9 баллов указанные стальные элементы устанавливаются по всем опорам плит (рис. 14 и 15). Сечение соединительных элементов и стержней соединительной арматуры дополнительных закладных изделий (рис. 16) в плитах определяется по расчету на растягивающие усилия, возникающие в покрытии от действия сейсмических нагрузок в продольном направлении здания. При этом покрытие пролета зданий допускается рассматривать как балку-стенку, свободно опертую и загруженную равномерно распределенной по площади сейсмической нагрузкой. Исходя из этих условий, площадь сечения соединительных элементов и стержней соединительной арматуры A_{\text{а}} закладных изделий в плитах покрытия определяется по формуле

A_{a} = \gamma \frac{dS^{\text{п}}l}{L_{0}R_{a}m_{\text{кр}}} , (28)

где \gamma = 0,5 — при бесфонарном покрытии; \gamma = 0,6 — при покрытии с фонарем;

d — коэффициент, принимаемый по табл. 9 в зависимости от отношения величины пролета покрытия L_{0} к длине здания или отсека nB_{0} ( B_{0} — шаг колонн, n — количество шагов колонн);

S^{\text{п}} — расчетная горизонтальная сейсмическая нагрузка, действующая на покрытие рассматриваемого пролета здания в продольном направлении; нагрузка S^{\text{п}} определяется в соответствии с п. 3.15;

l — длина плиты покрытия;

L_{0} — пролет покрытия;

R_{a} — расчетное сопротивление растяжению соединительных элементов или стержней соединительной арматуры закладных изделий в плитах;

m_{\text{кр}} — коэффициент условия работы, принимается по табл. 8.

сейсмичности 8 баллов

3 — соединительные элементы; а.ш. — антисейсмический шов

с расчетной сейсмичностью 9 баллов

а.ш. — антисейсмический шов

стальными элементами

7 — жгут из рулонного материала

Таблица 9

Должна быть проверена прочность сварных швов в местах приварки соединительных элементов к закладным изделиям плит. В плитах покрытия длиной 12 м закладные изделия и усиление армирования в местах крепления колонн продольного фахверка должны быть проверены расчетом на реакцию верхней опоры фахверковой колонны от сейсмической нагрузки.

3.29. В сборном покрытии для обеспечения передачи горизонтальных нагрузок с покрытия на колонны должны предусматриваться следующие мероприятия по замоноличиванию:

а) железобетонные плиты покрытия должны крепиться к несущим конструкциям (фермам, балкам) сваркой опорных закладных изделий не менее чем в трех углах, за исключением плит, примыкающих к антисейсмическому шву или торцевой стене, которые допускается приваривать к несущим конструкциям покрытия со стороны одного продольного ребра, но при этом торцы смежных продольных ребер плит у антисейсмического шва или торцевой стены в пределах пролета покрытия соединяются между собой при помощи соединительных элементов, привариваемых к опорным закладным изделиям плит (рис. 17).

расположенным у торца или антисейсмического шва здания

3 — соединительный элемент

Длина сварного шва принимается по всей длине или ширине плоскости опирания закладного изделия ребер плиты на закладное изделие в железобетонной балке или ферме, на верхний пояс стальной фермы или на соединительные элементы (рис. 17 и 18). Катет сварного шва принимается равным 6 мм в зданиях с расчетной сейсмичностью 7 баллов и 8 мм в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов, за исключением случаев, когда швы принимаются по расчету в соответствии с п. 3.30;

сейсмичностью 8 и 9 баллов

4 — соединительные элементы

б) в покрытиях зданий со светоаэрационными фонарями с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов продольные ребра железобетонных плит, примыкающие к фонарю, должны быть соединены по длине между собой при помощи соединительных элементов, привариваемых к опорным закладным изделиям плит (см. рис. 14 и 18);

в) в продольных швах между железобетонными плитами должны предусматриваться шпонки. Все швы (продольные и поперечные) между плитами должны быть тщательно заполнены раствором или бетоном марки М200 на мелком гравии или щебне.

Для образования шпонок на наружных поверхностях продольных ребер плит должны предусматриваться пазы прямоугольного сечения;

г) во всех продольных швах между плитами в местах пересечения с поперечными швами симметрично относительно несущей конструкции укладываются одиночные плоские сварные каркасы из двух продольных стержней диаметром 8 мм из стали класса АI или диаметром 6 мм из стали класса АIII (рис. 19) с поперечными стержнями диаметром 6 мм из стали класса АI с шагом 200 мм;

ребрами плит покрытия

3 — сварной каркас; 4 — цементный раствор марки 200

д) во избежание работы стропильных ферм как неразрезной конструкции к подстропильным железобетонным фермам привариваются продольные ребра только одного ряда плит. Ребра другого ряда закрепляются упорными уголками, которые привариваются к закладным изделиям подстропильных ферм по ходу монтажа плит (рис. 20). Продольные ребра плит, опирающиеся на опорные стойки стропильных стальных ферм и в середине пролета подстропильных стальных ферм, для обеспечения работы стропильных ферм как разрезной конструкции необходимо крепить к конструкциям покрытия с помощью подвижных планок (рис. 21). Болтовые соединения подвижных планок с опорными стойками и подстропильными фермами должны быть рассчитаны на продольные горизонтальные сейсмические усилия, передающиеся с плит на опоры несущих конструкций покрытия;

фермам в середине ее пролета (а) и на опорах (б)

5 — цементный раствор марки 200

и в середине пролета подстропильной фермы (б)

5 — овальные отверстия

е) в покрытиях с сегментными фермами уширенные продольные швы между плитами, расположенные на расстоянии 3 м от продольных координационных осей здания, должны использоваться для устройства монолитных железобетонных антисейсмических поясов. Эти пояса армируются по всей длине сварными каркасами, которые стыкуются между собой и крепятся к соединительным элементам, приваренным к закладным изделиям ферм (рис. 22). Продольная арматура каркасов принимается диаметром 12 мм из стали класса АIII.

между плитами покрытия

и соединительного элемента

3.30. В сборных покрытиях ребра плит, примыкающие к продольным рядам колонн, а также упорные уголки (см. п. 3.29, д) должны привариваться швами, рассчитанными на продольные горизонтальные усилия, передающиеся с плит на опоры несущих конструкций покрытия. При этом величина усилия, приходящегося на продольный ряд колонн, от действия сейсмических нагрузок (определяемых в соответствии с пп. 3.14, а, и 3.15, а) в крайних рядах вся передается на ребра плит, а в средних рядах усилие распределяется между двумя смежными рядами ребер крайних плит пропорционально грузовым площадям покрытий пролетов, примыкающих к продольному ряду колонн.

Сварные швы рассчитывают на срез по двум сечениям — по металлу шва и по металлу границы сплавления:

V^{\text{п}}/0,7\text{к}_{f}l_{\omega} \leq R_{\omega f}\gamma_{\omega f}mm_{\text{кр}} ;

V^{\text{п}}/\text{к}_{f}l_{\omega} \leq R_{\omega z}\gamma_{\omega z}mm_{\text{кр}} , (29)

где V^{\text{п}} — величина продольного горизонтального усилия, приходящегося на один ряд ребер плит, примыкающих к рассматриваемому продольному ряду колонн;

\text{к}_{f} — катет углового шва, принимаемый равным не менее указанного в п. 3.29, а;

l_{\omega} — суммарная расчетная длина швов, воспринимающих усилие V^{\text{п}} ;

R_{\omega f} и R_{\omega z} — расчетные сопротивления углового шва срезу (условному) по металлу шва и по металлу границы сплавления соответственно, принимаемые по главе СНиП II-23-81 «Стальные конструкции»;

\gamma_{\omega f} и \gamma_{\omega z} — коэффициенты условий работы шва, принимаемые по п. 11.2 главы СНиП II-23-81;

m — коэффициент, учитывающий сложные условия работы шва и принимаемый равным 0,7;

m_{\text{кр}} — коэффициент условий работы для сварных соединений, принимаемый по табл. 8.

Число расчетных швов и их местоположение зависят от конструктивной схемы здания и расположения связей между опорными участками стропильных конструкций покрытия (см. п. 3.31).

3.31. В зданиях с пролетами до 24 м включительно при расчетной сейсмичности 7 баллов конструктивная схема и расположение связей между опорными участками железобетонных стропильных конструкций принимается как для несейсмических районов. При этом число и месторасположение расчетных сварных швов в покрытии определяется в соответствии с «Рекомендациями по применению сборных железобетонных типовых плит в покрытиях зданий промышленных предприятий», серия 1.400-11.

В зданиях с пролетом 30 м и более при расчетной сейсмичности 7 баллов и с пролетами 12 м и более при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов конструктивная схема и расположение связей между опорными участками железобетонных стропильных конструкций принимаются в соответствии с п. 3.32. При этом возможны следующие случаи распределения продольного горизонтального усилия между сварными швами крепления крайних продольных ребер плит:

I случай. Усилие V^{\text{п}} распределяется на все места приварки крайних продольных ребер плит.

Такой случай может быть:

когда на колонны непосредственно опираются стропильные конструкции и между последними на опорах не реже чем через шаг установлены вертикальные связи, чередуясь с распорками в уровне верха колонн (рис. 23, а);

когда стропильные конструкции опираются на подстропильные конструкции.

II случай. Усилие V^{\text{п}} передается на продольные ряды колонн в отдельных узлах.

Этот случай имеет место, когда на колонны непосредственно опираются стропильные конструкции и между последними на опорах более чем через шаг колонн устанавливаются вертикальные стальные связи, а в остальных шагах колонн предусматриваются распорки в уровне их верха (рис. 23, б).

Примечание. При балочных покрытиях с пролетами 6 и 9 м при отсутствии вертикальных связей между колоннами вертикальные связи и распорки между балками могут не ставиться. Крепление балок к колоннам в этом случае должно быть рассчитано на передачу сейсмических сил с плит покрытия на колонны.

без подстропильных конструкций

4 — расчетные сварные швы для усилия U_{2}^{\text{п}}

3.32. В зданиях с пролетами 30 м и более при расчетной сейсмичности 7 баллов и с пролетами 12 м и более при расчетной сейсмичности 8 баллов должны быть предусмотрены:

а) в продольных рядах колонн без подстропильных конструкций вертикальные стальные связи между опорными участками железобетонных балок или ферм и распорки по верху колонн (рис. 24 и 25); при этом нижние пояса связей и распорки крепятся к закладным изделиям колонн (рис. 26); количество вертикальных связей между опорными участками стропильных конструкций определяется из условия расположения расчетных сварных швов крепления ребер плит, примыкающих к продольным рядам колонн (см. п. 3.30), и принимается не менее двух, располагаемых в крайних шагах здания (отсека);

при расчетной сейсмичности 8 баллов

а.ш. — антисейсмический шов

и средних 12 м при расчетной сейсмичности 8 баллов

5 — колонны; а.ш. — антисейсмический шов

на колонну среднего ряда

5 — соединительное изделие

б) в продольных рядах колонн с подстропильными конструкциями — стальные упоры или распорки для закрепления опорных участков железобетонных стропильных конструкций от опрокидывания (рис. 27, 28 и 29).

в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 баллов

к бетонной поверхности стропильной фермы

в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 баллов

и плотно прижатые к стропильным фермам

сейсмичностью 8 баллов

к бетонной поверхности фермы; 5 — стальные распорки

В зданиях с пролетами 12 м и более при расчетной сейсмичности 9 баллов между железобетонными балками или фермами на опорах должны быть установлены не реже чем через шаг вертикальные стальные связи, чередующиеся с распорками. При этом нижние пояса связей и распорки должны крепиться к закладным изделиям балок или ферм (рис. 30 и 31).

сейсмичностью 9 баллов

4 — колонны; а.ш. — антисейсмический шов

с расчетной сейсмичностью 9 баллов

5 — закладное изделие в стропильной конструкции

Стальные вертикальные связи, распорки и упоры должны быть рассчитаны на восприятие приходящихся на них расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок; при этом в зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов связи между опорными участками балок или ферм должны быть рассчитаны с учетом усилий, возникающих в связях от смещения места приложения вертикальной нагрузки на колонны при повороте опорной плоскости колонн от сейсмических воздействий (рис. 32) при выполнении узла опирания стропильной конструкции на колонну по рис. 33.

места приложения вертикальной нагрузки на колонну

1 — вертикальная связь; 2 — распорка

на колонну при расчетной сейсмичности 9 баллов

(связи и распорки условно не показаны)

Величина силы, приходящейся на вертикальную связь, от смещения места приложения вертикальной нагрузки на колонну U определяется по формуле

U = \frac{N(b - c)}{2h} , (30)

где N — расчетная нормальная сила на колонну от нагрузок покрытия (коэффициенты сочетаний принимаются в соответствии с п. 2.2);

b — ширина поперечного сечения стропильной конструкции в месте опирания на колонну;

c — размер площадки соприкасания стальной опорной части стропильной конструкции с закладным элементом колонны с учетом смятия (в месте передачи усилий) стальных частей и бетона верха колонны; величина c принимается равной 60 мм;

h — высота вертикальной связи.

3.33. В покрытиях с железобетонными фермами нижний пояс стропильных ферм должен быть раскреплен стальными распорками и вертикальными связями, устанавливаемыми посередине пролета ферм. Вертикальных стальных связей должно быть две на здание (отсек) и располагать их следует в крайних шагах стропильных конструкций (рис. 34).

сейсмичности 7 баллов

3 — стальные распорки; а.ш. — антисейсмический шов

3.34. Конструкцию соединения железобетонных стропильных несущих конструкций покрытия с подстропильными, а также стропильных и подстропильных конструкций с колоннами каркаса здания с расчетной сейсмичностью 7 и 8 баллов допускается принимать как для несейсмических районов с учетом дополнительных мероприятий, предусмотренных в п. 3.32.

В зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов узел опирания железобетонной стропильной конструкции на колонну следует выполнять с применением соединительного элемента, привариваемого на монтаже к стальным изделиям оголовка колонны и стропильной конструкции. Для обеспечения возможности поворота верхнего сечения колонны соединительный элемент изготавливается из двух стальных пластин, соединенных между собой по двум сторонам сваркой, располагаемой в узле за гранями колонны (рис. 33).

Примечание. Для зданий с расчетной сейсмичностью 8 баллов, возводимых на площадках строительства с I категорией повторяемости землетрясений, рекомендуется узел опирания железобетонной стропильной конструкции на колонну выполнять по типу аналогичного узла в зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов (рис. 33).

3.35. Узлы соединения несущих конструкций покрытия с колоннами должны быть рассчитаны на срез от усилий, возникающих в этих местах от действия на рассматриваемое соединение горизонтальных сейсмических нагрузок.

В соответствии с решениями узлов опирания железобетонных стропильных конструкций на колонны и конструкции связей опорные участки стропильных конструкций должны быть рассчитаны с учетом усилий, возникающих при деформациях колонн во время сейсмического воздействия (см. рис. 32 и 33). В случае недостаточной прочности необходимо произвести соответствующие усиления опорных частей стропильных конструкций.

3.36. Закладные изделия, устанавливаемые в верхнем поясе железобетонных ферм для крепления стоек светоаэрационного фонаря, должны быть проверены расчетом на усилия, передающиеся с фонаря на диск покрытия при сейсмическом воздействии.

3.37 При определении частот и форм собственных колебаний ферм следует принимать:

а) жесткость сечений для сжатых и растянутых предварительно напряженных железобетонных элементов — без учета образования трещин ( E_{\text{б}}\text{А}_{\text{б}} ), для растянутых элементов, выполняемых без предварительного напряжения, — без учета работы бетона ( E_{\text{а}}\text{А}_{\text{а}} );

б) массы, сосредоточенные в узлах верхнего пояса ферм, — исходя из суммарной равномерно распределенной нагрузки, включающей собственный вес покрытия, вес снега (без учета снеговых мешков), а также подвесной транспорт, влияние которого приводится к эквивалентной равномерно распределенной нагрузке; при этом коэффициенты сочетаний, необходимые для определения величин масс, принимаются в соответствии с п. 2.2. Эквивалентная нагрузка от мостовых подвесных кранов определяется от одного крана на каждом крановом пути и при расположении крана в плоскости фермы.

Вертикальные сейсмические нагрузки на фермы, соответствующие различным комбинациям нагрузок, допускается определять при постоянных значениях \beta_{i} и \eta_{ik} , вычисленных из условий, приведенных в данном пункте.

3.38. Железобетонные плиты длиной 12 м по стропильным конструкциям зданий с пролетами 18 м и более с расчетной сейсмичностью 9 баллов применять не рекомендуется.

3.39. Минимальная длина опирания продольных ребер железобетонных плит покрытия длиной 6 м на стальные конструкции должна быть 70 мм, на железобетонные — 75 мм, для плит длиной 12 м — 90 мм на стальные и железобетонные конструкции. Допускается отклонение фактической длины опирания смонтированных плит от указанных выше значений не более чем на 10 мм.

Стальной каркас одноэтажного здания

3.40. Стальные стропильные и подстропильные конструкции допускается применять в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 баллов с пролетами 24 м и более и в зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов с пролетами 18 м и более, а также в случаях, когда их применение допускается «Техническими правилами по экономному расходованию основных строительных материалов» для аналогичных объектов в несейсмических районах.

3.41. В покрытиях отапливаемых зданий со стальными фермами рекомендуется применять стальной профилированный настил или асбестоцементные плиты с эффективным утеплителем.

Сборные железобетонные плиты по стальным несущим конструкциям покрытия должны иметь ограниченное применение и использоваться, как правило, в зданиях с расчетной сейсмичностью не более 7 баллов.

3.42. В целях обеспечения пространственной жесткости каркаса, а также устойчивости покрытия в целом и его элементов в отдельности необходимо предусматривать систему связей между несущими стальными конструкциями покрытия (фермами) в плоскости их верхних и нижних поясов и в вертикальных плоскостях.

3.43. В покрытиях из стального профилированного настила, асбестоцементных плит (каркасных и бескаркасных) или волнистых листов (по стальным прогонам и фермам) система связей в плоскости верхних поясов стропильных стальных ферм состоит из поперечных связевых ферм и распорок, роль которых выполняют прогоны, а при наличии светоаэрационных фонарей и растяжек, располагаемых в подфонарном пространстве.

Связевые поперечные фермы устанавливаются в двух крайних (у торцов и антисейсмических швов здания) и, если требуется по расчету (см. п. 3.48), в промежуточных шагах стропильных ферм. Независимо от расчета в зданиях (отсеках) со стропильными фермами с параллельными поясами с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов длиной свыше 60 м и 7 баллов длиной свыше 96 м следует устанавливать не менее одной промежуточной связевой фермы, а в зданиях (отсеках) со стропильными фермами треугольного очертания с расчетной сейсмичностью 9 баллов длиной 60 м и более рекомендуется устанавливать не менее одной промежуточной связевой фермы.

Промежуточные связевые фермы должны располагаться по длине здания (отсека) равномерно (рис. 35).

с прогонным решением кровли

6 — растяжки; а.ш. — антисейсмический шов

Система связей в плоскости нижних поясов стропильных ферм состоит из (рис. 36):

а) поперечных связевых ферм, устанавливаемых у торцов сейсмического отсека здания. Дополнительные поперечные связевые фермы в середине отсека устанавливаются в соответствии с требованиями для несейсмических районов;

б) продольных связевых ферм, которые в зданиях (отсеках) с числом пролетов до трех включительно устанавливаются вдоль крайних рядов колонн. В зданиях (отсеках) с числом пролетов более трех горизонтальные продольные связи следует размещать также вдоль средних рядов колонн не реже чем через пролет;

в) распорок и растяжек, расположение и количество которых определяется требованиями для несейсмических районов.

по нижним поясам стальных стропильных ферм

между фермами; а.ш. — антисейсмический шов

Вертикальные связи между стропильными фермами устанавливаются на опорах и в пролете ферм. По длине здания (отсека) связи располагаются в шагах ферм, где устанавливаются поперечные связевые фермы по верхним поясам стропильных конструкций (рис. 35), в пролете ферм промежуточные вертикальные связи допускается не устанавливать.

3.44. В покрытиях из стального профилированного настила зданий с каркасом из стальных рам коробчатого сечения «Плауэн» должно быть предусмотрено устройство системы горизонтальных связей в уровне верха коробчатого ригеля рам, состоящей из поперечных связевых ферм и распорок, роль которых выполняют прогоны; поперечные связевые фермы располагаются в соответствии с п. 3.43 (рис. 37). Для обеспечения устойчивости здания в продольном направлении между стойками рам следует предусматривать систему вертикальных связей в соответствии с п. 3.20 (рис. 37).

продольный разрез здания (в)

а.ш. — антисейсмический шов

3.45. Крепление профилированного стального настила к прогонам покрытия рекомендуется выполнять самонарезающими болтами, как правило, через волну, а торцы настила в каждой волне. В каждой волне следует крепить профилированный настил, укладываемый в покрытиях зданий с рамными конструкциями коробчатого сечения «Плауэн». Соединение настила между собой осуществляется комбинированными заклепками.

Прогоны, несущие стальной профилированный настил покрытия, опираются в узлах стропильных ферм с шагом не более 3 м и закрепляются к фермам на болтах при помощи коротышей из уголков, а к поперечным связевым фермам крепление прогонов предусматривается на сварке.

Примечание. В покрытиях с профилированным настилом связевые горизонтальные поперечные фермы по верхним поясам стропильных ферм или рамам могут заменяться поперечными диафрагмами жесткости, конструирование и расчет которых приведены в «Рекомендациях по учету жесткости диафрагм из стального профилированного настила в покрытиях одноэтажных производственных зданий при горизонтальных нагрузках», ЦНИИПроектстальконструкция, М., 1980.

3.46. В покрытиях из сборных железобетонных плит по стальным стропильным фермам должны быть выполнены мероприятия, предусмотренные указаниями пп. 3.28, 3.29, а, б, в, г, д, и 3.30.

Кроме того, по длине здания (отсека) по верхним поясам стропильных ферм рекомендуется устанавливать распорки между опорными стойками и в пролете ферм. Расположение и количество распорок в пролете ферм определяется требованиями для несейсмических районов.

Система связей в плоскости нижних поясов стропильных ферм состоит из:

а) поперечных связевых ферм, располагаемых согласно указаниям п. 3.43, а;

б) продольных связевых ферм, устанавливаемых согласно п. 3.43, б;

в) распорок и растяжек, устанавливаемых согласно п. 3.43, в.

Вертикальные связи устанавливаются между стропильными фермами на опорах (между опорными стойками) и в пролете. По длине здания (отсека) связи располагаются в шагах ферм, где устанавливаются поперечные связевые фермы по нижним поясам стропильных ферм; при этом связи между опорными стойками стропильных ферм могут располагаться и в промежуточных шагах ферм, если по расчету требуется установка большего количества связей.

3.47. Связи покрытий должны быть рассчитаны на восприятие приходящихся на них расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих в поперечном и продольном направлениях здания (отсека). При определении величины сейсмической нагрузки на связи значение произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается как для каркаса соответствующего направления.

3.48. Поперечные связевые фермы в плоскости верхних поясов стальных стропильных конструкций покрытия должны быть рассчитаны на сейсмические нагрузки в продольном направлении, которые принимаются действующими:

а) при бесфонарных пролетах покрытия (рис. 38, а):

в узлах связевых ферм ( S_{1} ) — от вертикальной нагрузки, расположенной в пределах пролета и длины здания (отсека) и состоящей из собственного веса кровли и ее несущих конструкций, снега, 50% собственного веса стропильных конструкций, а также веса промпроводок и другого оборудования, расположенного в покрытии и закрепленного к верхним поясам стропильных конструкций; сейсмическая нагрузка S_{1} распределяется между всеми связевыми фермами равномерно;

в узлах связевой фермы, расположенной в торце здания, ( S_{2} ) — от собственного веса парапета и нижележащего участка стены с грузовой площадью, определяемой в зависимости от очертания верхнего пояса стропильной конструкции и расположения узлов крепления фахверковых стоек к покрытию;

б) при пролетах покрытия со светоаэрационными фонарями (рис. 38, б):

в узлах связевых ферм, примыкающих к местам крепления вертикальных связей по фонарю к стропильной конструкции, ( S_{1} ) — от собственного веса покрытия и снега на всем фонаре, фонарных ферм и от 40% собственного веса фонарных панелей (с остеклением, механизмами открывания и т.д.);

в узлах связевых ферм, расположенных в местах опирания фонарных панелей, ( S_{2} ) — от 60% собственного веса фонарных панелей (с остеклением, механизмами открывания и т.д.) и от собственного веса кровли, ее несущих конструкций и снега у фонаря вдоль здания на участке шириной 1,5 м;

в узлах связевых ферм ( S_{3} ) — от собственного веса кровли, ее несущих конструкций и снега, расположенных на внефонарной зоне пролета;

в узлах связевых ферм ( S_{4} ) — от 50% собственного веса стропильных конструкций, а также от веса промпроводок и другого оборудования, расположенного в покрытии и закрепленного к верхним поясам стропильных конструкций;

в узлах связевой фермы, расположенной в торце здания или у антисейсмического шва, ( S_{5} ) — от собственного веса кровли, ее несущих конструкций и снега с участка перед фонарем;

в узлах связевой фермы, расположенной в торце здания, ( S_{6} ) — от собственного веса парапета и нижележащего участка стены с грузовой площадью, определяемой в зависимости от очертания верхнего пояса стропильной конструкции и расположения узлов крепления фахверковых стоек к покрытию.

и пролета с фонарем (б)

соответствующие сейсмическим нагрузкам S_{2} , S_{3} и S_{5}

В пролетах покрытия с фонарями сейсмические нагрузки S_{1} — S_{4} распределяются между всеми связевыми фермами равномерно.

Необходимое количество связевых ферм k в бесфонарном пролете покрытия здания (отсека) определяется по формуле

k = \frac{N_{1}}{[N] - N_{2}} (31)

и принимается не менее 2,

где N_{1} — усилие в поясе связевой фермы от действия сейсмических нагрузок S_{1} , вычисленных для всего пролета покрытия здания (отсека);

[N] — несущая способность поясов принятых связевых ферм;

N_{2} — усилие в поясе связевой фермы от действия сейсмических нагрузок S_{2} .

Необходимое количество связевых ферм k в пролете покрытия здания (отсека) с фонарем определяется по формуле

k = \frac{N_{1} + N_{2} + N_{3} + N_{4}}{[N] - (N_{5} + N_{6})} (32)

и принимается не менее 2,

где N_{1} , N_{2} , N_{3} и N_{4} — усилия в поясе связевой фермы от действия сейсмических нагрузок соответственно S_{1} , S_{2} , S_{3} и S_{4} , вычисленных для всего пролета покрытия здания (отсека); [N] — то же, что в формуле (31); N_{5} и N_{6} — усилия в поясе связевой фермы от действия сейсмических нагрузок соответственно S_{5} и S_{6} .

3.49. Прогоны покрытия, выполняющие роль распорок в системе связей по верхним поясам стропильных конструкций, и их узлы опирания должны быть проверены расчетом на усилия, возникающие в них при передаче расчетных сейсмических нагрузок от веса кровли и снега на узлы поперечных связевых ферм.

3.50. Поперечные связевые фермы в плоскости нижних поясов ферм должны быть рассчитаны на продольные сейсмические нагрузки:

а) от 50% собственного веса стропильных конструкций, от собственного веса путей подвесных кран-балок и подвесных потолков, а также промпроводок и другого оборудования, расположенного в покрытии и закрепленного к нижним поясам стропильных конструкций; нагрузка распределяется между связевыми фермами равномерно и прикладывается в узлах связей;

б) от собственного веса торцевой стены на участке в пределах нижней половины высоты стропильной фермы и верхней половины высоты колонн (в случае опирания стоек торцевого фахверка в уровне нижнего пояса стропильных ферм); нагрузка прикладывается в узлах опирания стоек торцевого фахверка на связевую ферму.

При этом пояса этих ферм, входящие в состав стропильных ферм, проверяются по указаниям п. 3.55.

Примечание. При наличии в торце здания по высоте фахверковых стоек дополнительно ветровой фермы (балки) или какой-либо другой конструкции, являющейся дополнительной опорой для стоек торцевого фахверка, грузовая площадь стены должна быть соответствующим образом скорректирована.

Если усилия в опорном раскосе поперечной связевой фермы при расчете на сейсмическую нагрузку превышают его несущую способность, рекомендуется устанавливать дополнительный раскос (рис. 36), а усилие в опорном раскосе связевой фермы при этом принимать с коэффициентом 0,5.

3.51. Продольные связевые фермы в плоскости нижних поясов ферм должны быть рассчитаны на поперечные горизонтальные сейсмические нагрузки в следующих случаях:

а) при опирании на связи фахверковых стоек продольных стен; сосредоточенная сейсмическая нагрузка на узел связи ( S^{c} ) определяется от веса стойки и стены с грузовой площади в пределах нижней половины высоты стропильной фермы на опоре и верхней половины высоты колонн; усилия в элементах связей от нагрузки S^{c} определяются из расчета однопролетной фермы (рис. 39);

сейсмической нагрузки от веса стен

б) при решении покрытия с подстропильными фермами; на связевые фермы действуют сейсмические нагрузки S^{\text{с}.\text{ф}} , сосредоточенные в узлах связей, примыкающих к нижним поясам стропильных ферм, которые опираются в середине пролета подстропильных ферм; величина S^{\text{с}.\text{ф}} определяется от нагрузок, расположенных в пределах грузовой площади вышеуказанных стропильных ферм, и распределяется равномерно между связями; усилия в элементах связей от нагрузки S^{\text{с}.\text{ф}} определяются из расчета однопролетной фермы (рис. 40);

с подстропильными фермами

3 — связь; A — грузовая площадь подстропильных ферм

в) при наличии в здании (отсеке) мостовых кранов; часть сейсмической нагрузки от собственного веса мостовых кранов через поперечную раму каркаса здания (отсека) передается на продольные связевые фермы и равномерно распределяется между ними; расчетная схема связи принимается в виде четырехпролетной неразрезной фермы на упругоподатливых опорах (рис. 41, б), загруженной на средней опоре нагрузкой S^{\text{св}} , определяемой из условия

S^{\text{св}} = - \frac{R_{0}}{n_{1}} , (33)

где R_{0} — реакция неподвижной опоры, расположенной в уровне ригеля свободной поперечной рамы, от загружения колонн горизонтальными сейсмическими нагрузками от собственного веса мостов кранов и загружения колонн моментами от действия вертикальной нагрузки от кранов, учитывающей вес моста кранов, тележки и вес груза с коэффициентами сочетания, принимаемыми в соответствии с п. 2.2. Краны располагаются в створе рамы по одному в каждом пролете здания. Моменты M_{1}^{\text{кр}} , M_{2}^{\text{кр}} определяются при максимальном давлении на колеса крана и по направлению должны совпадать с направлением действия сейсмической нагрузки S^{\text{кр}} (рис. 41, а);

n_{1} — число продольных связевых ферм в покрытии здания (отсека).

на сейсмическую нагрузку от мостовых кранов

б — расчетная схема связей

Реакции упругоподатливых равножестких опор в расчетной равнопролетной схеме связи от нагрузки S^{\text{св}} (рис. 41, б) могут быть определены по формулам:

R_{1} = R_{5} = (10 - 22\gamma - 24\gamma^{2}) \frac{S^{\text{св}}}{D} ; (34)

R_{2} = R_{4} = (10 + 118\gamma + 88\gamma^{2}) \frac{S^{\text{св}}}{D} ; (35)

R_{3} = (10 + 188\gamma + 214\gamma^{2} + 56\gamma^{3}) \frac{S^{\text{св}}}{D} , (36)

где

\gamma = \frac{C_{p}B_{0}^{3}}{6EJ} ; (37)

D = 50 + 380\gamma + 342\gamma^{2} + 56\gamma^{3} ; (38)

C_{p} — жесткость поперечной рамы каркаса здания (отсека) на уровне верха колонн, определяемая по формуле (18);

B_{0} — расстояние между упругоподатливыми опорами (шаг поперечных рам каркаса);

E — модуль упругости стали;

I — момент инерции поясов связевой фермы относительно ее центра тяжести (без учета раскосов связи).

Расчетные значения усилий в элементах продольных связей определяются суммированием усилий, вычисленных в соответствии с указаниями подпунктов «а» - «в».

При расчете продольных связей покрытий из профилированного стального настила или сборных железобетонных плит усилия от нагрузок, указанных в подпунктах «б» и «в», допускается не учитывать.

3.52. В покрытиях из стального профилированного настила по фермам связи между опорными стойками ферм (вертикальные связевые фермы и распорки) должны быть рассчитаны на восприятие приходящихся на них расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок (рис. 42):

а) в уровне верхнего пояса вертикальных связей ( S_{1} ) — со связевых ферм, расположенных в плоскости верхних поясов стропильных ферм;

б) в уровне нижнего пояса вертикальных связей и распорок ( S_{2} ) — со связевой фермы по нижним поясам стропильных ферм, расположенной у торца здания, и стойки торцевого фахверка, устанавливаемой у колонны (от веса торцевой стены) и ( S_{3} ) — от собственного веса продольной стены, расположенной выше верха подкрановой балки (в зданиях с мостовыми кранами) или от верха стены до половины высоты колонн (в зданиях бескрановых) и подсчитываемой на половине шага основных колонн.

с покрытиями из стального профилированного настила

а.ш. — антисейсмический шов

Расчетные схемы вертикальных связей и распорки приведены на рис. 43. При этом значения нагрузок S_{\text{в}} , S_{\text{н}} и N, непосредственно воздействующих на связи и распорки, определяются по формулам табл. 10 в зависимости от типа продольного ряда колонн по рис. 42.

между опорными стойками стропильных ферм

Обозначения продольного ряда колонн по рис. 42	Вид связи	Здание с антисейсмическим швом	Здание без антисейсмического шва
а г	Вертикальные связи	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}} = S_{2} \frac{n - 1}{n} - \Sigma S_{1} \frac{1}{n}	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}} = S_{2} \frac{n - 2}{n} - \Sigma S_{1} \frac{1}{n}
	Распорки	N = S_{2} \frac{n - 2}{n} + S_{1} - \Sigma S_{1} \frac{2}{n}	N = S_{2} \frac{n - 4}{n} + S_{1} - \Sigma S_{1} \frac{2}{n}
	Вертикальные связи*	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}} = S_{2} \frac{0,5n - 1}{n} - \Sigma S_{1} \frac{1}{n}	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}} = S_{2} \frac{0,5n - 2}{n} - \Sigma S_{1} \frac{1}{n}
	Распорки*
б	Вертикальные связи	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}}^{**} = 0,5(S_{2} - S_{1}) + S_{3}(1 - \frac{n - 1}{k}) ; S_{\text{н}}^{***} = 0,5 \cdot (S_{2} - S_{1})
	Распорки	N^{**} = S_{3}[\frac{2(n - 1)}{k} - 3] ; N^{***} = 0
	Вертикальные связи*	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}}^{**} = - 0,5S_{1} + S_{3}(1 - \frac{n - 1}{k}) ; S_{\text{н}}^{***} = - 0,5S_{1}
	Распорки*	N^{**} = 0,5S_{2} + S_{3}[\frac{2(n - 1)}{k} - 3] ; N^{***} = 0,5S_{2}\text{при шаге ферм }6\text{м}
в	Вертикальные связи	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}}^{**} = S_{2} + S_{3} ; S_{\text{н}}^{***} = S_{2}
	Распорки	N_{1}^{**} = S_{1} + S_{2} + S_{3}(n - 3) ; N_{2}^{**} = S_{1} + S_{2} + S_{3}(n - 2) ; N^{***} = S_{1} + S_{2}
	Вертикальные связи*	S_{\text{в}} = S_{1} ; S_{\text{н}}^{**} = 0,5S_{2} + S_{3} ; S_{\text{н}}^{***} = 0,5S_{2}

• Определение нагрузок для случаев, когда в горизонтальных связях по нижнему поясу стропильных ферм у торца здания необходимо установить дополнительные раскосы (см. рис. 36).

** — для крайних рядов колонн;

*** — для средних рядов колонн.

N_{1} и N_{2} — при четном и нечетном количестве колонн в ряду соответственно.

3.53. В покрытиях из асбестоцементных волнистых листов опорные узлы стальных стропильных треугольных ферм и распорки между ними должны быть рассчитаны на продольные горизонтальные сейсмические усилия, передающиеся с покрытия на колонны или вертикальные связи колонн (рис. 44).

и нижним (б) поясам стальных ферм покрытия

6 — стропильная ферма; 7 — тяжи; а.ш. — антисейсмический шов

3.54. В покрытиях из сборных железобетонных плит связи между опорными стойками стальных стропильных ферм (вертикальные связи и распорки) должны быть рассчитаны на восприятие приходящихся на них горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих в продольном направлении здания. При этом принимается, что сейсмическая нагрузка при передаче с плит покрытия на продольные ряды колонн распределяется равномерно сначала на все места приварки плит к опорным стойкам ферм, а затем через распорки в плоскости верхних поясов ферм — между вертикальными связями. Распределение сейсмической нагрузки ниже вертикальных связей между фермами зависит от типа здания и выбранной системы связей между колоннами.

3.55. Стальные стропильные фермы покрытия должны быть проверены расчетом на особое сочетание нагрузок: при вертикальной сейсмической нагрузке (см. пп. 2.6, 2.11 и 3.59) и при горизонтальной сейсмической нагрузке, действующей в поперечном и продольном направлениях здания (отсека).

На воздействие горизонтальной сейсмической нагрузки в поперечном направлении здания (отсека) проверяются нижние пояса стропильных ферм — на усилия (нормальные силы), действующие в поясе фермы, как в ригеле рамы.

На воздействие горизонтальной сейсмической нагрузки в продольном направлении здания (отсека) проверяются нижние пояса ферм, входящие в состав поперечных горизонтальных связевых ферм, расположенных у торцов здания. Усилия в поясах ферм определяются от совместного воздействия вертикальной нагрузки и горизонтальной сейсмической нагрузки (см. п. 3.50), приложенной в узлах связевой фермы, поясами которой являются нижние пояса стропильных ферм. При этом рассматриваются две комбинации нагрузок:

а) вертикальная от собственного веса покрытия и снега и горизонтальная сейсмическая нагрузка, направление которой вызывает в нижнем поясе фермы растяжение;

б) вертикальная от собственного веса покрытия без учета снега и горизонтальная сейсмическая нагрузка, вызывающая в нижнем поясе сжатие.

При расчете стропильных ферм покрытий с фонарями следует также учитывать вертикальные нагрузки (реакции) от вертикальных связей между фонарными фермами (см. п. 3.24).

3.56. Подстропильные фермы покрытия одновременно выполняют роль вертикальных связей и распорок между опорными стойками стальных стропильных ферм.

Подстропильные фермы должны быть проверены расчетом на особое сочетание нагрузок: при вертикальной сейсмической нагрузке (см. п. 3.59) и при горизонтальной сейсмической нагрузке (см. пп. 3.57 и 3.58).

3.57. В покрытиях из стального профилированного настила при горизонтальном сейсмическом воздействии в продольном направлении здания (отсека) на подстропильные фермы передаются (рис. 45):

в уровне верхнего пояса ферм — горизонтальные сейсмические нагрузки ( S_{1} ) со связей по верхним поясам стропильных ферм и с прогонов, расположенных непосредственно над подстропильными фермами;

в уровне нижнего пояса ферм — горизонтальные сейсмические нагрузки ( S_{2} ) со связей по нижним поясам стропильных ферм и стойки фахверка, расположенной у колонны (от собственного веса участка торцевой стены), и ( S_{3} ) от веса продольной стены (см. п. 3.52, б);

с покрытиями из стального профилированного настила

3 — подкрановые балки; а.ш. — антисейсмический шов

Подстропильные фермы рассчитываются по схеме 1 или 2 (рис. 46) в зависимости от места расположения ферм в продольном ряду колонн и типа здания (рис. 45). При этом значения нагрузок S_{\text{в}} и S_{\text{н}} , непосредственно воздействующих на подстропильную ферму, определяются по формулам табл. 11.

• Определение нагрузок для случаев, когда в горизонтальных связях по нижнему поясу стропильных ферм необходимо установить дополнительные раскосы (рис. 36).

Примечания. 1. n — количество колонн в ряду; k — количество связей в ряду колонн.

2. Значения расчетных горизонтальных нагрузок (S_{\text{н}}^{*}) S_{\text{н}} даны в предположении сжато-растянутых связей по колоннам.

3. S_{\text{н}1} и S_{\text{н}1}^{*} — определение расчетных нагрузок при размещении связей по колоннам не в середине отсека k_{1} \geq 0,5 .

При горизонтальном сейсмическом воздействии в поперечном направлении здания (отсека) нижние пояса подстропильных ферм, входящие в состав продольных связевых ферм, должны быть проверены на усилия, возникающие в поясе от совместного действия вертикальной нагрузки и горизонтальной сейсмической нагрузки, определяемой в соответствии с п. 3.51, а.

3.58. В покрытиях из сборных железобетонных плит при горизонтальном сейсмическом воздействии в продольном направлении здания (отсека) на стальные подстропильные фермы передаются сейсмические нагрузки в местах опирания на них продольных ребер плит (на опорных стойках и в середине пролета ферм, рис. 21). При этом сейсмическая нагрузка, действующая на все фермы в продольном ряду здания (отсека), распределяется равномерно между всеми точками опирания плит. В соответствии с этим способом передачи горизонтальной сейсмической нагрузки определяются расчетные усилия в элементах подстропильных ферм. При наличии вертикальных связей по колоннам эти усилия определяются в зависимости от месторасположения связей между колоннами.

Проверка нижних поясов подстропильных ферм при горизонтальном сейсмическом воздействии в поперечном направлении здания (отсека) производится в соответствии с п. 3.57.

3.59. Расчет фермы покрытия на особое сочетание нагрузок с учетом вертикальной сейсмической нагрузки рекомендуется начинать с определения периода первого тона собственных колебаний фермы. Период первого тона собственных колебаний T однопролетной шарнирно опертой фермы в секундах может быть определен по формуле

T = 0,177 \sqrt{\Delta_{\text{ф}}} , (39)

где \Delta_{\text{ф}} = \sum \frac{N_{p}N_{1}l}{EA} — прогиб фермы в середине пролета от расчетной нагрузки при особом сочетании (см);

N_{p} — усилия в элементах фермы от расчетных нагрузок при особом сочетании;

N_{1} — усилия в элементах фермы от единичной нагрузки, приложенной в середине пролета фермы;

l — длина элементов фермы;

E — модуль упругости стали;

A — площадь сечения элементов фермы.

Если период основного тона T \leq 0,4 с, то при расчете фермы учитывается только первая форма колебаний. В этом случае коэффициенты \eta_{ik} определяются по формуле (8) из условия, что форма деформации оси фермы близка к форме параболической арки (рис. 47), ось которой выражается уравнением

y_{k} = \frac{4f}{L^{2}} (L - x_{k})x_{k} , (40)

где y_{k} — ордината параболической арки на расстоянии x_{k} от начала координат;

f — величина ординаты параболической арки в середине пролета;

L — пролет параболической арки, равный пролету фермы;

x_{k} — расстояние от начала координат до точки k, в которой определяется величина ординаты параболической арки.

Рис. 47. Форма параболической арки

Если период основного тона T > 0,4 с, то расчет фермы должен производиться с учетом трех высших форм колебаний.

Указания по вычислению масс, сосредоточенных в узлах верхнего пояса ферм, при определении периодов и форм собственных колебаний и рекомендации по расчету ферм на сейсмические нагрузки при различных комбинациях нагрузок приведены в п. 3.37.

3.60. Конструкцию соединения стальных стропильных несущих конструкций покрытия (балок, ферм) с подстропильными, а также стропильных и подстропильных конструкций с колоннами каркаса здания с расчетной сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов допускается принимать как для несейсмических районов.

Узлы соединения несущих конструкций покрытия с колоннами должны быть рассчитаны на усилия, возникающие в них в соответствии с величинами горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих на рассматриваемое соединение.

Каркас многоэтажного здания. Общие положения

3.61. Каркасы многоэтажных зданий для сейсмических районов рекомендуется проектировать по следующим конструктивным схемам:

рамной со всеми жесткими узлами сопряжений ригелей (поперечных и продольных) с колоннами;

связевой с вертикальными устоями жесткости в виде железобетонных диафрагм, стальных связей или рам при шарнирном опирании ригелей и плит;

комбинированной, в которой в одном направлении здания принимается рамная схема, а в другом — связевая.

Примечание. При числе этажей более 5 допускается при соответствующем обосновании вводить в рамные конструктивные схемы со всеми жесткими узлами сопряжений ригелей с колоннами вертикальные устои жесткости — железобетонные диафрагмы или стальные связи.

3.62. Вертикальные устои жесткости, воспринимающие горизонтальную нагрузку, должны быть непрерывными по всей высоте здания и располагаться равномерно и симметрично относительно центра тяжести здания.

3.63. При выборе конструктивных схем каркаса предпочтение следует отдавать схемам, в которых зоны пластичности могут возникать в горизонтальных элементах каркаса.

3.64. Каркасы зданий массового применения должны проектироваться, как правило, из железобетона с применением сборных конструкций, предназначенных для использования в сейсмических районах. Продольные ригели могут выполняться монолитными железобетонными (рис. 48, а).

многоэтажного здания

4 — продольные сборные железобетонные ригели

Каркасы зданий массового применения из стальных конструкций следует проектировать в тех случаях, когда не представляется возможным использование железобетонных конструкций или когда применение стальных каркасов допускается действующими «Техническими правилами по экономному расходованию основных строительных материалов».

3.65. Перекрытия и покрытия, как правило, должны проектироваться из сборных железобетонных плит и образовывать неизменяемый жесткий диск, способный передавать горизонтальные сейсмические нагрузки на вертикальные несущие элементы каркаса здания (колонны, стальные связи и др.) и обеспечивать их совместную работу (см. п. 3.74).

3.66. Покрытия многоэтажных зданий с укрупненной сеткой колонн в верхнем этаже проектируются с соблюдением требований, предъявляемых к покрытиям одноэтажных зданий (см. пп. 3.27 - 3.39).

3.67. В связевых системах диафрагмы или связи следует располагать в плоскости колонн в соответствии с п. 3.62.

Количество вертикальных устоев жесткости, воспринимающих горизонтальные нагрузки, устанавливается по расчету с учетом их несущей способности и принимается не менее двух в каждом направлении здания, при этом они не должны располагаться в одной плоскости. Расстояние между связевыми панелями и расстояние между крайними разбивочными осями и связевыми панелями должны быть проверены по несущей способности диска перекрытий.

3.68. Балочная клетка перекрытия, на которую опирается оборудование, должна быть рассчитана с учетом дополнительной вертикальной нагрузки, вызванной моментом от горизонтальной сейсмической нагрузки, от веса оборудования, приложенной в центре тяжести оборудования. При этом значение произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается как для каркаса в уровне рассматриваемого перекрытия, но не менее 2.

3.69. Временную нагрузку большой интенсивности (тяжелое стационарное оборудование, складируемые материалы и т.п.) с целью облегчения условий работы несущих конструкций многоэтажных зданий рекомендуется размещать на нижних этажах.

3.70. Каркасы многоэтажных зданий (отсеков), имеющие период основного тона собственных колебаний больше 0,4 с, следует рассчитывать на сейсмические нагрузки с учетом не менее трех высших форм колебаний.

При учете высших форм собственных колебаний сейсмические нагрузки находятся отдельно для каждой формы, а расчетные усилия определяются в соответствии с п. 2.12.

При определении периодов (или частот) и соответствующих им форм собственных колебаний многоэтажных каркасов динамическую расчетную схему рекомендуется принимать в виде консольного гибкого стержня, имеющего в любом уровне жесткость, равную суммарной жесткости элементов здания в том же уровне, и несущего сосредоточенные веса — Q_{k} , которые определяются с учетом расчетных нагрузок на конструкции. Сосредоточенные веса — Q_{k} прикладываются на уровне перекрытий и покрытий, их количество определяет число степеней свободы в принятой расчетной схеме (рис. 49).

каркаса многоэтажного здания

б — динамическая расчетная схема каркаса здания

Величина каждого веса Q_{k} вычисляется в соответствии с пп. 2.2 и 2.3 от нагрузок, расположенных в пределах половины высоты выше- и нижележащих этажей.

В зданиях, оборудованных мостовыми кранами, при расчете каркаса в поперечном направлении здания величина Q_{k} определяется с учетом нагрузок от собственного веса мостов кранов.

Частоты и формы собственных колебаний определяются из системы уравнений:

, (41)

где p_{i} — круговая частота i-й формы собственных колебаний, связанная с периодом собственных колебаний зависимостью

p_{i} = 2\pi/T_{i} ; (42)

m_{k} — масса, соответствующая весу Q_{k} , сосредоточенному на уровне k-го перекрытия или покрытия, кг;

m_{k} = \frac{Q_{k}}{g} (k = 1,2,...,n) , (43)

здесь g — ускорение силы тяжести, м/с2;

n — число колеблющихся масс (число этажей);

\delta_{kj} — смещения k-го яруса от действия единичной горизонтальной силы, приложенной в j-ом ярусе, в м/Н;

X_{ij} — амплитуда i-ой формы собственных колебаний в точке j, в м/Н.

Уравнения (41) для многомассовых систем рекомендуется решать при помощи ЭВМ с использованием существующих стандартных программ. Для систем, имеющих не более пяти степеней свободы, может быть использован итерационный метод, метод спектральных функций, способ понижения порядка частотных уравнений и др.

3.71. Сейсмическая нагрузка, действующая на весь каркас здания в уровне какого-либо перекрытия или покрытия, определяется по формулам (1) и (2), где вес Q_{k} принимается равным соответствующему весу, вычисленному при определении периодов и форм собственных колебаний каркаса (см. п. 3.70). Сейсмическую нагрузку от собственного веса мостов кранов рекомендуется учитывать согласно п. 3.17.

В уровнях перекрытий или покрытия сейсмические нагрузки распределяются между отдельными рамами каркаса пропорционально их жесткости C_{ka}

S_{ka} = \frac{S_{k}C_{ka}}{C_{k}} , (44)

где S_{ka} — расчетная горизонтальная сейсмическая нагрузка, приходящаяся на рассматриваемую раму a в уровне k-го перекрытия или покрытия;

S_{k} — расчетная горизонтальная сейсмическая нагрузка, действующая на каркас здания (отсека) в уровне k-го перекрытия или покрытия;

C_{ka} — жесткость рассматриваемой рамы a при приложении единичной силы в уровне k-го перекрытия или покрытия

C_{ka} = \frac{1}{\delta_{kk}^{p}} ; (45)

C_{k} = \sum_{a = 1}^{n} C_{ka} — общая жесткость каркаса здания (отсека) при приложении единичной силы в уровне k-го перекрытия или покрытия

C_{k} = \frac{1}{\delta_{kk}} ; (46)

\delta_{kk} — перемещение каркаса здания (отсека) на уровне k-го перекрытия или покрытия от горизонтальной единичной силы, приложенной в уровне k-го перекрытия или покрытия в центре жесткости;

\delta_{kk}^{p} — перемещение рассматриваемой рамы на уровне k-го перекрытия или покрытия от горизонтальной единичной силы, приложенной в уровне k-го перекрытия или покрытия.

Сейсмические нагрузки S_{ka} определяются при полном загружении каркаса временной нагрузкой без учета отсутствия на отдельных ригелях временной нагрузки.

Деформация каркаса многоэтажного здания (отсека) на уровне k-го перекрытия или покрытия от действия расчетных сейсмических нагрузок определяется:

при учете i-й формы собственных колебаний

\Delta_{ik} = \frac{K_{1}K_{2}A\beta_{i}K_{\psi}\eta_{ik}T_{i}^{2}g}{4\pi^{2}} ; (47)

при учете высших форм собственных колебаний

\Delta_{k} = \sqrt{\sum_{i = 1}^{n} \Delta_{ik}^{2}} . (48)

В формулах (47) и (48) принято:

K_{1} , K_{2} , A, \beta_{i} , K_{\psi} , \eta_{ik} — обозначения приведены в п. 2.7;

T_{i} — период i-го тона собственных колебаний, с;

g — ускорение силы тяжести, м/с2;

\Delta_{ik} — значения перемещений рассматриваемого перекрытия или покрытия, вычисленных по формуле (47) для каждой из учитываемых форм собственных колебаний каркаса.

Железобетонный каркас многоэтажного здания

3.72. Каркасы многоэтажных зданий рекомендуется проектировать по рамной схеме с жесткими узлами сопряжений ригелей с колоннами. В зданиях с балочными перекрытиями с расчетной сейсмичностью до 8 баллов может использоваться комбинированная конструктивная схема (рамная схема в поперечном направлении и связевая в продольном направлении). Диафрагмы жесткости в связевых конструктивных или рамных схемах с жесткими узлами (см. п. 3.61) рекомендуется выполнять из сборных железобетонных элементов, предусматривая их крепление к несущим конструкциям каркаса.

3.73. Сейсмические нагрузки на здания, определяемые согласно п. 3.71, вычисляются при жесткости сечений железобетонных элементов каркаса по п. 3.25. При расчете рам каркаса на особое сочетание нагрузок в предположении упругого деформирования конструкций в ригелях без предварительного напряжения арматуры перераспределение опорных моментов в соответствии с «Руководством по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций» (М., Стройиздат, 1975) не производится, а в предварительно напряженных ригелях допускается перераспределять моменты от вертикальных нагрузок с опорных сечений в пролетные с уменьшением опорных моментов согласно расчету, но не более 20%. Перераспределенные моменты от вертикальных нагрузок суммируются с моментами от сейсмических усилий. Расчет рам каркаса многоэтажных зданий с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов на особое сочетание нагрузок рекомендуется выполнять по деформированной схеме, принимая во внимание неупругие деформации материалов и наличие трещин.

Примечание. Расчет рам каркаса с жесткими узлами рекомендуется выполнять с учетом участков повышенной жесткости в местах сопряжения ригелей и колонн. Размеры участков повышенной жесткости принимаются в зависимости от типа стыка в соответствии с указаниями, приведенными в примере 3.

3.74 Для замоноличивания диска перекрытия или покрытия необходимо:

а) приварить закладные изделия плит к закладным изделиям ригелей или к стальным столикам колонн и тщательно заполнить швы между всеми элементами перекрытий или покрытий бетоном марки не ниже М200 на мелком щебне или гравии с применением вибрирования при укладке;

б) устанавливать в первую очередь и приваривать в четырех углах сборные плиты, примыкающие к продольным монолитным ригелям или монолитным участкам, примыкающим к сборным ригелям, или связевые плиты-распорки между колоннами по продольным осям здания; следующие за ними плиты приварить в трех углах (при опирании по верху ригеля) или в двух углах (при опирании плит на полки ригелей); средняя плита в каждой ячейке каркаса может укладываться без приварки (рис. 48 и 49);

в) предусматривать в сборных плитах перекрытий пазы на продольных ребрах для образования бетонных шпонок, а в зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов торцы смежных продольных ребер плит, укладываемых поверх ригелей, соединять между собой у антисейсмического шва или торцевой стены при помощи соединительных элементов, привариваемых к закладным изделиям плит.

При установке между продольными ригелями или плитами-распорками плоских многопустотных панелей следует обеспечить устройство между плитами, панелями и ригелями связей, воспринимающих усилия, возникающие в перекрытии. Для этого, кроме заделки швов и устройства шпоночной поверхности, описанных в подпунктах «а» и «в» настоящего пункта, следует предусмотреть установку в швах между панелями соединительных изделий, проходящих над поперечными ригелями, либо привариваемых к закладным изделиям ригелей (возможны и другие способы соединения плит между собой в местах их опирания на поперечные ригели).

Связевые плиты-распорки следует соединить между собой или с ригелями поверху соединительными элементами, привариваемыми к закладным изделиям конструкций. Межколонные (связевые) плиты или ригели, располагаемые по осям колонн здания (отсека), должны быть непрерывными на всем протяжении диска перекрытия или покрытия.

При необходимости устройства в перекрытиях проемов во избежание нарушения жесткости диска перекрытия количество проемов должно назначаться минимальным, а размеры проемов не должны превышать размеров в свету между поперечными и между продольными ригелями (или межколонными плитами).

Мероприятия по созданию жесткости перекрытий в ячейках каркаса, в которых устраиваются проемы, должны предусматриваться в проектах зданий.

3.75. Элементы сборных колонн многоэтажных каркасных зданий по возможности следует укрупнять на несколько этажей. Стыки сборных колонн необходимо располагать в зоне с меньшими изгибающими моментами.

Стыки колонн выполняются жесткими путем соединения стыкуемой арматуры встык с помощью ванной сварки выпусков рабочей арматуры из колонн с установкой сеток и хомута, а при необходимости пластины рихтовочной с последующей тщательной зачеканкой жестким раствором марки не ниже М300 зазора между торцами колонн и замоноличиванием бетоном маркой не ниже М300 на мелком щебне или гравии. Марка бетона замоноличивания назначается в зависимости от марки бетона стыкуемых колонн (рис. 50). Стыкование продольной арматуры сборных колонн внахлестку без сварки не допускается.

рабочей арматуры ванной сваркой

6 — стыковое соединение рабочей арматуры; 7 — сетки

3.76. Стыки железобетонных ригелей с колоннами рекомендуется выполнять замоноличенными со сваркой выпусков арматурных стержней ригелей с арматурными выпусками колонн (рис. 51 и 52). При стыковании рабочей арматуры ригелей пропуском стержней через трубки в колоннах следует обеспечить тщательное заполнение трубок цементным раствором и усилить арматурными сетками зоны бетона в местах примыкания ригелей к колоннам.

ригелей перекрытия со средней колонной

ригелей с колонной

7 — ось симметрии

Стыки, расположенные в уровне покрытия, могут выполняться с использованием стыковых стержней, привариваемых к стальным элементам оголовков колонн и к торцам выпусков рабочей арматуры из ригелей с последующим замоноличиванием (рис. 53).

ригелей покрытия со средней колонной

4 — бетон замоноличивания

При устройстве замоноличенных стыков ригелей с колоннами поперечные силы ригелей рекомендуется передавать через консоли (внешние или скрытые) колонн. При этом должна быть обеспечена передача усилий по верхним и нижним зонам ригелей на колонны (рис. 51 - 54).

продольных ригелей) при расчетной сейсмичности 7 баллов

7 — бетон замоноличивания; 8 — плита перекрытия

Сварные соединения встык выпусков арматурных стержней должны выполняться согласно положениям «Инструкции по сварке соединений арматуры и закладных деталей железобетонных конструкций» (СН 393-78) и приложения 5 СНиП II-21-75 «Бетонные и железобетонные конструкции».

Замоноличивание стыков ригелей с колоннами должно выполняться бетоном на мелком щебне или гравии с тщательным вибрированием.

3.77. Жесткие узлы железобетонных каркасов зданий должны быть усилены применением сварных сеток, спирали или замкнутых хомутов.

Участки ригелей и колонн, примыкающие к жестким узлам рам, на расстоянии, равном полуторной высоте их сечения, должны армироваться замкнутой поперечной арматурой (хомутами), устанавливаемой по расчету, но не более чем через 100 мм, а для рамных систем с несущими диафрагмами — не более чем через 200 мм (рис. 55).

колонн и ригелей, примыкающих к узлу

на короткие консоли колонны; 1 — колонна; 2 — ригель

3.78. Центральная зона жестких узлов поперечных и продольных рам каркаса должна рассчитываться на прочность от действия расчетных знакопеременных усилий в сечениях по границам центральной зоны узла (рис. 56). Величины расчетных усилий (M, Q и N) в рассматриваемом узле определяются по комбинации усилий при особом сочетании нагрузок, являющейся расчетной для сечения колонны над узлом и соответствующих усилий в остальных элементах, примыкающих к узлу.

учитываемыми при расчете центральной зоны

1 — центральная зона узла

На схемах узлов (рис. 56) показаны усилия, учитываемые при расчете центральной зоны узла. Поперечные и осевые силы в ригелях не учитываются. Изгибающие моменты M_{\text{к}} , поперечные Q_{\text{к}} и осевые силы N_{\text{к}} в колоннах принимаются равными:

M_{\text{к}} = \frac{M_{\text{к}}^{\text{в}} + M_{\text{к}}^{\text{н}}}{2} ; (49)

Q_{\text{к}} = \frac{Q_{\text{к}}^{\text{в}} + Q_{\text{к}}^{\text{н}}}{2} ; (50)

N_{\text{к}} = N_{\text{к}}^{\text{в}} , (51)

где M_{\text{к}}^{\text{в}} , Q_{\text{к}}^{\text{в}} и M_{\text{к}}^{\text{н}} , Q_{\text{к}}^{\text{н}} — расчетные значения изгибающих моментов и поперечных сил в колонне соответственно в верхнем и нижнем от узла сечениях;

N_{\text{к}}^{\text{в}} — расчетное значение осевой силы в колонне в верхнем сечении от узла.

При треугольной внешней консоли усилия в ригеле принимаются по грани колонны.

Прочность центральной зоны узла определяется расчетом на сжатие условной бетонной наклонной призмы (рис. 57) по формуле (при отсутствии косвенного армирования в виде сеток)

N_{\text{уз}} \leq 0,8R_{\text{пр}}\gamma_{\text{б}}bHm_{y\text{з}}m_{\text{кр}} , (52)

где N_{\text{уз}} — величина расчетного сжимающего усилия в наклонной призме, определяемая как проекция горизонтальных W_{\text{гор}} и вертикальных W_{\text{верт}} внутренних усилий на ось, соединяющую точки пересечения равнодействующих сжимающих напряжений в ригелях и колоннах (см. рис. 57):

N_{\text{уз}} = W_{\text{гор}}cos\alpha + W_{\text{верт}}sin\alpha . (53)

Здесь

W_{\text{гор}} = D_{\text{р}.\text{р}}^{\text{л}} + D_{\text{р}.\text{сж}}^{\text{п}} - Q_{\text{к}} ; (54)

W_{\text{верт}} = D_{\text{к}.\text{сж}} + D_{\text{к}.\text{р}} , (55)

R_{\text{пр}} — расчетная призменная прочность бетона;

b — ширина узла, принимаемая равной ширине колонны;

H — расчетная высота сечения сжатой наклонной призмы;

m_{y\text{з}} — коэффициент условий работы узла, принимаемый равным 0,8. Если к узлу рассчитываемой рамы примыкают с обеих сторон ригели рам второго направления с монолитным или замоноличенным сопряжением и при этом ими перекрывается не менее 50% площади узла, то m_{y\text{з}} может быть принят равным 1;

m_{\text{кр}} — коэффициент условий работы для железобетонных конструкций, принимаемый согласно табл. 8 (см. п. 2.16);

\alpha — угол в плоскости действия моментов между осью наклонной призмы сжатия и нормальной к оси колонны плоскостью

tg\alpha = \frac{2h_{p} - (x_{p}^{\text{л}} + x_{p}^{\text{п}})}{2(h_{\text{к}} - x_{\text{к}})} , (56)

где h_{p} — высота сечения ригеля;

x_{p}^{\text{л}} — высота сжатой зоны бетона в сечении по грани колонны левого ригеля от момента M_{p}^{\text{л}} . Если сжатая арматура по расчету не требуется, то определение высоты сжатой зоны бетона x_{p}^{\text{л}} можно выполнять без ее учета;

x_{p}^{\text{п}} — то же, в сечении правого ригеля от момента M_{p}^{\text{п}} ;

h_{\text{к}} — высота сечения колонны в верхнем от узла сечении;

x_{\text{к}} — высота сжатой зоны в сечениях колонны по нижней и верхней граням ригеля от моментов и нормальных сил, определенных по формулам (49) и (51).

Рис. 57. Расчетная схема центральной зоны узла

1 — расчетная призма

Величина x_{\text{к}} определяется с учетом сжатой арматуры.

Расчет сечения ригелей и колонн производится по главе СНиП II-21-75.

\gamma_{\text{б}} = \sqrt[3]{\frac{h_{\text{к}}}{H}} , (57)

но не более 2,5.

Расчетная высота сечения сжатой наклонной призмы определяется по формуле

H = (H_{1} + H_{2})/2 , (58)

где

H_{1} = sin(\alpha + \gamma_{\text{л}}) \sqrt{x_{p}^{\text{л}^{2}} + x_{\text{к}}^{2}} , (59)

H_{2} = sin(\alpha + \gamma_{\text{п}}) \sqrt{x_{p}^{\text{п}^{2}} + x_{\text{к}}^{2}} . (60)

Значения углов \gamma_{\text{л}} и \gamma_{\text{п}} определяются из следующих условий:

tg\gamma_{\text{л}} = \frac{x_{p}^{\text{л}}}{x_{\text{к}}} ; (61)

tg\gamma_{\text{п}} = \frac{x_{p}^{\text{п}}}{x_{\text{к}}} . (62)

Если условие (52) выполняется, то центральную зону узла рекомендуется конструктивно армировать хомутами из стержней диаметром не менее 8 мм, устанавливаемыми с шагом не более 100 мм. При несоблюдении условия (52) следует повысить прочность узла косвенным армированием центральной зоны (см. п. 3.79).

В необходимых случаях прочность узла может быть повышена путем увеличения марки бетона или размеров узла.

Величина h_{\text{к}} в формуле (57) определяется в узлах с опиранием ригелей на железобетонные консоли и при разных высотах сечения колонны в верхних и нижних сечениях от узла по формулам (63) и (64):

для крайних узлов

h_{\text{к}} = \frac{h_{\text{к}}^{\text{в}} + h_{\text{к}}^{\text{н}} + 0,5l_{\text{к}}}{2} ; (63)

для средних узлов

h_{\text{к}} = \frac{h_{\text{к}}^{\text{в}} + h_{\text{к}}^{\text{н}} + l_{\text{к}}}{2} , (64)

а в узлах с бесконсольным примыканием ригелей — по формуле (65)

h_{\text{к}} = \frac{h_{\text{к}}^{\text{в}} + h_{\text{к}}^{\text{н}}}{2} , (65)

где h_{\text{к}}^{\text{в}} и h_{\text{к}}^{\text{н}} — высоты сечения колонны выше и ниже узла;

l_{\text{к}} — вылет консоли от грани нижней колонны.

При расчете крайнего узла (см. рис. 56) принимается M_{\text{р}}^{\text{л}} = 0 и, соответственно, D_{\text{р}.\text{р}}^{\text{л}} = D_{\text{р}.\text{сж}}^{\text{л}} = 0 и x_{p}^{\text{л}} = 0 (см. рис. 57).

Для случая, когда M_{\text{р}}^{\text{л}} и M_{\text{р}}^{\text{пр}} одного знака, расчет среднего узла рекомендуется производить в предположении, что меньший (по абсолютной величине) момент равен 0 (например, M_{\text{р}}^{\text{п}} ), а момент, действующий на узел, принимается равным M_{\text{р}}^{\text{л}} — M_{\text{р}}^{\text{п}} .

3.79. Косвенное армирование центральной зоны узлов осуществляется постановкой горизонтальных сеток (рис. 58).

Рис. 58. Армирование центральной зоны узла сетками

1 — колонна; 2 — ригель; 3 — сетки

В этом случае

N_{\text{уз}} \leq 0,8Hb(R_{\text{пр}}\gamma_{\text{б}} + sin\alpha k\mu_{\text{к}}^{\text{с}}R_{\text{а}}^{\text{с}}\gamma_{\text{к}})m_{\text{уз}}m_{\text{кр}} , (66)

где H, b, R_{\text{пр}} , \gamma_{\text{б}} , m_{\text{уз}} и m_{\text{кр}} — обозначения те же, что и в п. 3.78;

k — коэффициент эффективности косвенного армирования;

\mu_{\text{к}}^{\text{с}} — коэффициент косвенного армирования.

Коэффициент k и \mu_{\text{к}}^{\text{с}} определяются по формулам (52) и (54) п. 3.22 главы СНиП II-21-75;

R_{\text{а}}^{\text{с}} — расчетное сопротивление растяжению стержней сеток или хомутов косвенного армирования;

\alpha — угол между осью сжатой наклонной призмы узла и плоскостью косвенного армирования, определяется по формуле (56);

коэффициент \gamma_{\text{к}} определяется по формуле (67)

\gamma_{\text{к}} = 4,5 - 3,5 \frac{Hb}{A_{\text{я}}} , (67)

где A_{\text{я}} — площадь бетона, заключенного внутри контура сеток, считая по их крайним стержням.

3.80. При сборно-монолитных продольных ригелях каркаса таврового сечения и в виде монолитной или сборной плиты (рис. 48 и 59), ширина которых более ширины колонны, не менее 50% требуемой расчетом количества арматуры в сечениях ригеля по граням узла рекомендуется соединять с колонной, а остальную часть арматуры пропускать в обхват колонны на участках шириной, как правило, не более ширины колонны с каждой ее стороны. Связь ригелей с колонной может быть выполнена путем:

пропуска части арматуры ригеля через колонну — при консольном и бесконсольном опирании поперечных ригелей на колонны (рис. 59, а);

заделки выпусков арматуры из поперечных ригелей в продольном ригеле — при консольном опирании поперечных ригелей на колонны (рис. 59, б);

приварки части арматуры к закладным изделиям, надлежащим образом заделанным в колонне.

поперечных ригелей

8 — консоль колонны; 9 — сетки

При расчете на прочность продольных сборно-монолитных ригелей таврового сечения и в виде монолитной плиты ширину сжатой зоны бетона в сечении по грани колонны следует принимать равной ширине колонны.

При проверке прочности нормальных сечений ригеля по граням узла при особом сочетании нагрузок рекомендуется учитывать продольную арматуру в сжатой зоне, соединенную с колонной.

Стальной каркас многоэтажного здания

3.81. Каркасы зданий рекомендуется проектировать по конструктивным схемам, указанным в п. 3.61; для протяженных в плане зданий предпочтение следует отдавать каркасам, решаемым по комбинированной схеме: в поперечном направлении рамная схема, в продольном — связевая с вертикальными стальными связями или железобетонными диафрагмами жесткости.

3.82. Перекрытия и покрытия по стальным несущим конструкциям следует проектировать в соответствии с пп. 3.65; 3.66; 3.68 и 3.74.

При этом в перекрытиях с опиранием плит на полки стальных ригелей в пределах их высоты пространство, образующееся между ригелями и торцами плит, должно быть также заполнено бетоном на высоту плит с предварительной укладкой вдоль ригелей сварных сеток, препятствующих выкалыванию бетона (рис. 60). Сетки изготовляются из холоднотянутой проволоки диаметром 3 мм с шагом продольных стержней 100 мм, поперечных 250 мм. При проектировании перекрытий данного типа необходимо предусмотреть зазоры между торцами плит и верхними поясами ригелей шириной не менее 50 мм и расположение верха плит выше верха ригелей не менее чем на 30 мм (рис. 61, а).

на полки стальных ригелей (а) и по верху ригелей (б)

4 — сварная сетка; 5 — полка ригеля

перекрытия на стальные ригели

3 — полка ригеля

3.83. При проектировании стальных каркасов в ригелях, диафрагмах, опорных траверсах колонн рекомендуется предусматривать определенные участки, а в стальных связях специальные конструктивные элементы, предназначенные для работы в условиях возможного развития значительных неупругих деформаций. Эти участки следует назначать в наиболее напряженных сечениях конструкций, и они должны быть достаточно удалены от элементов и сечений, подверженных хрупкому разрушению или потере устойчивости, и в них следует обеспечивать по возможности более протяженные и геометрически плавные формы. Принцип формообразования конструкций в местах, где планируется возникновение пластических шарниров, поясняется на примере соединения ригеля с колонной.

Опорные сечения ригелей рамных каркасов рекомендуется развивать до таких размеров, чтобы в момент возникновения пластических шарниров в месте перехода от основного сечения к развитому опорному сечению (сечении 1-1 рис. 62) напряжения в области сварных соединений не превышали расчетных сопротивлений. С появлением пластического шарнира рост усилий в опорной части ригеля прекращается и тем самым предохраняются сварные соединения ригеля со стойкой от хрупкого разрушения.

и эпюра напряжений в ригеле (б)

Развитие опорных сечений ригелей рекомендуется осуществлять за счет увеличения ширины полок (рис. 63).

Рис. 63. Узел жесткого сопряжения ригелей с колонной

Расчет рамных каркасов с учетом развития пластических деформаций в ригелях рекомендуется выполнять в соответствии с «Рекомендациями по расчету металлических рамных каркасов на сейсмические воздействия с учетом образования пластических шарниров» (М., Стройиздат, 1974), при этом должны соблюдаться требования пп. 5.18 - 5.21 главы СНиП II-23-81.

В стальных связях зданий с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов допускается предусматривать специальные конструктивные элементы, в которых могут при сейсмическом воздействии развиваться знакопеременные пластические деформации (кольцевой энергопоглотитель, трубчатый энергопоглотитель, балочный энергопоглотитель и др. или элементы с упругофрикционными болтовыми соединениями).

Проектирование каркасных зданий с развитием пластических шарниров в элементах, несущих значительную осевую нагрузку (в стойках каркасных зданий), из-за возможности потери устойчивости не допускается.

3.84. Стальные ригели каркасов рекомендуется выполнять из прокатных и сварных одностенчатых двутавров, в том числе бистальных, а также с гофрированной стенкой.

3.85. Стальные колонны для рамных каркасов рекомендуется проектировать замкнутого коробчатого сечения, равноустойчивого относительно главных осей, для рамно-связевых каркасов — двутаврового сечения.

Стыки колонн каркасов рекомендуется относить от узлов рам и устраивать в зоне действия наименьших изгибающих моментов.

В колоннах рамных каркасов (рис. 63) на уровнях поясов ригелей должны быть установлены диафрагмы, толщина которых назначается из условия

\delta_{\text{д}} = (1,0 \div 1,2)\delta_{\text{п}} , (68)

где \delta_{\text{п}} — толщина пояса ригеля.

3.86. В рамных стальных каркасах при расчете сварных узловых соединений двутавровых ригелей с колоннами замкнутого коробчатого сечения должны соблюдаться следующие требования:

а) пояса ригелей и сварные соединения ригелей с колоннами должны рассчитываться на усилие

N_{\text{п}} = \frac{M_{\text{р}}}{z} + \frac{N}{2} , (69)

где M_{\text{р}} — изгибающий момент в ригеле у грани колонны;

z — расстояние между центрами тяжести поясов ригеля;

N — нормальная сила в ригеле;

б) накладки, прикрепляющие стенку ригеля к колонне, и сварные швы крепления их к ригелю должны рассчитываться на поперечную силу Q и изгибающий момент M = Qc, где c — ширина накладки;

в) диафрагмы, устанавливаемые в колоннах коробчатого сечения, и их соединения должны рассчитываться на усилие

N_{\text{д}} = N_{\text{п}}k_{\text{д}} , (70)

где N_{\text{п}} — усилие в поясе ригеля, определяемое по формуле (69);

k_{\text{д}} — коэффициент, величина которого принимается равной 0,8 при ширине пояса ригеля (в месте примыкания к колонне), равной ширине колонны и равной единице, если ширина пояса ригеля меньше ширины колонны;

г) стенки колонн в пределах высоты ригеля должны проверяться расчетом на поперечную силу

Q_{c.\text{к}} = \frac{\text{М}_{\text{п}} + M_{\text{л}}}{z} - Q_{\text{к}} , (71)

где \text{М}_{\text{п}} , M_{\text{л}} — изгибающие моменты (с учетом их знаков) у граней колонны в примыкающих справа и слева ригелях рамы;

Q_{\text{к}} — поперечная сила в колонне;

z — см. описание в формуле (69).

4. ФУНДАМЕНТЫ

4.1. Глубина заложения фундаментов принимается, как правило, такой же, как и в несейсмических районах.

4.2. Фундаменты здания или его отсека в нескальных грунтах, как правило, должны закладываться на одном уровне.

Допускается заложение фундаментов смежных отсеков или соседних столбчатых фундаментов на разных уровнях при условии выполнения требований разд. 12 главы СНиП по проектированию оснований зданий и сооружений.

Столбчатые фундаменты под колонны, разделенные осадочным швом, должны располагаться на одном уровне.

4.3. Расчет фундаментов под сборные железобетонные колонны следует выполнять в соответствии с указаниями по расчету для несейсмических районов, при этом при расчете на раскалывание фундамента коэффициент m_{\text{ф}} рекомендуется принимать равным единице. При расчете стакана фундамента определение количества горизонтальной арматуры рекомендуется производить при значении коэффициента m_{\text{кр}} = 0,9 с учетом примеч. 1 к табл. 8.

4.4. Фундаменты колонны связевой панели помимо расчета на нормальные силы и моменты следует рассчитывать на сдвиг от действия расчетных горизонтальных нагрузок в продольном направлении здания, при этом учитываются силы трения фундаментов о грунт.

Отношение суммы проекций расчетных удерживающих и сдвигающих сил на плоскость скольжения должно быть не менее 1,3.

Фундаменты колонн связевой панели должны быть соединены между собой распоркой, рассчитываемой на действие горизонтальных сил и поперечной нагрузки, обусловленной осадкой фундаментов при действии постоянных и временных длительных нагрузок.

В случае если фундаменты колонн связевой панели каркасных зданий не могут воспринимать сдвигающие усилия от сейсмической нагрузки, их необходимо соединять с соседними фундаментами (рис. 64). При наличии фундаментных балок, несущих ограждающие конструкции, они могут быть использованы в качестве распорок. Под колонны вертикального связевого устоя многоэтажного здания рекомендуется предусматривать общий фундамент.

связевой панели на сдвиг

где f — коэффициент трения

4.5. Сопряжение сборных железобетонных колонн с фундаментами следует выполнять путем замоноличивания колонн в стаканах фундаментов (рис. 65).

сборной железобетонной колонны с фундаментом

4 — выравнивающий слой

Примеры решения узлов опирания на фундамент стальных колонн одноэтажных производственных зданий с раздельными базами приведены на рис. 66 и 67. Для передачи поперечных сил с колонн на фундаменты или продольных горизонтальных сил со связевых колонн на фундаменты (в местах крепления подкрановых связей) следует предусматривать приварку колонн или баз подкрановых ветвей колонны через соединительные элементы к специальным конструкциям, заделанным в фундаменты (рис. 66 и рис. 67, поз. 5). Размеры этих конструкций, соединительных элементов и сварных швов приварки их к колоннам устанавливаются расчетом на поперечную силу на уровне верха фундамента.

одноэтажного производственного здания

11 — поперечная координационная ось ряда колонн

связевой колонны одноэтажного производственного здания

ось колонн (решетка колонны условно не показана)

4.6. Над стыками фундаментных балок с фундаментом следует укладывать симметрично относительно координационной оси здания сетку длиной 2 м из арматуры диаметром 8 мм при расчетной сейсмичности 7 баллов и 10 мм при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов с шагом продольных стержней 100 мм, поперечных 200 мм.

4.7. Если разгружающая сила в колонне связевой панели от действия расчетных горизонтальных нагрузок превышает продольную сжимающую силу, то грани колонн, а также стенки стаканов фундаментов должны иметь шпонки, рассчитываемые на срез от растягивающих усилий, или может быть предусмотрено дополнительное крепление связевой колонны к фундаменту при помощи анкерных болтов и соединительных элементов, привариваемых к закладным изделиям колонн (рис. 68).

Рис. 68. Стык железобетонной колонны с фундаментом

4 — соединительный элемент; 5 — заделка бетоном

4.8. Под стены лестничных клеток, решенных в виде самостоятельных конструкций в пределах плана здания, и колонны ячейки каркаса, в которой расположена лестница, рекомендуется делать общий фундамент.

4.9. По верху сборных ленточных фундаментов следует укладывать слой раствора марки 100 толщиной не менее 40 мм и продольную арматуру диаметром 10 мм в количестве три, четыре и шесть стержней при сейсмичности площадки 7, 8 и 9 баллов соответственно.

Через каждые 300 — 400 мм продольные стержни должны быть соединены с поперечными стержнями диаметром 6 мм.

4.10. В фундаментах из крупных блоков должна быть обеспечена перевязка кладки в каждом ряду, а также во всех углах и пересечениях на глубину не менее 1/3 высоты блока; фундаментные блоки следует укладывать в виде непрерывной ленты.

Для заполнения швов между блоками следует применять раствор марки не ниже 25.

5. СТЕНЫ. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

5.1. В качестве ограждающих стеновых конструкций каркасных зданий следует, как правило, применять легкие панели. Допускается при соответствующем технико-экономическом обосновании устройство стен из кирпичной или каменной кладки с использованием конструкций и материалов, указанных в п. 5.19. Однако применение стен из кирпича, бетонных блоков и других штучных материалов в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов должно быть максимально ограничено.

5.2. Применение самонесущих стен из кирпичной или каменной кладки допускается: при шаге пристенных колонн каркаса не более 6 м; при высоте стен зданий с расчетной сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов соответственно не более 18, 16 и 9 м.

5.3 Для наружных стен отапливаемых производственных зданий рекомендуется применять:

при железобетонных колоннах рам каркаса крупные панели однослойные из поризованного и ячеистого бетонов, однослойные из легкого бетона на пористых заполнителях средней плотностью (до 1200 кг/м3) и трехслойные железобетонные с эффективным утеплителем;

при стальных колоннах рам каркаса легкие панели в виде трехслойных типа «сэндвич» со стальными профилированными, асбестоцементными листами и эффективным утеплителем или из стальных листов с эффективным утеплителем с полистовой сборкой.

Примечание. Стеновые панели с асбестоцементными листами рекомендуется применять в зданиях с расчетной сейсмичностью до 8 баллов.

5.4. Наружные стены неотапливаемых производственных зданий должны выполняться, как правило, из асбестоцементных волнистых листов; при соответствующем технико-экономическом обосновании могут использоваться железобетонные неутепленные панели.

5.5 В зависимости от способа опирания стены могут быть:

а) навесными с опиранием их на каркас здания;

б) самонесущими с опиранием их на фундаментные балки или ленточные фундаменты.

Навесные и самонесущие стены должны выполняться с соблюдением требований п. 3.2.

Примечание. Участки самонесущих стен в зоне габаритов несущих конструкций покрытия (ферм, балок) рекомендуется выполнять навесными с устройством горизонтальных антисейсмических швов в местах опирания конструкций стен на консоли по всему периметру здания.

5.6. Ширина вертикального антисейсмического шва в навесных панельных стенах определяется расчетом по формуле (15) и принимается не менее указанной в п. 3.5; в самонесущих стенах ширина шва принимается по п. 3.5.

Ширина вертикального антисейсмического шва (мм) в местах пересечений продольных стен с поперечными определяется по формуле

a = \Delta + 20 мм, (72)

где \Delta — принимается равным для зданий:

с навесными стенами — максимальной из величин относительных перемещений каркаса в пределах высот навесных участков стены (рис. 69, а, б);

с самонесущими стенами — максимальному перемещению каркаса (рис. 69, в, г).

при сейсмическом воздействии

4 — оси колонн каркаса; 5 — самонесущие стены

Перемещения каркаса здания (отсека) от действия расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок вычисляются для одноэтажных зданий по формуле (25), для многоэтажных зданий по формулам (47) и (48).

Высота горизонтального шва в стенах принимается равной 20 мм.

5.7. Горизонтальные антисейсмические швы в стенах должны заполняться упругими прокладками, не препятствующими взаимному сдвигу участков стены, и заделываться герметизирующими мастиками. В качестве прокладок могут применяться ленты из пороизола, гернита, эластичного пенополиуретана и других упругих материалов.

Вертикальные антисейсмические швы в стенах должны закрываться компенсаторами или нащельниками из оцинкованной стали, не препятствующими перемещению стены (или отдельных ее участков). Допускается устройство оштукатуренных швов по сетке. В зависимости от климатических условий и температурно-влажностного режима помещений вертикальные антисейсмические швы в стенах заполняются утеплителем из минеральной ваты, эластичного пенополиуретана и других аналогичных материалов (рис. 70).

и неотапливаемых (б) производственных зданий

8 — болты; 9 — стальная планка

5.8. Опорные консоли при навесных стенах и сварные швы их крепления к колоннам, а также закладные изделия и их заделка в железобетонных колоннах должны быть рассчитаны на одновременное действие нагрузки от собственного веса панельной стены и вертикальных сейсмических нагрузок, вычисленных по формулам (1) и (2), где величина Q_{k} принимается равной нагрузке от собственного веса навесной стены в месте опирания на опорную консоль, а значение произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} равно 5 (см. п. 2.13). При определении величин нагрузок должны учитываться указания п. 2.2.

5.9. Стены и их крепления к каркасу должны быть проверены расчетом на местную сейсмическую нагрузку от собственного веса стены в направлении, перпендикулярном их плоскости.

Величина местной сейсмической нагрузки от собственного веса стены определяется по формулам (1) и (2); при этом значение произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается как для соответствующих уровней каркаса, но не менее 2 (см. п. 2.15).

При расчете парапетов в направлении, перпендикулярном плоскости стены, значение произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается равным 5 (см. п. 2.14).

5.10. Гидроизоляционные слои в зданиях следует выполнять из цементного раствора.

Стены из бетонных панелей

5.11. Панельные (навесные и самонесущие) стены из легкого бетона на пористых заполнителях, поризованного или ячеистого бетона, а также из железобетонных неутепленных панелей должны крепиться к каркасу в соответствии с п. 3.2, г (рис. 71).

антисейсмического шва (б)

11 — горизонтальный шов (см. рис. 70)

5.12. По высоте навесные стены из бетонных панелей разбиваются на ярусы, между которыми устраиваются горизонтальные антисейсмические швы.

Первый ярус панелей опирается, как правило, на фундаментные балки, последующие — на стальные опорные консоли (столики), привариваемые к колоннам.

Опорные консоли для опирания навесных стен, привариваемые к колоннам, должны размещаться в уровне горизонтальных антисейсмических швов таким образом, чтобы они не препятствовали взаимным горизонтальным перемещениям смежных по высоте участков стен и колонн при деформации каркаса в момент сейсмического воздействия (рис. 72).

деформация в момент сейсмического воздействия

3 — антисейсмические швы; 4 — верх колонн

Высоты ярусов определяются условиями прочности панелей и опорных консолей и не должны быть более величины h, определяемой по формуле

h = \delta H_{\text{к}}/\Delta , (73)

где \delta — максимальное смещение стеновой панели, допускаемое конструкцией крепления, мм (см. рис. 71);

H_{\text{к}} — высота колонны от нулевой отметки до низа стропильных конструкций, м;

\Delta — максимальное перемещение верха колонны от сейсмического воздействия, мм.

5.13. В навесных стенах каждая крупноразмерная панель длиной, равной шагу пристенных колонн, должна крепиться к каркасу в четырех углах (рис. 71), за исключением панелей глухих участков стен отапливаемых зданий. Эти панели могут устанавливаться на слой цементного раствора, а низ их допускается не крепить к каркасу.

Заполнение всех швов между панелями, за исключением вертикальных и горизонтальных антисейсмических швов (см. п. 5.7), может приниматься как для несейсмических районов.

5.14. Для заполнения оконных проемов следует применять оконные панели (панельные переплеты), которые крепятся к каркасу аналогично стеновым панелям. Оконное заполнение может выполняться и из отдельных переплетов при условии обеспечения свободного сдвига переплетов по отношению к колонне и перекрывающей их панели.

5.15. Панели самонесущих стен длиной, равной шагу пристенных колонн, следует крепить к каркасу в четырех углах (по рис. 71, б, сечение 3-3), а панели простенков — в месте примыкания к колоннам в двух верхних и нижних точках.

Для восприятия усилий, возникающих в самонесущих стенах от действия сейсмической нагрузки в их плоскости, панели простенков по граням, обращенным к проемам, следует соединять между собой по высоте и с примыкающими к ним панелями (длиной, равной шагу пристенных колонн) при помощи сварки закладных изделий, заложенных по углам панелей. Панели длиной, равной шагу пристенных колонн, должны соединяться между собой по длине стены стальными накладками, привариваемыми к верхним закладным элементам панелей.

Величина сейсмической нагрузки, действующей в самонесущей стене, а также величины расчетных усилий в элементах стены (простенках, горизонтальных поясах между проемами) могут быть определены по аналогии с расчетом каменных стен, изложенным в пп. 5.33 - 5.36.

Заполнение всех швов между панелями в отапливаемых зданиях, за исключением вертикальных антисейсмических швов, должно производиться цементным раствором.

Металлические стены

5.16. Легкие навесные стены из металлических профилированных листов в сочетании с эффективными теплоизоляционными материалами (стены из трехслойных панелей, полистовые с укрупнительной сборкой и др.) должны крепиться к каркасу здания в соответствии с п. 3.2.

Крепления оконных переплетов к стальному каркасу стен не должны препятствовать горизонтальным смещениям окон при взаимном сдвиге навесных участков стен в момент сейсмического воздействия (рис. 73).

труб к цокольной панели и ригелям стен

3 — цокольная панель; 4 — ось стойки рамы окна

5.17. При проектировании стен из вертикально расположенных трехслойных панелей, изготавливаемых на механизированных линиях непрерывным способом, должны соблюдаться следующие требования:

а) горизонтальные антисейсмические швы в стенах должны устраиваться на уровнях расположения опорных (под оконными проемами) и стыковых (в горизонтальных швах между панелями) ригелей каркаса стен и верха цокольной части стен (рис. 74);

из трехслойных панелей

3 — антисейсмические швы

б) панели верхним концом должны подвешиваться к опорным (или стыковым) ригелям с помощью стальных элементов и крепиться к рядовым (промежуточным) ригелям стальными болтами. Крепления низа панелей к стыковым ригелям (рис. 75) или верху цокольной части стен, а также крепления всех рядовых ригелей каркаса стен к опорным консолям каркаса здания (рис. 76) должны проектироваться таким образом, чтобы они не препятствовали горизонтальным смещениям каркаса здания вдоль стен в пределах высот их навесных участков.

к опорным ригелям в уровне антисейсмического шва

4 — стеновая панель; 5 — антисейсмический шов

рядовых ригелей стены

4 — стеновая панель; 5 — овальные отверстия

Вертикальные антисейсмические швы в местах пересечений стен рекомендуется осуществлять путем изготовления специальных Г- или Т-образных трехслойных панелей, в которых в месте антисейсмического шва из металлических облицовочных листов выполняется компенсатор, а жесткий утеплитель заменяется на эластичный (рис. 77).

шва в углу стены из трехслойных панелей

1 — угловая панель; 2 — антисейсмический шов

5.18. При проектировании стен из укрупненных монтажных панелей, собираемых непосредственно на строительстве (стены полистовые с укрупнительной сборкой), должны соблюдаться следующие требования:

а) горизонтальные антисейсмические швы в стенах должны устраиваться на уровне низа каждого навесного участка и верха цокольной части стен (рис. 78);

б) стальные рамы укрупненных монтажных панелей шириной, равной шагу пристенных колонн, должны крепиться к каркасу деталями, не препятствующими горизонтальным смещениям каркаса вдоль стен в пределах высот навесных панелей (рис. 79).

из укрупненных монтажных панелей

4 — антисейсмические швы

из укрупненных монтажных панелей к колонне

4 — профилированные листы; 5 — утеплитель

Стены из кирпича или каменной кладки

5.19. Кирпичные и каменные стены рекомендуется возводить, как правило, из кирпичных или каменных панелей или блоков, изготавливаемых в заводских условиях с применением вибрации, или из кирпичной или каменной кладки на растворах со специальными добавками, повышающими прочность сцепления раствора с кирпичом или камнем.

При расчетной сейсмичности 7 баллов допускается возведение стен зданий из кладки на растворах с пластификаторами без применения специальных добавок, повышающих прочность сцепления раствора с кирпичом или камнем.

В проекте следует указывать состав и дозировку специальных добавок, а также технологию производства работ.

5.20. Выполнение кирпичной и каменной кладки вручную при отрицательной температуре для самонесущих стен (в том числе усиленных армированием или железобетонными включениями) при сейсмичности 9 и более баллов запрещается.

При расчетной сейсмичности 8 и менее баллов допускается выполнение зимней кладки вручную с обязательным включением в раствор добавок, обеспечивающих твердение раствора при отрицательных температурах.

5.21 Для кладки самонесущих стен следует применять следующие изделия и материалы:

а) кирпич полнотелый или пустотелый с отверстиями размером до 14 мм марки не ниже 75; при расчетной сейсмичности 7 баллов допускается применение керамических камней марки не ниже 75;

б) бетонные камни, сплошные и пустотелые блоки (в том числе из легкого бетона плотностью не менее 1200 кг/м3) марки 50 и выше;

в) камни или блоки из ракушечников, известняков марки не менее 35 или туфов (кроме фельзитового) марки 50 и выше.

Штучная кладка стен должна выполняться на смешанных цементных растворах марки не ниже 25 в летних условиях и не ниже 50 — в зимних. Для кладки блоков и панелей следует применять раствор марки не ниже 50.

5.22. Каменные стены должны проектироваться выносными (самонесущими), примыкающими к наружным граням колонн в соответствии с указаниями пп. 3.2 и 5.23.

5.23. Кладка самонесущих стен в каркасных зданиях должна быть I или II категории (согласно п. 5.24) и иметь гибкие связи с каркасом, не препятствующие горизонтальным смещениям каркаса вдоль стен.

5.24. Кладки в зависимости от их сопротивляемости сейсмическим воздействиям подразделяются на категории.

Категория кирпичной или каменной кладки, выполненной из материалов, предусмотренных в п. 5.21, определяется временным сопротивлением осевому растяжению по неперевязанным швам (нормальное сцепление), значение которого должно быть в пределах для кладки:

I категории — R_{\text{р}}^{\text{в}} \geq 180 кПа (1,8 кгс/см2);

II « — 180 кПа > R_{\text{р}}^{\text{в}} \geq 120 кПа (1,2 кгс/см2).»

Для повышения нормального сцепления R_{\text{р}}^{\text{в}} следует применять растворы со специальными добавками.

Требуемое значение R_{\text{р}}^{\text{в}} необходимо указывать в проекте. При проектировании значение R_{\text{р}}^{\text{в}} следует назначить в зависимости от результатов испытаний, проводимых в районе строительства.

При невозможности получения на площадке строительства (в том числе на растворах с добавками, повышающими прочность их сцепления с кирпичом или камнем) значения R_{\text{р}}^{\text{в}} , равного или превышающего 120 кПа (1,2 кгс/см2), применение кирпичной и каменной кладки не допускается.

Примечание. При расчетной сейсмичности 7 баллов по согласованию с госстроями союзных республик допускается применение кладки из естественного камня при R_{\text{р}}^{\text{в}} менее 120 кПа (1,2 кгс/см2), но не менее 60 кПа (0,6 кгс/см2).

Проектом производства каменных работ должны предусматриваться специальные мероприятия по уходу за твердеющей кладкой, учитывающие климатические особенности района строительства. Эти мероприятия должны обеспечивать получение необходимых прочностных показателей кладки.

5.25. Независимо от результата расчета в стенах высотой более 12 м при расчетной сейсмичности 7 баллов; 9 м — 8 баллов; 6 м — 9 баллов должно быть предусмотрено конструктивное вертикальное продольное армирование, при этом площадь всей продольной арматуры должна составлять не менее 0,1% площади сечения кладки. Вертикальная арматура должна быть заанкерена в железобетонных антисейсмических поясах.

5.26. Размеры элементов кирпичных и каменных стен следует определять по расчету. Они должны удовлетворять требованиям табл. 10 главы СНиП II-7-81.

5.27. По всей длине стены между вертикальными антисейсмическими швами в уровне плит покрытия и верха оконных проемов должны устраиваться антисейсмические пояса, соединенные с каркасом здания. Их следует выполнять из монолитного железобетона или сборными, замоноличенными с непрерывным армированием. Антисейсмические пояса должны быть связаны с кладкой вертикальными выпусками арматуры.

Сборные железобетонные перемычки (или обвязочные балки), соединенные между собой и со всеми колоннами каркаса в соответствии с п. 5.29, являются антисейсмическими поясами.

5.28. Антисейсмический пояс должен устраиваться, как правило, на всю ширину стены; в наружных стенах толщиной 500 мм и более ширина пояса может быть меньше на 100 — 150 мм. Высота пояса должна быть не менее 150 мм, марка бетона — не ниже М150.

Антисейсмические пояса должны иметь продольную арматуру не менее 4d10 при расчетной сейсмичности 7 — 8 баллов и не менее 4d12 — при 9 баллах.

Продольная арматура железобетонных поясов должна быть определена по расчету в соответствии с п. 5.41. Арматуру следует укладывать у боковых граней и связывать хомутами из арматуры гладкой диаметром 4 — 6 мм, устанавливаемыми через 250 — 400 мм.

5.29. Сборные железобетонные перемычки (или обвязочные балки) длиной 6 м в уровне их верха необходимо соединять между собой стальными накладками, привариваемыми к закладным изделиям, и крепить к колоннам каркаса в двух плоскостях на уровне верха и низа перемычек (или обвязочных балок).

В случае когда в простенках предусматривается вертикальное продольное армирование, перемычки выполняются монолитными или сборно-монолитными.

Для единичных проемов шириной до 2 м допускается проектировать перемычки, не соединенные с каркасом.

5.30. Перемычки должны устраиваться, как правило, на всю толщину стены и заделываться в кладку на глубине не менее 350 мм. При ширине проема до 1,5 м заделка перемычек допускается на 250 мм.

5.31. Расстановку креплений стены к каркасу здания по высоте следует выполнять не более чем через 1,2 м.

В горизонтальном шве кладки, расположенном выше креплений стен к каркасу, следует укладывать сварные сетки из холоднотянутой проволоки диаметром 3 — 5 мм с общей площадью сечения продольной арматуры не менее 1 см2.

Сетки пропускаются не менее чем на 500 мм в каждую сторону от креплений. При расчетной сейсмичности 9 баллов сетки рекомендуется укладывать по всей длине швов (рис. 80).

здания 9 баллов

\Delta_{\text{макс}} — максимальное перемещение каркаса вдоль стены

5.32. Кладка парапетов должна выполняться из кирпича или камней правильной формы марки не ниже 75 на растворе марки не ниже 50. При высоте (над плитами покрытия) более 400 мм парапеты должны быть армированы вертикальной продольной арматурой, заанкеренной в антисейсмическом поясе, а в горизонтальные швы не более чем через 500 мм по высоте кладки должны быть уложены два стержня из проволоки диаметром 3 мм.

5.33. Расчет каменных конструкций должен производиться на одновременное действие горизонтально и вертикально направленных сейсмических сил.

Значение вертикальной сейсмической нагрузки при расчетной сейсмичности 7 — 8 баллов следует принимать равным 15%, а при сейсмичности 9 баллов — 30% соответствующей вертикальной статической нагрузки.

Направление действия вертикальной сейсмической нагрузки (вверх или вниз) следует принимать более невыгодным для напряженного состояния рассматриваемого элемента.

5.34. Стены с оконными проемами при определении сейсмических нагрузок, действующих в плоскости стены, разбиваются по высоте на ярусы с границами на уровне горизонтальных осей проемов (рис. 81).

Рис. 81. Схема фасада самонесущей стены

3 — простенки; 4 — глухой участок

Горизонтальные сейсмические нагрузки, действующие в пределах каждого яруса стены, определяются по формулам (1) и (2), при этом нагрузка Q_{k} принимается равной собственному весу стены k-го яруса, а величина произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} принимается по табл. 12.

Таблица 12

Горизонтальные сейсмические нагрузки S_{k} , действующие в пределах каждого яруса стены, распределяются между отдельными простенками и глухими участками (без проемов) пропорционально их жесткостям. При этом не учитываются гибкие простенки, удовлетворяющие условию

h/b \geq 3,5, (74)

где h — высота простенка, принимаемая равной высоте проемов;

b — ширина простенка.

Жесткость каждого учитываемого простенка (или глухого участка), исходя из деформаций изгиба и сдвига, может быть определена по формуле

C = E_{0}d\mu , (75)

где E_{0} — модуль упругости кладки;

d — толщина простенка;

\mu — коэффициент, учитывающий деформации сдвига и изгиба в простенке и определяемый по графику на рис. 82 в зависимости от отношения высоты простенка (h) к его ширине (b).

Рис. 82. График коэффициента \mu

При h/b \leq 1,5 жесткость простенка (или глухого участка) допускается определять с учетом только деформаций сдвига. В этом случае сейсмическая нагрузка между отдельными простенками и глухими участками стены распределяется по формуле

S_{kn} = \frac{S_{k}A_{n}}{\sum A_{n}} , (76)

где S_{kn} — часть горизонтальной сейсмической нагрузки на уровне k-го яруса стены, приходящаяся на n-й простенок (глухой участок);

S_{k} — горизонтальная сейсмическая нагрузка на уровне k-го яруса стены;

A_{n} — площадь горизонтального сечения n-го простенка (глухого участка) на уровне k-го яруса (за вычетом площади отверстий, каналов и т.д.);

\sum A_{n} — суммарная площадь горизонтального сечения всех простенков и глухих участков рассматриваемой стены.

В случае если стена состоит из всех гибких простенков, то в ней должны предусматриваться глухие участки, которые, как правило, должны располагаться у вертикальных антисейсмических швов. Тогда сейсмическая нагрузка от собственного веса всей стены должна полностью восприниматься глухими участками и распределяться между ними пропорционально их жесткости.

5.35. При расчете стен без оконных проемов на действующие в их плоскости сейсмические силы величина произведения коэффициентов \beta\eta K_{\psi} при определении горизонтальной сейсмической нагрузки принимается равной 3; 2,7 и 2 соответственно для грунтов I, II и III категории.

5.36. Расчетные усилия в простенках и горизонтальных поясах между проемами от горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих в плоскости стены, допускается определять исходя из того, что нулевые точки в эпюре моментов располагаются по вертикали в середине расстояния между осями горизонтальных поясов, а по горизонтали — симметрично относительно вертикальных осей простенков (рис. 83).

на действие сейсмических сил в ее плоскости

3 — оси горизонтальных поясов

В случае если прочность горизонтальных поясов окажется недостаточной для восприятия усилий, возникающих от действия сейсмических сил и собственного веса, то простенки следует рассчитывать как консоли с учетом разгружающего действия моментов M_{1} , M_{2} , \text{М}_{n} (рис. 84), определяемых несущей способностью горизонтальных поясов кладки.

на действие сейсмических сил в ее плоскости

3 — простенки

Расчетные усилия в глухих участках от горизонтальных сейсмических нагрузок, действующих в плоскости стены, могут определяться как в консоли, загруженной сосредоточенными горизонтальными сейсмическими силами на уровнях осей междуоконных горизонтальных поясов кладки (рис. 85).

на действие сейсмических сил в ее плоскости

2 — оси горизонтальных поясов; 3 — оси проемов

5.37 Прочность стен в направлении, перпендикулярном их плоскости, проверяется на совместное действие:

а) местной сейсмической нагрузки от собственного веса стен на участках между антисейсмическими поясами и стойками каркаса, являющимися опорами стен;

б) усилий (моментов) в стене, возникающих от перемещения стены вместе с каркасом.

В одноэтажных зданиях перемещение стены на уровне верха колонн принимается равным перемещению каркаса в том же уровне.

В многоэтажных зданиях простенки могут быть рассчитаны как неразрезная балка на смещаемых опорах, которыми служат антисейсмические пояса. Перемещения опор стены принимаются равными перемещениям ярусов рам при всех учитываемых в расчете формах колебания каркаса. Прочность стены проверяется по наибольшему моменту в данном сечении при рассматриваемых формах колебаний каркаса.

5.38. Сечения стен должны проверяться на внецентренное сжатие, срез, изгиб и главные растягивающие напряжения в соответствии с указаниями главы СНиП и Руководства по проектированию каменных и армокаменных конструкций.

5.39. Значение расчетных сопротивлений кладки R_{p} , R_{cp} и R_{\text{гл}} по перевязанным швам следует принимать по СНиП по проектированию каменных и армокаменных конструкций, а по неперевязанным швам определять по формулам (77) — (79) в зависимости от величины R_{\text{р}}^{\text{в}} , полученной в результате испытаний, проводимых в районе строительства:

R_{\text{р}} = 0,45R_{\text{р}}^{\text{в}} ; (77)

R_{\text{ср}} = 0,7R_{\text{р}}^{\text{в}} ; (78)

R_{\text{гл}} = 0,8R_{\text{р}}^{\text{в}} . (79)

Значения R_{p} , R_{cp} и R_{\text{гл}} не должны превышать соответствующих значений при разрушении кладки по кирпичу или камню.

5.40. Жесткость сечения самонесущей стены (или ее элемента) определяется без учета трещин и принимается равной EI_{c} = 0,8E_{0}I_{c} , где E_{0} — модуль упругости (начальный модуль деформаций) кладки, принимаемый в соответствии с главой СНиП по проектированию каменных и армокаменных конструкций;

I_{c} — момент инерции полного сечения стены (или ее элемента).

При расчете каркаса здания (отсека) с самонесущими стенами в направлении, перпендикулярном плоскости стен, пристенный элемент каркаса рассматривается как составное сечение с жесткостью, равной сумме жесткостей пристенных колонн каркаса E_{\text{б}}I_{\text{к}} и стены EI_{\text{с}} .

При опирании самонесущей стены на фундамент (жесткое опирание) суммарная жесткость ( E_{\text{б}}I_{\text{к}} + EI_{\text{с}} ) принимается постоянной по всей высоте пристенного элемента каркаса. При этом в продольно армированной кладке должно быть обеспечено заанкеривание вертикальной продольной арматуры кладки в фундамент в соответствии с требованиями главы СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций.

При опирании самонесущей стены на фундаментные балки (шарнирное опирание) суммарная жесткость принимается постоянной от анкера крепления стены к каркасу, расположенного на расстоянии 1,2 м от низа кладки, до верхнего конца пристенного элемента каркаса. На участке между верхом фундаментных балок и указанным анкером жесткость стены принимается изменяющейся по линейному закону от нуля на уровне шарнира до EI_{\text{с}} на уровне анкера. Допускается принимать на этом участке суммарную жесткость постоянной и равной E_{\text{б}}I_{\text{к}} + 0,4 EI_{\text{с}} (рис. 86).

с учетом жесткости самонесущих стен

3 — анкеры крепления стен; 4 — колонна

В месте опирания стены на фундаментную балку прочность кладки должна быть проверена из условия, что площадь сжатой части сечения не должна превышать 1/6 площади всего сечения кладки. В случае если прочность сжатой части сечения окажется недостаточной, кладку следует усилить сетчатым армированием.

5.41. Железобетонные антисейсмические пояса, расположенные в пределах глухих участков стены, должны рассчитываться на изгиб из плоскости стены от горизонтальной нагрузки, полученной из расчета стены в соответствии с п. 5.37, а.

6. ПЕРЕГОРОДКИ

6.1. Перегородки следует выполнять легкими, как правило, крупнопанельной или каркасной конструкции и крепить к стенам, колоннам (стойкам), а при необходимости, подтвержденной расчетом, и к перекрытиям или покрытиям. Перегородки могут выполняться подвесными с ограничителями перемещений из плоскости панелей.

Допускается при соответствующем обосновании перегородки выполнять с применением кирпича, камней или других мелкоштучных материалов с учетом п. 6.4. Перегородки и их крепления должны быть рассчитаны на действие сейсмических нагрузок из плоскости перегородки в соответствии с п. 2.15.

6.2. Перегородки панельные следует выполнять из бетонов на пористых заполнителях, ячеистых бетонов, гипсобетона, каркасно-обшивные с обшивкой из гипсокартонных и асбестоцементных плоских листов. При соответствующем обосновании допускается применять панели из тяжелого бетона.

Перегородки каркасные выполняют из деревянного или стального каркаса, обшитого листовым материалом (гипсокартонные листы, гипсоволокнистые плиты и др.).

6.3. Перегородки с панелями из бетонов на пористых заполнителях, ячеистых бетонов и каркасные с обшивкой из гипсокартонных листов, гипсоволокнистых плит и др. рекомендуется применять в зданиях с расчетной сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов, а перегородки с панелями из тяжелого бетона, гипсобетона и каркасные с обшивкой из плоских асбестоцементных листов — в зданиях с расчетной сейсмичностью 7 и 8 баллов.

6.4. Применение перегородок из кирпичной или каменной кладки в каркасных зданиях не рекомендуется, а для зданий выше пяти этажей выполнение этих перегородок не допускается. В случае выполнения перегородок из мелкоштучных материалов (кирпича, камня, блоков и др.) в горизонтальные швы на всю длину перегородки не реже чем через 700 мм по высоте следует укладывать арматуру общим сечением в шве не менее 0,2 см2. Крепление этих перегородок следует выполнять к колоннам (стойкам), стенам, а при длине более 3 м — и к перекрытиям или покрытиям.

6.5. Необходимо предусматривать специальные мероприятия, обеспечивающие раздельную работу перегородок и несущих конструкций каркаса здания при действии расчетных сейсмических нагрузок.

Для этого следует:

устроить в перегородках, расположенных между колоннами или стенами здания, вертикальные антисейсмические швы, ширина которых a определяется расчетом и принимается по максимальной величине перекосов этажей здания при действии расчетных горизонтальных сейсмических нагрузок, но не менее 30 мм (рис. 87);

к железобетонным несущим конструкциям каркаса

6 — дюбеля (анкерные болты); 7 — ригель

предусмотреть между поверхностями колонн и перегородок, установленных прислонно к колоннам здания, зазоры не менее 20 мм (рис. 88);

к железобетонной колонне

7 — дюбеля (анкерные болты)

устроить горизонтальные антисейсмические швы шириной не менее 20 мм между верхом перегородки и нижними поверхностями элементов перекрытий или покрытий с учетом их положения при расчетном прогибе под нагрузкой (рис. 87, 89);

Рис. 89. Узел крепления перегородки к плите перекрытия

7 — дюбеля (анкерные болты); 8 — ткань по всей длине шва

выполнять крепления перегородок к конструкциям здания таким образом, чтобы они не препятствовали деформациям каркаса (рис. 87 - 89);

заполнять вертикальные и горизонтальные антисейсмические швы и зазоры между поверхностями перегородок и конструкциями здания эластичными профилированными прокладками из пороизола, гернита, пенополиуретана и др. (рис. 87 - 89).

6.6. Каждая панель перегородки должна крепиться не менее чем в четырех углах (рис. 87 - 90).

Рис. 90. Узел опирания панели перегородки на перекрытие

5 — дюбеля (анкерные болты)

Крепление перегородок, установленных прислонно к колоннам, следует выполнять соединительными элементами, привариваемыми к закладным изделиям колонн или к накладным элементам, закрепляемым на железобетонных колоннах дюбелями или анкерными болтами (рис. 88). Крепление перегородок к железобетонным конструкциям перекрытий или покрытий, а также к железобетонным колоннам при расположении перегородок между ними следует выполнять соединительными элементами, пристреливаемыми к несущим конструкциям дюбелями, закрепляемыми анкерными болтами или привариваемыми к закладным изделиям в железобетонных конструкциях (рис. 87, 89 и 90). Перегородки к стальным конструкциям крепятся, как правило, приваркой соединительных элементов. Закрепление стальных элементов к железобетонным конструкциям пристрелкой дюбелями рекомендуется в зданиях с расчетной сейсмичностью 7 баллов.

6.7. Заполнение швов между панелями перегородок, установка их на конструкции перекрытия или фундаментные балки, крепление фахверковых колонн или стоек перегородок к несущим конструкциям здания может приниматься как для несейсмических районов.

7. ЛЕСТНИЦЫ, ЛИФТЫ

7.1. Лестничные клетки следует предусматривать закрытыми, имеющими в наружных стенах оконные проемы. Расположение и количество лестничных клеток следует определять по результатам расчета, выполняемого в соответствии с главой СНиП по противопожарным нормам проектирования зданий и сооружений, но принимать не менее одной между антисейсмическими швами.

7.2. Лестничные клетки и лифтовые шахты каркасных зданий следует устраивать как встроенные конструкции с поэтажной разрезкой, не влияющие на жесткость каркаса.

Для каркасных зданий высотой до 5 этажей при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов допускается устраивать лестничные клетки и лифтовые шахты в пределах плана здания в виде конструкций, отделенных от каркаса здания.

Устройство лестничных клеток в виде отдельно стоящих сооружений не допускается.

7.3. Конструкции ограждений встроенных лестничных клеток или лифтовых шахт должны иметь поэтажную разрезку с установкой их на элементы перекрытия зданий и отделяться от вышерасположенных элементов перекрытий горизонтальными антисейсмическими швами (рис. 91 и 92). В лестничных клетках и лифтовых шахтах, решаемых в виде отделенных от каркаса конструкций, следует устраивать в местах их примыкания к каркасу здания и перекрытиям антисейсмические швы (рис. 93). Антисейсмические швы должны заполняться упругими прокладками. Крепление ограждений встроенных лестничных клеток выполняется по типу крепления перегородок к конструкциям каркаса (см. пп. 6.1, 6.5 и 6.6).

Рис. 91. Схема лестницы с поэтажной разрезкой

см. пр. — плиты перекрытия условно не показаны

Рис. 92. Схема шахты лифтов с поэтажной разрезкой

а.ш. — антисейсмический шов

стоящей лестничной клетки

заполненный упругим материалом

7.4. Лестницы рекомендуется выполнять из укрупненных сборных железобетонных маршей, объединенных с полуплощадками. В случае выполнения их из отдельных элементов необходимо предусматривать крепление ступеней, косоуров, сборных маршей и связь лестничных площадок с перекрытиями.

7.5. Ограждения лестничных клеток и лифтовых шахт рекомендуется выполнять сборными железобетонными крупнопанельными, а шахты пассажирских лифтов, размещаемых в лестничных клетках, допускается ограждать металлическими сетками.

7.6. При проектировании лестничных клеток и лифтовых шахт с несущими стенами из кирпичной или каменной кладки кроме указаний настоящего раздела следует учитывать положения разделов 2 и 5.

7.7. В сопряжениях стен в кладку должны укладываться арматурные сетки с общей площадью сечения продольной арматуры не менее 1 см2 длиной 1,5 м через 700 мм по высоте при расчетной сейсмичности 7 — 8 баллов и через 500 мм — при 9 баллах.

7.8. В уровне перекрытий и покрытий должны устраиваться антисейсмические пояса по всем продольным и поперечным стенам. Конструктивные требования по выполнению антисейсмических поясов приведены в пп. 5.27 и 5.28.

7.9. Дверные и оконные проемы в каменных стенах лестничных клеток и лифтовых шахт при расчетной сейсмичности 8 — 9 баллов должны иметь, как правило, железобетонное обрамление.

7.10. Балки лестничных площадок следует заделывать в кладку на глубину не менее 250 мм и заанкеривать. Балки лестничных площадок следует опирать на антисейсмические пояса или на бетонные подушки.

8. ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ

8.1. Проектирование железобетонных конструкций сейсмостойких зданий должно производиться в соответствии с главой СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций, а также с учетом требований данного раздела.

8.2. При расчете прочности нормальных сечений изгибаемых и внецентренно сжатых элементов предельную характеристику сжатой зоны бетона \xi_{R} следует принимать по СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций с коэффициентом 0,85.

8.3. Во внецентренно сжатых элементах, а также в сжатой зоне изгибаемых элементов при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов хомуты должны ставиться по расчету на расстояниях: при R_{\text{ас}} \leq 400 МПа (4000 кгс/см2) — не более 400 мм и при вязаных каркасах — не более 12d, а при сварных каркасах — не более 15d; при R_{\text{ас}} \geq 450 МПа (4500 кгс/см2) — не более 300 мм и при вязаных каркасах — не более 10d, а при сварных каркасах — не более 12d, где d — наименьший диаметр сжатых продольных стержней. При этом поперечная арматура должна обеспечивать закрепление сжатых стержней от изгиба в любом направлении.

Если общее насыщение внецентренно сжатого элемента продольной арматурой превышает 3%, хомуты должны устанавливаться на расстоянии не более 8d и не более 250 мм.

8.4. В колоннах рамных каркасов многоэтажных зданий при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов шаг хомутов (кроме требований, изложенных в п. 8.3) не должен превышать 1/2h, а для каркасов с несущими диафрагмами — не более h, где h — наименьший размер стороны колонн прямоугольного или двутаврового сечения. Диаметр хомутов в этом случае следует принимать не менее 8 мм.

8.5. В вязаных каркасах концы хомутов необходимо загибать вокруг стержня продольной арматуры и заводить их внутрь бетонного ядра не менее чем на 6d хомута.

8.6. В предварительно напряженных конструкциях, подлежащих расчету на особое сочетание нагрузок с учетом сейсмического воздействия, усилия, определяемые из условий прочности сечений, должны превышать усилия, воспринимаемые сечениями при образовании трещин, не менее чем на 25%, т.е. должны быть удовлетворены условия:

для центрально-обжатых элементов при центральном растяжении и при внецентренном растяжении, если продольная сила от внешних нагрузок приложена между равнодействующими усилий в арматуре A и A' (второй случай внецентренного растяжения)

\geq N/N_{\text{т}} 1,25; (80)

для элементов, работающих на изгиб, внецентренное сжатие и внецентренное растяжение, если продольная сила от внешних нагрузок приложена за пределами расстояния между равнодействующими усилий в арматуре A и A' (первый случай внецентренного растяжения):

\geq M/M_{\text{т}} 1,25, (81)

где № и M — несущая способность элемента по первому предельному состоянию с учетом коэффициента условий работы m_{\text{кр}} , принимаемого по табл. 8 (при внецентренном сжатии и первом случае внецентренного растяжения M = Ne); N_{\text{т}} и M_{\text{т}} — усилия трещинообразования, определяемые по формулам главы СНиП по проектированию бетонных и железобетонных конструкций, в которых R_{\text{рп}} умножается на коэффициент m_{\text{кр}} . В этой же главе приведено описание обозначений A, A' и e.

8.7. В предварительно напряженных конструкциях не допускается применять арматуру, для которой относительное удлинение после разрыва ниже 2%.

8.8. В зданиях расчетной сейсмичностью 9 баллов в предварительно напряженных конструкциях без специальных анкеров не допускается применять арматурные канаты и стержневую арматуру периодического профиля диаметром более 28 мм.

8.9. В предварительно напряженных конструкциях с натяжением арматуры на бетон напрягаемую арматуру следует располагать в каналах, замоноличиваемых в дальнейшем бетоном или раствором.

8.10. Сварные закладные изделия, устанавливаемые в железобетонных конструкциях из тяжелого бетона марки М200 — М600, при действии на них повторных (сейсмических) усилий следует проектировать в соответствии с главой СНиП II-21-75, «Рекомендациями по проектированию стальных закладных деталей для железобетонных конструкций» и с учетом дополнительных указаний пп. 8.11 - 8.12 настоящего Руководства.

Эти указания относятся к закладным изделиям, состоящим из пластин с приваренными к ним анкерами из стержневой арматуры класса А-III, А-II и А-I диаметром 8 — 25 мм.

8.11. Расчет анкерных стержней, приваренных втавр к пластине закладного изделия, на действие изгибающих моментов M, нормальных № и повторных сдвигающих сил Q^{\text{п}} (рис. 94, а), действующих в одной плоскости симметрии закладного изделия, рекомендуется производить по формуле

\text{А}_{\text{ан}} = \frac{1,1 \sqrt{N_{\text{ан}}^{2} + (\frac{Q_{\text{ан}}^{\text{п}}}{kk_{1}k_{\text{п}}k_{a}})2}}{R_{a}m_{\text{кр}}} , (82)

где \text{А}_{\text{ан}} — площадь поперечного сечения анкеров наиболее напряженного ряда;

N_{\text{ан}} — наибольшее растягивающее усилие в одном ряду нормальных анкеров, равное:

N_{\text{ан}} = M/z \pm N/n_{\text{ан}} . (83)

Знак (+) в формуле (83) принимается, если нормальная сила отрывающая, знак (-), если нормальная сила № прижимающая. Если N_{\text{ан}} < 0, то принимается в формуле (82) N_{\text{ан}} = 0;

Q_{\text{ан}}^{\text{п}} — повторное сдвигающее усилие, приходящееся на один ряд анкеров, равное при N_{\text{ан}} > 0:

Q_{\text{ан}}^{\text{п}} = \frac{Q^{\text{п}} - 0,3N'_{\text{ан}}}{n_{\text{ан}}} ; (84)

при N_{\text{ан}} \leq 0

Q_{\text{ан}}^{\text{п}} = \frac{Q^{\text{п}} - 0,3N}{n_{\text{ан}}} . (85)

Здесь N'_{\text{ан}} — наибольшее сжимающее усилие в одном ряду анкеров, определяемое по формуле

N'_{\text{ан}} = \frac{\text{М}}{z} \mp \frac{N}{n_{\text{ан}}} . (86)

Если Q_{\text{ан}}^{\text{п}} и N'_{\text{ан}} отрицательны, то в формулах (82) и (84) эти значения принимаются равными нулю.

Величина момента M определяется относительно оси, находящейся в плоскости наружной грани пластины и проходящей через центр тяжести всех нормальных анкеров.

Знак (-) в формуле (86) принимается, если нормальная сила № отрывающая, знак (+), если нормальная сила № прижимающая;

R_{a} — расчетное сопротивление анкера на растяжение для предельных состояний первой группы;

m_{\text{кр}} = I — коэффициент условий работы;

n_{\text{ан}} — число рядов анкеров вдоль направления сдвигающей силы. Если не обеспечивается равномерная передача сдвигающей силы Q^{\text{п}} на все ряды анкеров, то при определении сдвигающего усилия Q_{\text{ан}}^{\text{п}} учитывается не более четырех рядов;

z — расстояние между крайними рядами анкеров;

k — коэффициент, определяемый по формуле (112) СНиП II-21-75, преобразованной в связи с представлением R_{\text{пр}} и R_{a} в МПа:

k = \frac{a \sqrt[3]{R_{\text{пр}}}}{(1 + \text{сА}_{\text{ан}1}) \sqrt{R_{a}}} , (87)

но принимаемый не более 0,7. В формуле (87) \text{А}_{\text{ан}1} — площадь поперечного сечения анкерного стержня наиболее напряженного ряда, см2.

a = 4,75 МПа 1/6 ; c = 0,15 см - 2 .

При расположении закладного изделия на верхней (при бетонировании) поверхности конструкции коэффициент k уменьшается на 20%, а значения N'_{\text{ан}} в формулах (84) и (90) и № в формуле (85) принимаются равными нулю;

k_{1} — коэффициент, определяемый по формуле (111) главы СНиП II-21-75

k_{1} = \frac{1}{\sqrt{1 + \omega}} , (88)

но принимаемый не менее 0,15; коэффициент \omega принимается равным:

\omega = 0,3 \frac{N_{\text{ан}}}{Q_{\text{ан}}^{\text{п}}} \text{при }N_{\text{а}}\prime_{\text{н}}>0 (имеется прижатие); (89)

\omega = 0,6 \frac{N}{Q^{\text{п}}} \text{при }N_{\text{а}}\prime_{\text{н}} \leq 0 (нет прижатия). (90)

Если растягивающие усилия в анкерах отсутствуют, то принимают k_{1} = 1;

k_{\text{п}} — коэффициент, учитывающий повторность сдвигающих усилий. Рекомендуется принимать коэффициент k_{\text{п}} = 0,5 при 0,5 \leq N_{\text{ан}}/Q_{\text{ан}}^{\text{п}} \leq 1,5 и k_{\text{п}} = 0,7 при отношении N_{\text{ан}}/Q_{\text{ан}}^{\text{п}} = 0. Если 0 < N_{\text{ан}}/Q_{\text{ан}}^{\text{п}} < 0,5, то значение коэффициента k_{\text{п}} принимается по интерполяции между значениями 0,7 и 0,5. Если на закладное изделие действует повторная сдвигающая сила Q^{\text{п}} и попеременно отрывающая и прижимающая сила N, то при N_{\text{ан}}/Q^{\text{п}} \leq 1,5 площадь сечения анкеров рекомендуется определять при значении коэффициента k_{\text{п}} = 0,6 (например, закладные изделия под сжато-растянутые связи по колоннам);

k_{\text{а}} — коэффициент, учитывающий асимметрию цикла \rho = Q_{min}^{\text{п}}/Q_{max}^{\text{п}} . При 0,3 \leq \rho \leq - 1 значения k_{\text{а}} = 1, при \rho \geq 0 — k_{\text{а}} = 1,2, а при промежуточных значениях \rho от -0,3 до 0 значение коэффициента k_{\text{а}} принимается по интерполяции.

Площадь сечения остальных рядов нормальных анкеров принимается равной площади сечения анкеров наиболее напряженного ряда. Если анкерные стержни привариваются к пластине втавр под слоем флюса автоматическим способом, то площадь \text{А}_{\text{ан}} может быть уменьшена на 20%.

8.12. Для восприятия повторных сдвигающих сил могут быть использованы наклонные анкеры, привариваемые к пластине закладного элемента внахлестку под углом от 15 до 30° (рис. 94, б, в). Эти анкеры при знакопеременных повторных сдвигающих силах с асимметрией цикла \rho \leq 0 следует располагать вдоль действия сдвигающих сил симметрично относительно осей (оси x и y, рис. 94, б), находящихся в плоскости наружной грани пластины и проходящей через центр тяжести всех нормальных анкеров (двустороннее расположение наклонных анкеров). При действии повторных сдвигающих нагрузок с асимметрией цикла \rho \geq 0 наклонные анкеры допускается располагать симметрично только относительно плоскости действия сдвигающих сил (рис. 94, в одностороннее относительно оси x расположение наклонных анкеров).

и односторонне (в) относительно оси x

При двустороннем расположении наклонных анкеров их следует рассчитывать по формуле

A_{oa} = \frac{Q^{\text{п}}}{R_{\text{а}}m_{\text{кр}}} ; (91)

а при одностороннем их расположении по формуле

A_{oa} = \frac{Q^{\text{п}}}{0,75R_{\text{а}}m_{\text{кр}}} , (92)

где A_{oa} — площадь поперечного сечения наклонных анкеров, расположенных по одну сторону относительно оси, перпендикулярной направлению действия повторных сдвигающих сил (ось x рис. 94, б, в);

m_{\text{кр}} — коэффициент условий работы; рекомендуется при приварке анкеров втавр принимать его равным 1. Кроме наклонных анкеров, привариваемых втавр или внахлестку, в закладных элементах необходима обязательная установка нормальных анкеров, даже если они не требуются по расчету. Эти анкера рассчитываются по формуле (82) при k_{1} = 1 и значениях Q^{\text{п}} , входящих в формулу (82), равными 0,1 от значений повторных сдвигающих сил Q^{\text{п}} , действующих на закладной элемент.

Если все нормальные анкеры сжаты, в формулах (91) и (92) допускается значения сдвигающих усилий Q^{\text{п}} уменьшать на величину 0,3N, кроме случая, когда закладное изделие расположено при бетонировании на верхней поверхности конструкции и значение № принимается равным нулю. При действии на закладной элемент только сдвигающих сил Q^{\text{п}} площадь сечения нормальных и наклонных анкеров может определяться из условий:

при двустороннем расположении наклонных стержней

Q^{\text{п}}<0,9R_{a}A_{oa}m_{\text{кр}} + 0,9A_{\text{ан}}n_{\text{ан}}kk_{\text{п}}k_{\text{а}}R_{a}m_{\text{кр}} ; (93)

при одностороннем расположении наклонных стержней

Q^{\text{п}}<0,7R_{a}A_{oa}m_{\text{кр}} + 0,9A_{\text{ан}}n_{\text{ан}}kk_{\text{п}}k_{\text{а}}R_{a}m_{\text{кр}} . (94)

Второе слагаемое в формулах (93) и (94) должно быть не менее 0,1 Q^{\text{п}} . Параметры, входящие в формулы (93) и (94), описаны в п. 8.11 и настоящем пункте.

Приложение 1

ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА

Пример 1. Определение сейсмических нагрузок, действующих на железобетонный каркас одноэтажного бескранового здания

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

Конструктивно-компоновочные схемы здания приведены на рис. 95 - 96.

Рис. 95. План здания

1 — антисейсмический шов

Рис. 96. Разрезы здания

а — поперечный; б — продольный

Сейсмичность района строительства — 8 баллов, повторяемость сейсмического воздействия — 3.

Категория грунта площадки строительства по сейсмическим свойствам — II.

По своему назначению здание относится к объектам, функционирование которых необходимо при ликвидации последствий землетрясений. В конструкциях здания могут быть допущены остаточные деформации, трещины, повреждения отдельных элементов и т.п., затрудняющие нормальную эксплуатацию, при условии обеспечения безопасности людей и сохранности оборудования.

Несущие конструкции каркаса: колонны сечением 400 \times 400 мм, решетчатые балки пролетом 18 м. Между опорными участками балок предусматривается установка стальных вертикальных связей и распорок. По каждому продольному ряду колонн между балками устанавливается по три вертикальных связи.

Колонны торцевого фахверка приняты составными из железобетонной нижней части сечением 400 \times 400 мм и стальной верхней части (рис. 97).

Рис. 97. Схема торцевого фахверка

а — расчетная схема фахверковой колонны

Марка бетона колонн по осям А и Г и колонн торцевого фахверка М200 ( \text{В}_{\text{б}} = 21500 МПа) и колонн по осям Б и В М300 ( \text{Е}_{\text{б}} = 26000 МПа). Начальные модули упругости бетона приняты в соответствии с табл. 18 СНиП главы II-21-75 как для сборных железобетонных конструкций, подвергнутых тепловой обработке при атмосферном давлении.

Покрытие — из крупнопанельных ребристых плит с замоноличенными швами. Кровля — рулонная.

Стены самонесущие толщиной 38 см, кирпич марки 75 на растворе марки 50.

Схемы фасадов продольных и торцевых стен приведены на рис. 98.

Рис. 98. Схема фасадов здания

1 — антисейсмический шов; 2 — уровень верха колонн

Устанавливаем расчетную сейсмичность здания. Для этого на основании сейсмического микрорайонирования определяем сейсмичность площади строительства (см. п. 1.5). Согласно табл. 1 принимаем сейсмичность площади строительства при сейсмичности района 8 баллов и II категории грунтов по сейсмическим свойствам, равную 8 баллам. Тогда по табл. 3 расчетная сейсмичность здания, функционирование которого необходимо для ликвидации последствий землетрясений, принимается равной сейсмичности площадки строительства — 8 баллам; при этом здание рассчитывается на нагрузку, соответствующую расчетной сейсмичности, умноженную на коэффициент 1,2 (см. примеч. к табл. 3).

Расчетные вертикальные нагрузки от собственного веса конструкций и снега приведены в табл. 13.

Таблица 13

А. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ

1. Определяем перемещения колонн от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровнях верха колонн.

Момент инерции поперечного сечения колонны каркаса и железобетонной части колонны торцевого фахверка

J_{\text{к}} = J_{\text{ф}.\text{б}} = \frac{bh^{3}}{12} = \frac{0,4 \cdot 0,4^{3}}{12} = 21,3 \cdot 10^{- 4} м4,

то же, поперечного сечения металлической части фахверковой колонны

J_{\text{ф}.\text{м}} = 2(0,01 \cdot 0,2^{3}/12 + 0,24 \cdot 0,006^{3}/12) = 0,133 \cdot 10^{- 4} м4.

Жесткость сечения колонны каркаса по осям А и Г E_{\text{б}}J_{\text{к}} = 2,15 \cdot 10^{10} \cdot 21,3 \cdot 10^{- 4} = 45,8 \cdot 10^{6} Па х м4; то же, колонны по осям Б и В E_{\text{б}}J_{\text{к}} = 2,6 \cdot 10^{10} \cdot 21,3 \cdot 10^{- 4} = 55,4 \cdot 10^{6} Па х м4.

Жесткость сечения железобетонной части фахверковой колонны E_{\text{б}}J_{\text{ф}.\text{б}} = E_{\text{б}}J_{\text{к}} = 45,8 \cdot 10^{6} Па х м4; то же, металлической части фахверковой колонны E_{\text{с}.\text{т}}J_{\text{ф}.\text{м}} = 2,06 \cdot 10^{11} \cdot 0,133 \cdot 10^{- 4} = 2,7 \cdot 10^{6} Па х м4.

Согласно п. 2.3 перемещения колонн каркаса по осям А и Г определяются с учетом жесткости прилегающих к ним участков самонесущей стены.

Модуль деформации кладки принимается в соответствии с указаниями главы СНиП на каменные и армокаменные конструкции

= 1,6 \cdot 1000 \cdot 1,3 = 2080 МПа.

Жесткость сечения стены определяется в соответствии с п. 5.40.

Тогда перемещения на уровне верха колонн будут иметь следующие значения:

а) в колонне по осям I/А, I/Г, II/А, II/Г с учетом жесткости продольной стены длиной 0,5 + 5,5/2 = 3,25 м:

J_{c} = \frac{3,25 \cdot 0,38^{3}}{12} = 14,85 \cdot 10^{- 3} м4;

EJ_{c} = 2080 \cdot 10^{6} \cdot 14,85 \cdot 10^{- 3} = 30,9 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 30,9 \cdot 10^{6} = 76,7 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + 0,4EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 0,4 \cdot 30,9 \cdot 10^{6} = 58,2 \cdot 10^{6} Па х м4;

= \frac{4,8^{3}}{3 \cdot 76,7 \cdot 10^{6}} + \frac{6,15^{3} - 4,8^{3}}{3 \cdot 58,2 \cdot 10^{6}} = 1,18 м/МН;

б) в колонне по осям 2/А, 10/А и 10/Г с учетом жесткости участка продольной стены длиной 5,5/2 + 1,5 = 4,25 м:

J_{c} = \frac{4,25 \cdot 0,38^{3}}{12} = 19,4 \cdot 10^{- 3} м4;

EJ_{c} = 2080 \cdot 10^{6} \cdot 19,4 \cdot 10^{- 3} = 40,4 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 40,4 \cdot 10^{6} = 86,2 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + 0,4EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 0,4 \cdot 40,4 \cdot 10^{6} = 62 \cdot 10^{6} Па х м4;

\delta_{11} = \frac{4,8^{3}}{3 \cdot 86,2 \cdot 10^{6}} + \frac{6,15^{3} - 4,8^{3}}{3 \cdot 62 \cdot 10^{6}} = 1,08 м/МН;

в) в колонне по осям 3/А — 9/А и 3/Г — 9/Г с учетом жесткости продольной стены длиной 3 м:

J_{c} = \frac{3 \cdot 0,38^{3}}{12} = 13,72 \cdot 10^{- 3} м4;

EJ_{c} = 2080 \cdot 10^{6} \cdot 13,72 \cdot 10^{- 3} = 28,5 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 28,5 \cdot 10^{6} = 74,3 \cdot 10^{6} Па х м4;

\delta_{11} = \frac{4,8^{3}}{3 \cdot 74,3 \cdot 10^{6}} + \frac{6,15^{3} - 4,8^{3}}{3 \cdot 57,2 \cdot 10^{6}} = 1,21 м/МН;

г) в колонне по осям Б и В

\delta_{11} = \frac{6,15^{3}}{3 \cdot 55,4 \cdot 10^{6}} = 1,4 м/МН;

д) в фахверковой колонне

\delta_{11} = \frac{1,3^{3}}{3 \cdot 2,7 \cdot 10^{6}} + \frac{7,35^{3} - 1,3^{3}}{3 \cdot 45,8 \cdot 10^{6}} = 3,14 м/МН.

2. Определяем жесткость каркаса здания на уровне верха колонн.

Жесткость каркаса здания на уровне верха колонн определяем по формуле (18).

• 22/1,40 + 12/3,14 = 38,2 МН/м.

3. Определяем вес здания от расчетных вертикальных нагрузок от собственного веса конструкций и снега.

Вес здания принимаем сосредоточенным в уровне верха колонн и определяем в соответствии с п. 3.13.

Вычисление веса здания приведено в табл. 14.

Таблица 14

4. Определяем период собственных колебаний каркаса в поперечном направлении здания.

Период собственных колебаний каркаса определяем по формуле (17)

T = 2\pi \sqrt{\frac{Q}{Cg}} = 2 \cdot 3,14 \sqrt{\frac{16951 \cdot 10^{3}}{38,2 \cdot 10^{6} \cdot 9,8}} = 1,33 с.

5. Определяем коэффициент динамичности для каркаса здания.

Для грунтов II категории по сейсмическим свойствам коэффициент динамичности определяется по формуле (4)

\beta = \frac{1,1}{1,33} = 0,83 > 0,8.

6. Устанавливаем значения K_{1} , K_{2} , А, K_{\psi} и \eta , входящих в расчетные формулы (1) и (2):

K_{1} = 0,25 — по табл. 4 для зданий по п. 1;

K_{2} = 0,8 — по табл. 5 для зданий по п. 2;

A = 0,2 — для расчетной сейсмичности зданий 8 баллов;

K_{\psi} = 1,02 — установлено по интерполяции по отношению h/b = 6,15/0,4 = 15,4 согласно табл. 7;

\eta = 1 — для системы с одной степенью свободы.

7. Определяем расчетные величины сейсмических нагрузок, действующих на поперечные рамы каркаса:

а) в уровне верха колонн — от покрытия, участков продольных стен, расположенных выше верха колонн, и снега.

По формулам (1) и (2) с учетом коэффициента 1,2 в соответствии с п. 2 табл. 3 определяем сейсмическую нагрузку, действующую на весь каркас здания, при этом нагрузку Q^{\text{п}} находим с учетом вычислений, приведенных в п. 3 настоящего примера:

Q^{\text{п}} = 2268 + 1976 + 1588 + 5119 + 3399 + 48 + 42 + 1220 = 15660 кН;

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 1,2Q^{\text{п}}K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi}\eta = 1,2 \cdot 15660 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,83 \cdot 1,02 \cdot 1 = 636 кН.

Сейсмическую нагрузку распределяем между поперечными рамами каркаса пропорционально их жесткостям:

на раму по осям I и II, при ее жесткости

S^{\text{п}} = 636 \cdot 3,12/38,20 = 52 кН;

на рамы по осям 2 и 10, при \text{С}_{\text{р}} = 2/1,08 + 2/1,4 = 3,28 МН/м;

S^{\text{п}} = 636 \cdot 3,28/38,2 = 55 кН;

на рамы по осям 3 — 9, при \text{С}_{\text{р}} = 2/1,21 + 2/1,4 = 3,08 МН/м;

S^{\text{п}} = 636 \cdot 3,08/38,2 = 51 кН;

б) по длине колонн от веса колонн по формуле (19) с учетом коэффициента 1,2 (примеч. к табл. 3)

S^{\text{к}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,83 \cdot 1,02 \cdot 27,7/6,15 = 0,2 кН/м;

в) по длине колонн по осям А и Г — от участков стен, расположенных в пределах высоты колонн, по формуле (21) с учетом коэффициента 1,2.

На рамы по осям I и II:

Q^{\text{с}} = 6,78 \cdot 3,25 \cdot 6,15 = 136 кН;

S^{\text{с}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,83 \cdot 1,02 \cdot 136/6,15 = 0,9 кН/м;

на рамы по осям 2 и 10:

Q^{\text{с}} = 6,78(5,75 \cdot 6,15 - 4,2 \cdot 1,5) + 0,49 \cdot 4,2 \cdot 1,5 = 200 кН;

S^{\text{с}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,83 \cdot 1,02 \cdot 200/6,15 = 1,3 кН/м;

на рамы по осям 3 — 9:

Q^{\text{с}} = 6,78(6 \cdot 6,15 - 4,2 \cdot 3) + 0,49 \cdot 4,2 \cdot 3 = 171 кН;

S^{\text{с}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,83 \cdot 1,02 \cdot 171/6,15 = 1,1 кН/м.

Б. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПРОДОЛЬНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ

8. Определим перемещение колонн от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровнях верха колонн.

В соответствии с п. 2.3 перемещения колонн определяем с учетом жесткости прилегающих к ним участков стены.

Для колонны по осям I/А, I/Г, II/А и II/Г с учетом жесткости участка торцевой стены длиной 0,4 + 6/2 = 3,4 м:

J_{c} = \frac{3,4 \cdot 0,38^{3}}{12} = 15,6 \cdot 10^{- 3} м4;

EJ_{c} = 2080 \cdot 10^{6} \cdot 15,6 \cdot 10^{- 3} = 32,4 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 32,4 \cdot 10^{6} = 78,2 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + 0,4EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 0,4 \cdot 32,4 \cdot 10^{6} = 58,8 \cdot 10^{6} Па х м4;

\delta_{11} = \frac{4,8^{3}}{3 \cdot 78,2 \cdot 10^{6}} + \frac{6,15^{3} - 4,8^{3}}{3 \cdot 58,8 \cdot 10^{6}} = 1,16 м/МН.

Для колонн по осям I/Б, I/В, II/Б и II/В с учетом жесткости участка торцевой стены длиной 6 м:

J_{c} = \frac{6 \cdot 0,38^{3}}{12} = 27,4 \cdot 10^{- 3} м4;

EJ_{c} = 2080 \cdot 10^{6} \cdot 27,4 \cdot 10^{- 3} = 57,1 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + EJ_{c} = 55,4 \cdot 10^{6} + 57,1 \cdot 10^{6} = 112,5 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{к}} + 0,4EJ_{c} = 55,4 \cdot 10^{6} + 0,4 \cdot 57,1 \cdot 10^{6} = 78,2 \cdot 10^{6} Па х м4;

\delta_{11} = 4,8^{3}/(3 \cdot 112,5 \cdot 10^{6}) + (6,15^{3} - 4,8^{3})/(3 \cdot 78,2 \cdot 10^{6}) = 0,85 м/МН.

Для колонн по осям 2/А — 10/А; 2/Г — 10/Г

\delta_{11} = \frac{6,15^{3}}{3 \cdot 45,8 \cdot 10^{6}} = 1,69 м/МН.

Для колонн по осям 2/Б — 10/Б и 2/В — 10/В

\delta_{11} = \frac{6,15^{3}}{3 \cdot 55,4 \cdot 10^{6}} = 1,4 м/МН.

Для фахверковой колонны с учетом жесткости участка торцевой стены длиной \frac{6}{2} + 0,5 = 3,5 м (расчетная схема колонн изображена на рис. 97).

J_{\text{ф}.\text{м}} = \frac{2 \cdot 0,2 \cdot 0,01^{3}}{12} + 2 \cdot 0,2 \cdot 0,01 \cdot 0,125^{2} + \frac{0,006 \cdot 0,24^{3}}{12} = 6,94 \cdot 10^{- 5} м4;

J_{c} = \frac{3,5 \cdot 0,38^{3}}{12} = 16 \cdot 10^{- 3} м4;

EJ_{c} = 2080 \cdot 10^{6} \cdot 16 \cdot 10^{- 3} = 33,3 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{ст}}J_{\text{ф}.\text{м}} = 2,06 \cdot 10^{11} \cdot 6,94 \cdot 10^{- 5} = 14,3 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{ст}}J_{\text{ф}.\text{м}} + EJ_{\text{с}} = 14,3 \cdot 10^{6} + 33,3 \cdot 10^{6} = 47,6 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{ф}.\text{б}} + EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 33,3 \cdot 10^{6} = 79,1 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{ф}.\text{б}} + 0,4EJ_{c} = 45,8 \cdot 10^{6} + 0,4 \cdot 33,3 \cdot 10^{6} = 59,1 \cdot 10^{6} Па х м4;

• \frac{H^{3} - (h_{1} + h_{2})^{3}}{3(E_{\text{б}}J_{\text{ф}.\text{б}} + 0,4EJ_{\text{с}})} = \frac{1,3^{3}}{3 \cdot 47,6 \cdot 10^{6}} + \frac{6^{3} - 1,3^{3}}{3 \cdot 79,1 \cdot 10^{6}} + \frac{7,35^{3} - 6^{3}}{3 \cdot 59,1 \cdot 10^{6}} = 1,9 м/МН.

9. Определяем жесткости каркаса здания в уровне верха колонн:

= 37,85 МН/м.

10. Определяем вес здания от расчетных вертикальных нагрузок от собственного веса конструкций и снега.

Вычисление веса здания приведено в табл. 15.

Таблица 15

11. Определяем период собственных колебаний каркаса в продольном направлении здания

T = 2\pi \sqrt{Q/Cg} = 2 \cdot 3,14 \sqrt{\frac{17373 \cdot 10^{3}}{37,85 \cdot 10^{6} \cdot 9,87}} = 1,36 с.

12. Определяем коэффициент динамичности для каркаса здания

\beta = 1,1/T = 1,1/1,36 = 0,8.

13. Определяем расчетные величины сейсмических нагрузок, действующих на продольные рамы каркаса.

а) В уровне верха колонн — от покрытия, торцевых стен и снега.

По формулам (1) и (2) определяем сейсмическую нагрузку, действующую на весь каркас здания, при этом вес Q^{\text{п}} определяем по табл. 16 с учетом вычислений, приведенных в п. 10 настоящего примера.

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 1,2Q^{\text{п}}\text{К}_{1}\text{К}_{2}\text{А}\beta\text{К}_{\psi}\eta = 1,2 \cdot 17470 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,8 \cdot 1,02 \cdot 1 = 685 кН.

Таблица 16

В соответствии с п. 3.15 сейсмическую нагрузку распределяем между продольными рамами каркаса пропорционально их жесткости.

На рамы по осям А и Г при

C_{p} = 9/1,69 + 2/1,16 = 7,05 МН/м;

S^{\text{п}} = \frac{685 \cdot 7,05}{37,85} = 128 кН.

На рамы по осям Б и В при

C_{p} = 9/1,4 + 2/0,85 = 8,78 МН/м;

S^{\text{п}} = \frac{685 \cdot 8,78}{37,85} = 159 кН.

б) По длине колонн — от собственного веса колонн — по формуле (19) с учетом коэффициента 1,2:

S_{\text{к}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,8 \cdot 1,02 \cdot 27,7/6,15 = 0,2 кН/м.

в) По длине пристенных колонн — от участков торцевых стен, расположенных в пределах высоты колонн по формуле (21) с учетом коэффициента 1,2.

На раму по осям А и Г:

S^{\text{с}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,8 \cdot 1,02 \cdot 142/6,15 = 0,9 кН/м.

На рамы по осям Б и В:

S^{\text{с}} = 1,2 \cdot 0,25 \cdot 0,8 \cdot 0,2 \cdot 0,8 \cdot 1,02 \cdot 250/6,15 = 1,6 кН/м.

14. Определяем величины дополнительных сейсмических нагрузок в уровне верха колонн, вызванных кручением здания при сейсмическом воздействии (от покрытия, участков стен, расположенных выше верха колонн, снега, рис. 99).

Рис. 99. Поворот здания в плане

1 — центр масс; 2 — центр жесткостей

В соответствии с п. 2.17 при расчете зданий длиной или шириной более 30 м, кроме расчетной сейсмической нагрузки, определяемой согласно п. 3.14, а, учитываем крутящий момент относительно вертикальной оси здания, проходящий через его центр жесткости. Значение расчетного эксцентриситета d_{kj} между центрами жесткостей и веса здания принимаем равным 0,02B, где B — размер здания в плане в направлении, перпендикулярном действию силы S_{ik} . При расчете здания в поперечном направлении B = 60 м; d_{kj}^{x} = 0,02 \cdot 60 = 1,2 м, при расчете в продольном направлении B = 54 м; d_{kj}^{y} = 0,02 \cdot 54 = 1,08 м.

Угловую жесткость здания в уровне покрытия вычисляем по формуле (14).

Так как здание симметрично в плане, то центр его жесткости совпадает с точкой пересечения осей симметрии здания.

= 28678 МН х м/рад.

Вычисляем полную горизонтальную нагрузку на рамы каркаса в уровне верха колонн по формуле (10), приняв действие сейсмической нагрузки в поперечном направлении от оси А к оси Г, в продольном — от оси II к оси I и допустив, что здание вращается по часовой стрелке, а центр масс расположен по рис. 99:

а) для поперечного направления:

рама по оси 1

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 52 + \frac{3,12 \cdot 29,5}{28678} 636 \cdot 1,2 = 54,4 кН;

рама по оси 2

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 55 + \frac{3,28 \cdot 24}{28678} 636 \cdot 1,2 = 57 кН;

рама по оси 3

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 51 + \frac{3,08 \cdot 18}{28678} 636 \cdot 1,2 = 52,5 кН;

рама по оси 4

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 51 + \frac{3,08 \cdot 12}{28678} 636 \cdot 1,2 = 52 кН;

рама по оси 5

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 51 + \frac{3,08 \cdot 6}{28678} 636 \cdot 1,2 = 51,5 кН;

рама по оси 6

S_{\text{р}}^{\text{п}} = S^{\text{п}} = 51 кН;

рама по оси 7

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 51 - \frac{3,08 \cdot 6}{28678} 636 \cdot 1,2 = 50,5 кН;

рама по оси 8

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 51 - \frac{3,08 \cdot 12}{28678} 636 \cdot 1,2 = 50 кН;

рама по оси 9

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 51 - \frac{3,08 \cdot 18}{28678} 636 \cdot 1,2 = 49,5 кН;

рама по оси 10

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 55 - \frac{3,28 \cdot 24}{28678} 636 \cdot 1,2 = 52,9 кН

рама по оси 11

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 52 - \frac{3,12 \cdot 29,5}{28678} 636 \cdot 1,2 = 49,6 кН;

б) для продольного направления:

рама по оси А

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 128 + \frac{7,05 \cdot 26,8}{28678} 685 \cdot 1,08 = 132,9 кН;

рама по оси Б

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 159 + \frac{8,78 \cdot 9}{28678} 685 \cdot 1,08 = 161 кН;

рама по оси В

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 159 - \frac{8,78 \cdot 9}{28678} 685 \cdot 1,08 = 157 кН;

рама по оси Г

S_{\text{р}}^{\text{п}} = 128 - \frac{7,05 \cdot 26,8}{28678} 685 \cdot 1,08 = 123,1 кН.

15. Определяются расчетные усилия M и Q в сечениях колонн. Расчетные схемы рам каркаса показаны на рис. 100, значения сейсмических нагрузок S_{\text{р}}^{\text{п}} , S^{\text{к}} и S^{\text{с}} приведены в табл. 17.

Рис. 100. Расчетные схемы рам каркаса

а — поперечной; б — продольной

Таблица 17

Пример 2. Определение сейсмических нагрузок, действующих на железобетонный каркас одноэтажного здания, оборудованного мостовыми кранами

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

Конструктивно-компоновочные схемы здания приведены на рис. 101 - 103.

Рис. 101. План здания

грузоподъемностью 20/5 т

Рис. 102. Поперечный разрез здания

Рис. 103. Продольные разрезы здания

1 — стальные связи

Сейсмичность района строительства 8 баллов, повторяемость сейсмического воздействия — 2.

Категория грунта площадки строительства по сейсмическим свойствам — I.

По своему назначению здание относится к группе объектов по п. 1 табл. 3.

По эксплуатационным характеристикам в конструкциях здания могут допускаться остаточные деформации, затрудняющие нормальную эксплуатацию, при условии обеспечения безопасности людей и сохранности оборудования.

Каждый пролет здания оборудован двумя мостовыми электрическими опорными кранами среднего режима работы грузоподъемностью 20/5 т.

Несущие конструкции каркаса: колонны железобетонные, крайние колонны в надкрановой части сечением 400 \times 380 мм, в подкрановой части сечением 400 \times 800 мм, средние колонны в надкрановой части сечением 500 \times 600 мм, средние колонны в подкрановой части сечением 500 \times 800 мм, железобетонные стропильные и подстропильные фермы; фонарные фермы стальные. Между стропильными и фонарными фермами и колоннами предусматриваются стальные связи и распорки. Марка бетона крайних колонн М200 и средних М300. Конструкции сборные железобетонные заводского изготовления подвергнуты тепловой обработке при атмосферном давлении. В соответствии с табл. 18 главы СНиП II-21-75 начальные модули упругости бетона соответственно 21500 МПа и 26000 МПа.

Вертикальные стальные связи устанавливаются в середине продольных рядов колонн. Геометрические схемы и сечения элементов связей приведены на рис. 104.

по осям Б и В (б)

Модуль упругости стальных связей E = 2,06 \cdot 10^{5} МПа по главе СНиП II-23-81.

Колонны торцевого фахверка запроектированы составными из железобетонной нижней части сечением 400 \times 600 мм (марка бетона М300) и верхней стальной части (рис. 105).

Рис. 105. Схема торцевого фахверка

а — расчетная схема фахверковой колонны

Покрытие — из крупнопанельных железобетонных плит размером 3 \times 6 м с замоноличенными швами.

Кровля рулонная.

Стеновые ограждающие конструкции — панели керамзитобетонные толщиной 240 мм. Схемы фасадов продольных и торцевых стен показаны на рис. 106.

Рис. 106. Схемы фасадов здания

2 — уровень верха колонн

Устанавливаем сейсмичность площадки строительства. При сейсмичности района 8 баллов и I категории грунтов по сейсмическим свойствам согласно п. 1 табл. 1 сейсмичность площадки строительства принимаем равной 7 баллам.

Назначаем расчетную сейсмичность здания.

Согласно табл. 3 для зданий по п. 1 и сейсмичности площадки строительства 7 баллов расчетная сейсмичность здания принимается равной 7 баллам.

Расчет здания производится в продольном и поперечном направлениях.

Вертикальные расчетные нагрузки от собственного веса конструкций здания, моста крана и снега приведены в табл. 18.

Таблица 18

<*> На 1 м длины одного рельса кранового пути.

<**> Нагрузка, учитываемая при определении сейсмической нагрузки.

<***> Нагрузка, учитываемая при определении периода собственных колебаний каркаса.

А. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ

1. Определяем перемещения колонн от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровне верха колонн.

Момент инерции сечений:

для крайней колонны каркаса:

в надкрановой части J_{\text{в}} = \frac{0,4 \cdot 0,38^{3}}{12} = 18,3 \cdot 10^{- 4} м4;

в подкрановой части J_{\text{н}} = \frac{0,4 \cdot 0,8^{3}}{12} = 170,7 \cdot 10^{- 4} м4;

для средней колонны каркаса:

в надкрановой части J_{\text{в}} = \frac{0,5 \cdot 0,6^{3}}{12} = 90 \cdot 10^{- 4} м4;

в подкрановой части J_{\text{н}} = \frac{0,5 \cdot 0,8^{3}}{12} = 213 \cdot 10^{- 4} м4.

Моменты инерции сечений фахверковой колонны:

металлической части J_{\text{в}} = 2 \frac{0,01 \cdot 0,02^{3}}{12} = 0,133 \cdot 10^{- 4} м4;

железобетонной части J_{\text{н}} = \frac{0,6 \cdot 0,4^{3}}{12} = 32 \cdot 10^{- 4} м4.

Перемещения в уровне верха колонн определяем следующим образом:

а) в крайней колонне каркаса:

+ \frac{10,95^{3} - 3,8^{3}}{3 \cdot 2,15 \cdot 10^{4} \cdot 170,7 \cdot 10^{- 4}} = 1,608 м/МН;

б) в средней колонне каркаса:

\delta_{11} = \frac{4,2^{3}}{3 \cdot 2,6 \cdot 10^{4} \cdot 90 \cdot 10^{- 4}} + \frac{10,95^{3} - 4,2^{3}}{3 \cdot 2,6 \cdot 10^{4} \cdot 213 \cdot 10^{- 4}} = 0,851 м/МН;

в) в фахверковой колонне А:

\delta_{11} = \frac{2,7^{3}}{3 \cdot 2,06 \cdot 10^{5} \cdot 0,133 \cdot 10^{- 4}} + \frac{13,55^{3} - 2,7^{3}}{3 \cdot 2,6 \cdot 10^{4} \cdot 32 \cdot 10^{- 4}} = 12,237 м/мН;

г) в фахверковой колонне Б:

\delta_{11} = \frac{3^{3}}{3 \cdot 2,06 \cdot 10^{5} \cdot 0,133 \cdot 10^{- 4}} + \frac{13,85^{3} - 3^{3}}{3 \cdot 2,6 \cdot 10^{4} \cdot 32 \cdot 10^{- 4}} = 13,758 м/МН.

2. Жесткость каркаса в уровне верха колонн определяем по формуле (18)

• 6/13,758 = 29,2 МН/м.

3. Вычисление веса здания от расчетных вертикальных нагрузок от собственного веса конструкций и снега приведено в табл. 19. Вес здания определяем в соответствии с п. 3.13 и принимаем сосредоточенным в уровне верха колонн.

Таблица 19

4. Период собственных колебаний в поперечном направлении здания определяется по формуле (17):

T = 2\pi \sqrt{Q/(Cg)} = 2 \cdot 3,14 \sqrt{24823 \cdot 10^{3}/(29,2 \cdot 10^{6} \cdot 9,8)} = 1,84 с.

5. Определяем коэффициент динамичности для каркаса здания. Коэффициент динамичности для грунтов I категории по сейсмическим свойствам определяем по формуле (3)

\beta = 1/Т = 1/1,84 = 0,54 < 0,8.

Принимаем \beta = 0,8.

6. Устанавливаем значения коэффициентов K_{1} , K_{2} , A , K_{\psi} и \eta , входящих в расчетные формулы (1) и (2).

K_{1} = 0,25 — по табл. 4 для зданий по п. 1;

K_{2} = 1 — по табл. 5 для зданий по п. 3;

A = 0,1 — для расчетной сейсмичности зданий 7 баллов;

K_{\psi} = 1 — по табл. 6 п. 3 при среднем значении h/b = 14,6 < 15.

Приведенные размеры поперечных сечений колонн определялись по формуле (6)

b = 1,6h \sqrt[3]{C_{\text{к}}/(E_{\text{б}}\text{а})} = 1,6h \sqrt[3]{1/(E_{\text{б}}\text{а}\delta_{11})}

и оказались равными:

для крайних колонн b_{\text{кр}} = 1,6 \cdot 10,95^{3} \sqrt{\frac{1}{21500 \cdot 0,4 \cdot 1,608}} = 0,73 м;

для средних колонн b_{\text{ср}} = 1,6 \cdot 10,25^{3} \sqrt{\frac{1}{26000 \cdot 0,5 \cdot 0,851}} = 0,74 м.

Тогда отношения h_{\text{кр}}/b_{\text{кр}} = 10,95/0,73 = 15 и h_{\text{ср}}/b_{\text{ср}} = 10,25/0,74 = 13,8, а среднее значение

h/b = \frac{1}{n_{\text{кр}} + n_{\text{ср}}} (\frac{h_{\text{кр}}}{b_{\text{кр}}} n_{\text{кр}} + \frac{h_{\text{ср}}}{b_{\text{ср}}} n_{\text{ср}}) = \frac{1}{22 + 12} (15 \cdot 22 + 13,8 \cdot 12) = 14,6,

где n_{\text{кр}} и n_{\text{ср}} — количество крайних и средних колонн соответственно;

\eta = 1 — для системы с одной степенью свободы.

8. Определяем расчетные величины нагрузок, действующих на поперечные рамы каркаса:

а) в уровне верха колонн — от покрытия, снега, участков продольных стен, расположенных выше верха колонн, части (50%) торцевых стен, связанных с покрытием с помощью фахверковых стоек.

Определяем сейсмическую нагрузку, действующую на весь каркас здания, по формулам (1) и (2), предварительно определив нагрузку Q^{\text{п}} (табл. 20).

S^{\text{п}} = \text{К}_{1}\text{К}_{2}Q^{\text{п}}\text{А}\beta\text{К}_{\psi}\eta = 0,25 \cdot 1 \cdot 22756 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 1 = 455,1 кН.

Таблица 20

Сейсмическую силу распределяем между отдельными рамами пропорционально их жесткостям в соответствии с п. 3.15.

На раму по осям I и II при ее жесткости:

C_{p} = 3/1,608 + 2/0,851 = 4,22 МН/м;

S_{\text{р}}^{\text{п}} = \frac{S^{\text{п}}C_{\text{р}}}{C} = \frac{455,1 \cdot 4,22}{29,2} = 65,8 кН.

На раму по осям 3, 5, 7, 9 при:

C_{p} = 4/1,608 + 2/0,851 = 4,84 МН/м;

S_{\text{р}}^{\text{п}} = \frac{455,1 \cdot 4,84}{29,2} = 75,9 МН/м;

б) по длине колонн — от собственного веса по формуле (19):

на крайнюю колонну рамы по осям I и II:

Q_{\text{к}}^{\text{к}} = 79,2 \cdot 1,5 = 118,9 кН;

S_{\text{к}}^{\text{к}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 118,9/10,95 = 0,2 кН/м;

на крайнюю колонну рамы по осям 3, 5, 7, 9:

Q_{\text{к}}^{\text{к}} = 79,2 \cdot 2 = 158,4 кН;

S_{\text{к}}^{\text{к}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 158,4/10,95 = 0,3 кН/м;

на среднюю колонну:

Q_{c}^{\text{к}} = 122,8 кН;

S_{\text{с}}^{\text{к}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 122,8/10,25 = 0,2 кН/м;

в) в уровне низа подкрановых балок от собственного веса подкрановых балок и подкрановых конструкций по формуле (20):

на крайнюю колонну рамы по осям I и II:

Q^{\text{пб}} = 41,6 + 0,6 \cdot 6 = 45,2 кН;

S_{\text{к}}^{\text{пб}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 45,2 = 0,9 кН;

на крайнюю колонну рамы по осям 3, 5, 7 и 9:

Q_{\text{к}}^{\text{пб}} = 41,6 \cdot 2 + 0,6 \cdot 12 = 90,4 кН;

S_{\text{к}}^{\text{пб}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 90,4 = 1,8 кН;

на среднюю колонну рамы по осям I и II:

Q_{\text{с}}^{\text{пб}} = 105,9 \cdot 6,25 \cdot 2/12 + 0,6 \cdot 6,25 \cdot 2 = 117,8 кН;

S_{\text{с}}^{\text{пб}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 117,8 = 2,3 кН;

на среднюю колонну рамы по осям 3, 5, 7 и 9:

Q_{\text{с}}^{\text{пб}} = 105,9 \cdot 2 + 0,6 \cdot 12 \cdot 2 = 226,2 кН;

S_{\text{с}}^{\text{пб}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 226,2 = 4,5 кН;

г) по длине крайних колонн — от участков продольных стен, расположенных в пределах высоты колонн, по формуле (21):

на раму по осям I и II:

Q^{\text{с}} = 2,2 \cdot 6 \cdot 10,95 = 144,5 кН;

S^{c} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 144,5/10,95 = 0,3 кН/м;

на раму по осям 3, 5, 7 и 9:

Q^{c} = 2,2(1,2 + 1,8)12 + 0,4(5,4 + 1,8)12 = 114 кН;

S^{c} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 114/10,95 = 0,2 кН/м;

д) в уровне расположения опорных консолей навесного участка торцевой стены (отм. +6,6 м) — от собственного веса участка торцевой стены по формуле (22):

на крайнюю колонну рамы по осям I и II:

Q_{\text{к}}^{\text{н}.\text{с}} = 2,2 \cdot 3,25 \cdot 3,6 = 25,7 кН;

S_{\text{к}}^{\text{н}.c} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 25,7 = 0,5 кН;

на среднюю колонну рамы по осям I и II:

Q_{\text{с}}^{\text{н}.\text{с}} = 2,2 \cdot 1,8 \cdot 6 + 0,4 \cdot 1,8 \cdot 6 = 28,1 кН;

S_{\text{с}}^{\text{н}.c} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1 \cdot 28,1 = 0,6 кН;

е) в уровне низа подкрановых балок — от собственного веса мостов кранов определяем в соответствии с п. 3.17.

Определяем максимальное давление на колонны от собственного веса мостов кранов, принимая их расположенными по одному в каждом пролете здания (схемы крановой нагрузки и линии влияния давления на колонны показаны на рис. 107):

на крайнюю колонну рамы по осям I и II:

Q_{\text{к}}^{\text{кр}} = 0,25 \cdot 151,3 \cdot 4,3/5,5 + 0,5 \cdot 0,25 \cdot 151,3(1,2/5,5 + 5,9/6) = 52,3 кН;

на крайнюю колонну рамы по осям 3, 5, 7 и 9:

Q_{\text{к}}^{\text{кр}} = 0,25 \cdot 151,3(1 + 1,6/6) + 0,5 \cdot 0,25 \cdot 151,3 \cdot 4,4/6 = 61,8 кН;

на среднюю колонну рамы по осям I и II:

Q_{\text{с}}^{\text{кр}} = 0,5 \cdot 151,3 \frac{5,9 + 10,3}{11,5} = 106,6 кН;

на среднюю колонну рамы по осям 3, 5, 7 и 9:

Q_{\text{с}}^{\text{кр}} = 0,5 \cdot 151,3(1 + 7,6/12) = 123,6 кН.

и линии влияния давления на колонны

а — крайние; б — средние

Значения сейсмических сил определяем по формулам (1) и (2):

на крайнюю колонну рамы по осям I и II:

S_{\text{к}}^{\text{кр}} = K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi}\eta Q_{\text{к}}^{\text{кр}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 3 \cdot 1 \cdot 1 \cdot 52,3 = 3,9 кН;

на крайнюю колонну рамы по осям 3, 5, 7 и 9:

S_{\text{к}}^{\text{кр}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 3 \cdot 1 \cdot 1 \cdot 61,8 = 4,6 кН;

на среднюю колонну рамы по осям I и II:

S_{\text{с}}^{\text{кр}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 3 \cdot 1 \cdot 1 \cdot 106,6 = 8 кН;

на среднюю колонну рамы по осям 3, 5, 7 и 9:

S_{\text{с}}^{\text{кр}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 3 \cdot 1 \cdot 1 \cdot 123,6 = 9,3 кН.

Б. РАСЧЕТ КАРКАСА В ПРОДОЛЬНОМ НАПРАВЛЕНИИ ЗДАНИЯ

9. Определяем перемещения крайнего продольного ряда колонн каркаса с учетом деформации стальных связей от действия единичной горизонтальной силы в уровне верха колонн.

Моменты инерции поперечных сечений крайней колонны:

надкрановой части J_{\text{в}} = \frac{0,38 \cdot 0,4^{3}}{12} = 203 \cdot 10^{- 5} м4;

подкрановой части J_{\text{н}} = \frac{0,8 \cdot 0,4^{3}}{12} = 427 \cdot 10^{- 5} м4.

Расчетную схему ряда принимаем в виде двух раздельных колонн со стальными подкосами; при этом жесткость каждой колонны равняется жесткости 11/2 = 5,5 колонны (рис. 108).

от единичных сил (б) в колоннах здания по оси А и Г

Площадь поперечного сечения стального подкоса, состоящего из двух прокатных неравнобоких уголков 110 \times 70 \times 8 , равна:

\text{А}_{\text{с}.\text{в}} = 278 \cdot 10^{- 5} м2.

Вычисляем:

E_{\text{б}}J_{\text{в}} = 2,15 \cdot 10^{10} \cdot 203 \cdot 10^{- 5} = 43,65 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{н}} = 2,15 \cdot 10^{10} \cdot 427 \cdot 10^{- 5} = 91,80 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{ст}}\text{А}_{\text{с}.\text{в}} = 2,06 \cdot 10^{11} \cdot 278 \cdot 10^{- 5} = 572,7 \cdot 10^{6} Па х м2.

Для простоты вычислений величину жесткости 5,5 E_{\text{б}}I_{\text{н}} принимаем E_{\text{б}}I_{\text{н}} = 1.

k_{1} = \text{Е}_{\text{ст}}\text{А}_{\text{с}.\text{в}}/(5,5\text{Е}_{\text{б}}J_{\text{н}}) = 572,7 \cdot 10^{6}/(5,5 \cdot 91,8 \cdot 10^{6}) = 1,13\text{м}^{- 2} ;

k_{2} = 5,5E_{\text{б}}J_{\text{в}}/(5,5E_{\text{б}}J_{\text{н}}) = 43,65 \cdot 10^{6}/(91,80 \cdot 10^{6}) = 0,475 .

Основная система метода сил и эпюры моментов \text{М}_{1} и \text{М}_{\text{р}} показаны на рис. 108.

Определяем значения \delta_{11} и \delta_{1p} , увеличенные в 5,5 E_{\text{б}}I_{\text{н}} раз

\delta_{11} = \int \frac{M_{1}^{2}}{k} dx + \sum \frac{N_{1}^{2}l}{k_{1}} = 4,65^{2} \cdot 7,15/(3 \cdot 1) + 1^{2} \cdot 8,62/1,13 = 59,0 м/кН;

\delta_{1p} = \int \frac{M_{1}M_{p}}{k} dx = \frac{7,15 \cdot 4,65}{6 \cdot 1} (2 \cdot 10,95 + 3,8) = 142,4 м/кН.

Усилие в связях x = \delta_{1p}/\delta_{11} = 142,4/59 = -2,41.

Изгибающие моменты в колонне от силы Р = 1:

\text{М}_{\text{в}} = 1 \cdot 3,8 = 3,8 кН х м; \text{М}_{\text{н}} = 1 \cdot 10,95 - 2,41 \cdot 0,65 \cdot 7,15 = -0,25 кН х м. Эпюра приведена на рис. 108.

Перемещение крайнего ряда колонн со связями от действия горизонтальной единичной силы в уровне верха колонн равняется половине величины перемещения верха одной приведенной колонны с подкосом от силы P = 1, которое определяем путем перемножения эпюр \text{М}_{\text{р}} и M:

- \frac{1}{6} (10,95 - 3,8 - 6,71) \cdot 0,25(10,51 + 2 \cdot 10,95)] = 114,08 \cdot 10^{- 3} м/МН.

10. Определяем перемещение среднего продольного ряда каркаса с учетом деформации стальных связей от действия единичной горизонтальной силы в уровне верха колонн.

Расчетная схема ряда приведена на рис. 109.

горизонтальных единичных сил

1 — панель вертикальной стальной связи

Моменты инерции колонны равны:

в надкрановой части J_{\text{в}} = \frac{0,6 \cdot 0,5^{3}}{12} = 625 \cdot 10^{- 5} м4;

в подкрановой части J_{\text{н}} = \frac{0,8 \cdot 0,5^{3}}{12} = 833 \cdot 10^{- 5} м4.

Площади поперечных сечений элементов стальных связей, состоящих из прокатных профилей, равны: A_{1} = 312 \cdot 10^{- 5} м2; A_{2} = 218 \cdot 10^{- 5} м2.

Вычисляем:

E_{\text{б}}J_{\text{в}} = 2,6 \cdot 10^{10} \cdot 625 \cdot 10^{- 5} = 162,5 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{б}}J_{\text{н}} = 2,6 \cdot 10^{10} \cdot 833 \cdot 10^{- 5} = 216,6 \cdot 10^{6} Па х м4;

E_{\text{ст}}\text{А}_{1} = 2,06 \cdot 10^{11} \cdot 312 \cdot 10^{- 5} = 642,7 \cdot 10^{6} Па х м2;

E_{\text{ст}}\text{А}_{2} = 2,06 \cdot 10^{11} \cdot 218 \cdot 10^{- 5} = 449,1 \cdot 10^{6} Па х м2.

Для простоты вычислений величину жесткости 6 E_{\text{б}}J_{\text{н}} принимаем h = 1. Тогда соответственно жесткости остальных элементов расчетной схемы составляют:

k_{1} = \frac{\text{Е}_{\text{ст}}\text{А}_{1}}{6\text{Е}_{\text{б}}J_{\text{н}}} = \frac{642,7 \cdot 10^{6}}{6 \cdot 216,6 \cdot 10^{6}} = 0,495\text{м}^{- 2} ;

k_{2} = \frac{\text{Е}_{\text{ст}}\text{А}_{2}}{6\text{Е}_{\text{б}}J_{\text{н}}} = \frac{449,1 \cdot 10^{6}}{6 \cdot 216,6 \cdot 10^{6}} = 0,346\text{м}^{- 2} ;

k_{3} = \frac{6E_{\text{б}}J_{\text{в}}}{6E_{\text{б}}J_{\text{н}}} = \frac{162,50 \cdot 10^{6}}{216,6 \cdot 10^{6}} = 0,75 .

Определяем усилия в стержнях связей от действия горизонтальных сил P = 0,5 кН, приложенных в узлах C и L (рис. 109):

H_{A} = 0,5 кН; R_{A} = \frac{1 \cdot 6050}{11500} = 0,526 кН;

N_{AD} = 0,5 \cdot 4427/2220 = 0,997 кН;

N_{AC} = 0,526 - 0,997 \cdot 3830/4427 = - 0,336 кН;

N_{\text{С}D} = 0,336 \cdot 3140/2220 = 0,475 кН;

N_{CE} = - 0,5 - 0,475 \frac{2220}{3140} = - 0,836 кН;

N_{DE} = (0,475 \frac{2220}{3140} + 0,997 \frac{2220}{4427})4170/3580 = 0,988 кН.

За неизвестное x принимаем усилие в месте примыкания колонны к верху портальной связи. Строим эпюры моментов M_{1} и M_{p} (рис. 109).

Вычисляем единичные перемещения \delta_{11} и \delta_{1p} , кратные E_{\text{б}}J_{\text{н}} :

+ \frac{(2 \cdot 0,836^{2} \cdot 5,75 + 0,988^{2} \cdot 4,17 + 0,997^{2} \cdot 4,427)}{0,495} 2 = 156,1 м/кН;

\delta_{1p} = \int \frac{M_{1}M_{p}}{k} dx = \frac{6,75^{2}(2 \cdot 10,25 + 3,5)}{6 \cdot 1} = 182,25 м/кН.

Усилие в связях: x = - \delta_{1p}/\delta_{11} = -182,25/156,1 = -1,17.

Определяем изгибающие моменты в колонне от силы P = 1 и строим эпюру M (рис. 109): \text{М}_{\text{в}} = 1 \cdot 3,5 = 3,5 кН х м; \text{М}_{\text{н}} = 1 \cdot 10,25 - 1,17 \cdot 6,75 = 2,35 кН х м.

Горизонтальное перемещение среднего ряда колонн со связями от действия горизонтальной единичной силы в уровне верха колонн определяем перемножением эпюр M_{\text{р}} и M:

= 116 \cdot 10^{- 3} м/МН.

11. Определяем перемещения фахверковых колонн от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровнях верха фахверковых колонн.

Моменты инерции поперечных сечений фахверковой колонны:

металлической части:

J_{\text{в}} = 2 \cdot 0,2 \cdot 0,01 \cdot 0,125^{2} + \frac{0,006 \cdot 0,24^{3}}{12} = 0,694 \cdot 10^{- 4} м4;

железобетонной части:

J_{\text{н}} = \frac{0,4 \cdot 0,6^{3}}{12} = 72 \cdot 10^{- 4} м4.

Определяем перемещения в уровне верха колонн:

а) в колонне А:

+ \frac{(13,55^{3} - 2,7^{3})}{3 \cdot 2,6 \cdot 10^{4} \cdot 72 \cdot 10^{- 4}} = 4845 \cdot 10^{- 3} м/МН;

б) в колонне Б:

\delta_{11} = \frac{3^{3}}{3 \cdot 2,06 \cdot 10^{5} \cdot 0,694 \cdot 10^{- 4}} + \frac{13,85^{3} - 3^{3}}{3 \cdot 2,6 \cdot 10^{4} \cdot 72 \cdot 10^{- 4}} = 5300 \cdot 10^{- 3} м/МН.

12. Определяем жесткость каркаса в уровне верха колонн:

\text{С } = \frac{2}{114,08 \cdot 10^{- 3}} + \frac{2}{116 \cdot 10^{- 3}} + \frac{12}{4845 \cdot 10^{- 3}} + \frac{6}{5300 \cdot 10^{- 3}} = 38,38 МН/м.

13. Определяем вертикальную нагрузку от веса конструкций и снега.

Вертикальную нагрузку от собственного веса конструкций и снега принимаем из расчета здания в поперечном направлении за вычетом нагрузки от веса мостов кранов

Q = 24823 — 363 = 24460 кН.

14. Определяем период собственных колебаний каркаса в продольном направлении здания

\text{Т } = 2 \cdot 3,14 \sqrt{\frac{24460 \cdot 10^{3}}{38,38 \cdot 10^{6} \cdot 9,8}} = 1,6 с.

15. Коэффициент динамичности для каркаса здания

\beta = 1/T = 1/1,6 = 0,63 < 0,8.

Принимаем \beta = 0,8.

16. K_{1} = 0,25; K_{2} = 1; A = 0,1; \eta = 1 принято по п. 6 настоящего примера.

Устанавливаем значение коэффициента K_{\psi} .

В продольном направлении здания отношение h/b, где h принимается в пределах стальных вертикальных связей, равны:

по крайнему ряду колонн: h_{\text{кр}}/b_{\text{кр}} = 7,15/0,4 = 17,88;

по среднему ряду колонн: h_{\text{ср}}/b_{\text{ср}} = 6,75/0,5 = 13,5.

Среднее значение

= \frac{1}{22 + 12} (17,88 \cdot 22 + 13,5 \cdot 12) = 16,33>15 ;

по интерполяции принимаем: K_{\psi} = 1,067.

17. Определяем расчетные величины сейсмических нагрузок на продольные рамы каркаса.

а) В уровне верха колонн — от покрытия, снега, участков продольных стен, расположенных выше верха колонн, и части (50%) торцевых стен.

По формулам (1) и (2) определяем сейсмическую нагрузку, действующую на весь каркас здания; нагрузку Q^{\text{п}} принимаем из расчета здания в поперечном направлении (см. табл. 20): Q^{\text{п}} = 22756 кН; S^{\text{п}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 22756 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 1 = 485,6 кН.

В соответствии с п. 3.15 сейсмическую нагрузку распределяем между продольными рамами пропорционально их жесткостям.

На крайнюю раму, при \text{С}_{\text{р}} = 1/(114,08 \cdot 10^{- 3}) = 8,76 МН/м;

S_{\text{к}}^{\text{п}} = 485,6 \cdot 8,76/38,38 = 110,8 кН.

На среднюю раму: C_{p} = \frac{1}{116 \cdot 10^{- 3}} = 8,62 МН/м;

S_{\text{к}}^{\text{п}} = \frac{485,6 \cdot 8,62}{38,38} = 109,1 кН.

б) По длине колонн — от собственного веса колонн по формуле (19):

на крайнюю раму: Q^{\text{к}} = 79,2 кН;

S^{\text{к}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 79,2/10,95 = 0,15 кН/м;

на среднюю раму: Q^{\text{к}} = 122,8 кН;

S^{\text{к}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 122,8/10,25 = 0,3 кН/м.

в) В уровне низа подкрановых балок по формуле (20):

на крайнюю раму

Q^{\text{п}.\text{б}} = 41,6 \cdot 10 + 0,6 \cdot 60 = 452 кН;

S^{\text{п}.\text{б}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 452 = 9,6 кН;

на среднюю раму

Q^{\text{п}.\text{б}} = 105,9 \cdot 10 + 0,6 \cdot 60 \cdot 2 = 1131 кН;

S^{\text{п}.\text{б}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 1131 = 24,1 кН.

г) По длине пристенных колонн — от участков торцевых стен, расположенных в пределах высоты колонн, по формуле (21):

на крайнюю раму

Q^{\text{с}} = 2,2 \cdot 10,95 \cdot 3,25 = 78,3 кН;

S^{c} = K_{1}K_{2}A\beta K_{\psi} \frac{Q^{\text{с}}}{H} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,06 \frac{78,3}{10,95} = 0,15 кН/м;

на среднюю раму

Q^{c} = 2,2(0,6 + 1,8 + 1,35)6 + 0,4(1,8 + 5,4)6 = 66,8 кН;

S^{\text{с}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 66,8/10,25 = 0,14 кН/м.

д) В уровне расположения опорных консолей навесного участка продольной стены (отм. +6,6 м) — от собственного веса навесного участка продольной стены по формуле (22):

на колонну по осям I и II

Q_{1}^{\text{н}.\text{с}} = 2,2 \cdot 3,25 \cdot 3,6 = 25,7 кН;

S_{1}^{\text{н}.\text{с}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 25,7 = 0,5 кН;

на колонну по осям 2 и 10

Q_{2}^{\text{н}.\text{с}} = 2,2(2,75 \cdot 3,6 + 3 \cdot 1,8) + 0,4 \cdot 3 \cdot 1,8 = 35,8 кН;

S_{2}^{\text{н}.\text{с}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 35,8 = 0,8 кН;

на колонну по осям 3 — 9

Q_{3}^{\text{н}.\text{с}} = 2,2 \cdot 6 \cdot 1,8 + 0,4 \cdot 6 \cdot 1,8 = 28,1 кН;

S_{3}^{\text{н}.\text{с}} = 0,25 \cdot 1 \cdot 0,1 \cdot 0,8 \cdot 1,067 \cdot 28,1 = 0,6 кН.

ОТ КРУЧЕНИЯ ЗДАНИЯ В ПЛАНЕ

Конструктивная схема здания имеет равномерное распределение жесткостей конструкций и масс. Следовательно, положение центров масс и жесткостей здания совпадает с точкой пересечения осей симметрии здания. В соответствии с п. 2.17 величину расчетного эксцентриситета принимаем равной 0,02B:

для поперечного направления

d^{x} = 0,02 \cdot 60 = 1,2 м;

для продольного направления

d^{y} = 0,02 \cdot 72 = 1,44 м.

18. Определяем угловую горизонтальную жесткость здания по формуле (14)

+ 2 \cdot 8,62 \cdot 12^{2} = 355,2 \cdot 10^{2} МН х м/рад.

19. Определяем полную сейсмическую нагрузку на рамы каркаса с учетом поворота здания в плане по формуле (10). Дополнительная нагрузка от поворота здания определяется в уровне верха колонн от покрытия, снега, участков продольных стен, расположенных выше верха колонн, части (50%) торцевых стен. Направление поворота здания, расположение центра масс принято по рис. 99.

Поперечное направление здания:

рама по оси 1

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 65,8 + \frac{4,22 \cdot 29,5}{355,2 \cdot 10^{2}} 455,1 \cdot 1,2 = 67,7 кН;

рама по оси 3

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 75,9 + \frac{4,84 \cdot 18}{355,2 \cdot 10^{2}} 455,1 \cdot 1,2 = 77,2 кН;

рама по оси 5

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 75,9 + \frac{4,84 \cdot 6}{355,2 \cdot 10^{2}} 455,1 \cdot 1,2 = 76,3 кН;

рама по оси 7

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 75,9 - \frac{4,84 \cdot 6}{355,2 \cdot 10^{2}} 455,1 \cdot 1,2 = 75,5 кН;

рама по оси 9

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 75,9 - \frac{4,84 \cdot 18}{355,2 \cdot 10^{2}} 455,1 \cdot 1,2 = 74,6 кН;

рама по оси 11

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 65,8 - \frac{4,22 \cdot 29,5}{355,2 \cdot 10^{2}} 455,1 \cdot 1,2 = 63,9 кН.

Продольное направление здания:

рама по оси А

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 110,8 + \frac{8,76 \cdot 35,6}{355,2 \cdot 10^{2}} 485,6 \cdot 1,44 = 116,9 кН;

рама по оси Б

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 109,1 + \frac{8,62 \cdot 12}{355,2 \cdot 10^{2}} 485,6 \cdot 1,44 = 111,1 кН;

рама по оси В

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 109,1 - \frac{8,62 \cdot 12}{355,2 \cdot 10^{2}} 485,6 \cdot 1,44 = 107,1 кН;

рама по оси Г

S_{\text{п}}^{\text{п}} = 110,8 - \frac{8,76 \cdot 35,6}{355,2 \cdot 10^{2}} 485,6 \cdot 1,44 = 104,7 кН.

20. Определяются расчетные усилия M и Q в сечениях колонн от сейсмических нагрузок S_{\text{п}}^{\text{п}} , S_{\text{к}} , S^{\text{п}.\text{б}} , S^{\text{с}} , S^{\text{н}.\text{с}} и S^{\text{кр}} по расчетным схемам рам каркаса, показанным на рис. 110. Значения расчетных нагрузок приведены в табл. 21 и 22.

Рис. 110. Расчетные схемы рам каркаса здания

в — продольной по оси Б и В

Таблица 21

Таблица 22

Пример 3. Определение усилий в железобетонном каркасе многоэтажного здания от действия сейсмических нагрузок в поперечном направлении

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

Конструктивно-планировочные схемы и фасады здания приведены на рис. 111 и 112.

динамическая расчетная схема каркаса здания (в)

1 — центр тяжести сечения ригеля

Сейсмичность района строительства 8 баллов, категория грунта площадки строительства по сейсмическим свойствам — II. По своему назначению здание относится к группе объектов по п. 1 табл. 3.

По эксплуатационным характеристикам в конструкциях здания могут допускаться остаточные деформации, затрудняющие нормальную эксплуатацию, при условии обеспечения безопасности людей и сохранности оборудования.

Каркас здания в поперечном и продольном направлении принят рамным со всеми жесткими узлами. Несущие конструкции каркаса: колонны в двух верхних этажах сечением 400 \times 400 мм, в двух нижних этажах сечением 400 \times 600 мм, ригели сечением 800 \times 300 мм с полками для опирания плит перекрытий и покрытия (рис. 112).

Конструкции каркаса выполнены из бетона марки М300 ( E_{\text{б}} = 2,6 \cdot 10^{4} МПа).

Стены панельные с ленточным остеклением.

1. Устанавливаем сейсмичность площадки строительства. При сейсмичности района 8 баллов и II категории грунтов сейсмичность площадки строительства по табл. 1 принимаем равной 8 баллам.

Назначаем расчетную сейсмичность здания. Согласно табл. 3 для зданий по п. 1 и сейсмичности площадки строительства 8 баллов, расчетная сейсмичность здания принимается 8 баллов.

Вертикальные расчетные нагрузки, действующие на каркас здания, приведены в табл. 23.

Таблица 23

2. Определяем перемещение каркаса здания от действия единичных горизонтальных сил, приложенных в уровнях перекрытий и покрытия.

Перемещения поперечной рамы каркаса здания от действия единичных горизонтальных сил определяем по методу перемещений.

Так как жесткости всех поперечных рам каркаса здания одинаковы, то перемещение каркаса здания от единичных сил, приложенных в уровнях перекрытий, будет в 9 раз меньше перемещения каждой рамы.

Используя симметрию здания, получим расчетную схему рамы, изображенную на рис. 113.

Рис. 113. Расчетная схема поперечной рамы каркаса

Участки примыкания ригелей к колоннам принимаем бесконечно жесткими с размерами, обозначенными на рис. 114.

сопряжения ригелей с крайними и средними колоннами

тяжести сечения ригеля

Следует заметить, что размеры участков повышенной жесткости в местах сопряжения ригелей с колоннами должны приниматься в зависимости от типа стыка. Например, при наличии на колоннах внешних треугольных консолей, на которые устанавливаются ригели, или при решении стыков ригелей с колоннами на внутренних консолях размеры бесконечно жестких участков рекомендуется принимать равными по высоте — высоте ригелей, а по ширине — высоте сечения колонн.

а) Определение моментов инерции элементов рамы.

Для ригелей

+ 2(\frac{0,175 \cdot 0,3^{3}}{36} + 0,5 \cdot 0,175 \cdot 0,3 \cdot 0,16^{2}) = 148,2 \cdot 10^{- 4} м4.

Для колонн сечением 400 \times 400 мм

I_{\text{к}}^{(1)} = 0,4^{4}/12 = 21,3 \cdot 10^{- 4} м4.

Для колонн сечением 400 \times 600 мм

J_{\text{к}}^{(2)} = 0,4 \cdot 0,6^{3}/12 = 72 \cdot 10^{- 4} м4.

б) Определение коэффициентов распределения и коэффициентов передачи.

Расчетные схемы узлов поперечной рамы каркаса изображены на рис. 115.

поперечной рамы каркаса

стержни 8, 9, 10, 13 — для узла И

В качестве примера приводим расчет для узла А.

Значения погонных жесткостей стержней 1 и 3 (для упрощения расчета уменьшенные в E_{\text{б}} раз):

i_{1} = I_{p}/l_{1} = \frac{148,2 \cdot 10^{- 4}}{4,7} = 31,53 \cdot 10^{- 4} Па х м3;

i_{3} = J_{\text{к}}^{(1)}/l_{3} = \frac{21,3 \cdot 10^{- 4}}{3,56} = 5,98 \cdot 10^{- 4} Па х м3.

Далее определяем реактивные моменты в стержнях узла от единичного поворота по формулам, приведенным в серии ИИС-20 (ЦНИИПромзданий):

= 4 \cdot 31,53 \cdot 10^{- 4}[1 + 3 \frac{0,55}{4,7} + 3(\frac{0,55}{4,7})^{2}] = 175,69 \cdot 10^{- 4} Н х м;

= 4 \cdot 5,98 \cdot 10^{- 4}[1 + 3 \frac{0,8}{3,56} + 3(\frac{0,8}{3,56})^{2}] = 43,73 \cdot 10^{- 4} Н х м.

Определяем реактивные моменты на противоположных концах стержней от единичного угла поворота узла А:

= 2 \cdot 31,53 \cdot 10^{- 4}(1 + 3 \frac{0,55 + 0,55}{4,7} + 6 \frac{0,55 \cdot 0,55}{4,7^{2}}) = 112,63 \cdot 10^{- 4} Н х м;

= 2 \cdot 5,98 \cdot 10^{- 4}(1 + 3 \frac{0,8 + 0,44}{3,56} + 6 \frac{0,8 \cdot 0,44}{3,56^{2}}) = 26,45 \cdot 10^{- 4} Н х м.

Определяем коэффициенты распределения по формуле \Delta_{i} = M_{i}/ \sum M ;

= 219,42 \cdot 10^{- 4} Н х м;

\Delta_{A1} = \frac{M_{A1}}{\sum M_{A}} = \frac{175,69 \cdot 10^{- 4}}{219,42 \cdot 10^{- 4}} = 0,801 ;

\Delta_{A3} = \frac{M_{A3}}{\sum M_{A}} = \frac{43,73 \cdot 10^{- 4}}{219,42 \cdot 10^{- 4}} = 0,199 .

Проверка \Delta_{A1} + \Delta_{A3} = 0,801 + 0,199 = 1.

Определяем коэффициенты передачи по формуле k_{i} = m_{i}/M_{i} ;

k_{A1} = \frac{m_{A1}}{M_{A1}} = \frac{112,63 \cdot 10^{- 4}}{175,69 \cdot 10^{- 4}} = 0,641 ;

k_{A3} = \frac{m_{A3}}{M_{A3}} = \frac{26,45 \cdot 10^{- 4}}{43,73 \cdot 10^{- 4}} = 0,605 .

Коэффициенты распределения и коэффициенты передачи для всех узлов рамы приведены на схеме рис. 116.

распределения и передачи

в) Определение начальных моментов от единичных смещений ярусов и их распределение.

Начальные моменты от единичных смещений ярусов определяем в соответствии со схемами, приведенными на рис. 117 и 118.

четвертого (а) и третьего (б) яруса рамы

второго (а) и первого (б) яруса рамы

В качестве примера приводим определение значений начальных моментов при смещении на единицу IV яруса рамы (рис. 117, а)

= - \frac{6 \cdot 21,3 \cdot 10^{- 4}}{3,56^{2}} \cdot \frac{3,56 + 2 \cdot 0,8}{3,56} E_{\text{б}} = - 14,633 \cdot 10^{- 4} \cdot E_{\text{б}} Н х м/м;

= - \frac{6 \cdot 21,3 \cdot 10^{- 4}}{3,56^{2}} \cdot \frac{3,56 + 2 \cdot 0,44}{3,56} E_{\text{б}} = - 12,593 \cdot 10^{- 4} \cdot E_{\text{б}} Н х м/м.

Значения начальных моментов в стержнях при последовательном смещении каждого из ярусов приведены на рис. 117 и 118.

Затем производим распределение начальных моментов и построение эпюр изгибающих моментов.

Эпюры изгибающих моментов, а также направления реакций в фиктивных связях от единичных перемещений ярусов рамы приведены на рис. 119. Числовые значения эпюр кратны E_{\text{б}} \cdot 10^{- 4} .

и четвертого (г) яруса рамы

г) Определение реакций от единичных перемещений.

Реакции в фиктивных связях при смещении первого яруса рамы:

r_{41} = \frac{0,285 + 0,42 + 0,016 + 0,007}{4,8} = 0,728/4,8 = 0,152E_{\text{б}} \cdot 10^{- 4} Н/м;

= - \frac{0,728 + 10,29}{4,8} = - 2,297E_{\text{б}} \cdot 10^{- 4} Н/м;

= \frac{10,29 + 148,105}{4,8} = 32,99E_{\text{б}} \cdot 10^{- 4} Н/м;

= - 65,584E_{\text{б}} \cdot 10^{- 4} Н/м.

Аналогично определяются реакции при перемещении остальных ярусов рамы. Значения вычисленных реакций r_{jk} , Н/м, уменьшенные в E_{\text{б}} \cdot 10^{- 4} раз, приведены в табл. 24.

Таблица 24

Полученные реакции в фиктивных связях от единичных перемещений ярусов рамы r_{jk} являются коэффициентами системы канонических уравнений метода деформаций.

Перемещения рамы от действия единичных сил, последовательно приложенных к каждому ярусу в отдельности, определяются из систем канонических уравнений, при этом свободные члены A_{jk} (j = 1, 2, 3, 4) принимаются по табл. 25.

.

Таблица 25

Системы канонических уравнений решаем алгоритмом Гаусса.

Значения неизвестных для \delta_{jk} , м/Н, систем канонических уравнений приведены в табл. 26. Единичные перемещения даны для одной полурамы, уменьшенные в 10^{4}/E_{\text{б}} раз.

Таблица 26

Действительные перемещения ярусов всей рамы от действия силы P = 1 Н будут равны: \frac{10^{4}}{2E_{\text{б}}} \delta_{jk} = \frac{\delta_{jk}}{5,2 \cdot 10^{6}} м

или при Р = 1 кН составят: \frac{10^{4}}{2E_{\text{б}}} \delta_{jk} = \frac{\delta_{jk}}{5,2 \cdot 10^{3}} м.

3. Определяем массы, сосредоточенные в уровнях перекрытий и покрытия.

Значения сосредоточенных нагрузок Q_{k} , приложенных в уровне перекрытий и покрытия, вычислены в соответствии с нагрузками (см. табл. 23) и приведены в табл. 27. Принимаем Q_{1} = Q_{2} = Q_{3} = 25500 кН = 255 \cdot 10^{5} Н.

Таблица 27

Соответствующие значения масс m_{k} = Q_{k}/g ; m_{1} = 255 \cdot 10^{5}/9,81 = 260 \cdot 10^{4} кг; m_{2} = 260 \cdot 10^{4} кг; m_{3} = 260 \cdot 10^{4} кг; m_{4} = 82 \cdot 10^{4} кг.

4. Определяем частоты и формы собственных колебаний каркаса здания.

Динамическая расчетная схема изображена на рис. 112.

Для системы с четырьмя степенями свободы динамические уравнения собственных колебаний принимают вид:

(95)

где \delta_{jk} — перемещения ярусов каркаса здания от действия единичных сил; значения перемещений принимаются по табл. 26;

x_{jk} — амплитуда колебаний ярусов.

Подставляя значение m и \delta в (95), составляем систему уравнений:

+ 82 \cdot 0,041kX_{4} = 0 ;

260 \cdot 0,041kX_{1} + (260 \cdot 0,087k - 1/p^{2})X_{2} + 260 \cdot 0,094kX_{3} + 82 \cdot 0,094kX_{4} = 0 ;

260 \cdot 0,041kX_{1} + 260 \cdot 0,094kX_{2} + (260 \cdot 0,205k - 1/p^{2})X_{3} + 82 \cdot 0,213kX_{4} = 0 ;

260 \cdot 0,041kX_{1} + 260 \cdot 0,094kX_{2} + 260 \cdot 0,213kX_{3} + (82 \cdot 0,325k - 1/p^{2})X_{4} = 0 ,

где k = 10^{4} \cdot 10^{4}/(9 \cdot 2 \cdot 2,6 \cdot 10^{10}) = 1/9 \cdot 520 .

Систему уравнений решаем итерационным методом.

Для нахождения второй частоты и второй формы собственных колебаний используется условие ортогональности первой и второй форм собственных колебаний, а для определения третьей частоты и третьей формы используется условие ортогональности первой и третьей, второй и третьей форм собственных колебаний.

В результате расчета значения первой частоты собственных колебаний p_{1} = 7,246 рад/с, второй — p_{2} = 18,362 рад/с, третьей — p_{3} = 28,612 рад/с; координаты первой формы собственных колебаний A^{(1)} = (0,2218; 0,4737; 0,8765; 1); второй A^{(2)} = (-2,227; -3,0705; 1; 3,399); третьей — A^{(3)} = (2,559; 1; -6,265; 14,088).

5. Определяем коэффициенты динамичности \beta_{i} для каркаса здания по формуле (4).

Для I формы колебаний:

\beta_{1} = 0,175 \cdot p_{1} = 0,175 \cdot 7,246 = 1,269 . Условие 0,8 \leq \beta_{1} = 1,269 \leq 2,7 соблюдается.

Для II формы колебаний:

\beta_{2} = 0,175 \cdot p_{2} = 0,175 \cdot 18,362 = 3,216 > 2,7; принимаем \beta_{2} = 2,7.

Для III формы колебаний:

\beta_{3} = 0,175 \cdot p_{3} = 0,175 \cdot 28,612 = 5,01 > 2,7; принимаем \beta_{3} = 2,7.

6. Определяем коэффициенты форм колебаний каркаса здания \eta_{ik} .

Коэффициенты \eta_{ik} определяем по формуле

\eta_{ik} = a_{k}^{(i)} \frac{\sum_{j = 1}^{n} m_{j}a_{(j)}^{i}}{\sum_{j = 1}^{n} m_{j}[a_{(j)}^{i}]^{2}} = q_{i}a_{k}^{(i)} , (96)

где q_{i} = \frac{\sum_{j = 1}^{n} m_{j}a_{(j)}^{i}}{\sum_{j = 1}^{n} m_{j}[a_{(j)}^{i}]^{2}} — величина, постоянная для каждой формы (табл. 28);

m_{j} — массы, сосредоточенные в уровне перекрытий и покрытия;

a_{k}^{(i)} , a_{(j)}^{i} — относительные амплитуды колебаний по i-й форме в рассматриваемой точке k и во всех точках j, т.е. в точке, отвечающей расположению масс в рассматриваемой расчетной схеме.

Таблица 28

Вычисление коэффициентов \eta_{ik} приведено в табл. 29.

Таблица 29

7. Определяем сейсмические нагрузки.

Расчетные значения сейсмических нагрузок без учета поворота здания вокруг вертикальной оси определяем по формулам (1) и (2).

Устанавливаем значения коэффициентов K_{1} , K_{2} , A, K_{\psi} и \eta_{ik} , входящие в расчетные формулы.

K_{1} = 0,25 — по табл. 4 для зданий по п. 1;

K_{2} = 1 — по табл. 5 для зданий по п. 3;

A = 0,2 — для расчетной сейсмичности зданий 8 баллов;

K_{\psi} = 1 — по табл. 6 п. 3 при h/b = 4,8/0,4 = 12 < 15.

Для I формы колебаний:

S_{4} = 8050 \cdot 0,25 \cdot 1 \cdot 0,2 \cdot 1,269 \cdot 1 \cdot 1,390 = 710,0 кН.

Для II формы колебаний:

S_{4} = 8050 \cdot 0,25 \cdot 1 \cdot 0,2 \cdot 2,7 \cdot 1( - 0,580) = -630,3 кН.

Для III формы колебаний:

S_{4} = 8050 \cdot 0,25 \cdot 1 \cdot 0,2 \cdot 2,7 \cdot 1 \cdot 0,223 = 242,3 кН.

8. Сейсмические нагрузки с учетом поворота здания.

Согласно п. 2.17 определяем величину расчетного эксцентриситета e_{0} = 0,02B = 0,02 х 48 = 0,96 м.

Единичные перемещения рамы каркаса (м/Н) в продольном направлении, кратные множителю 10^{4}/E_{\text{б}} , составляют: \delta_{11} = 0,0078; \delta_{22} = 0,019; \delta_{33} = 0,046; \delta_{44} = 0,072.

Полная горизонтальная сейсмическая нагрузка в уровне k, действующая на рассматриваемую раму каркаса с учетом поворота здания (рис. 3 - 5), определяется по формуле (10).

Жесткость поперечной рамы в уровне k-го перекрытия (см. табл. 26).

C_{1a} = C_{1a}^{y} = \frac{1}{\delta_{11}} = \frac{2E_{\text{б}}}{10^{4}\delta_{11}} = \frac{2 \cdot 2,6 \cdot 10^{7}}{10^{4}\delta_{11}} = \frac{5200}{0,035} = 14,86 \cdot 10^{4} кН/м;

C_{2a} = C_{2a}^{y} = 1/\delta_{22} = 5200/0,087 = 5,98 \cdot 10^{4} кН/м;

C_{3a} = C_{3a}^{y} = 1/\delta_{33} = 5200/0,205 = 2,54 \cdot 10^{4} кН/м;

C_{4a} = C_{4a}^{y} = 1/\delta_{44} = 5200/0,325 = 1,6 \cdot 10^{4} кН/м.

Жесткость продольной рамы в уровне k-го перекрытия

C_{1a}^{x} = \frac{1}{\delta_{11}} = \frac{E_{\text{б}}}{10^{4}\delta_{11}} = \frac{2,6 \cdot 10^{7}}{10^{4}\delta_{11}} = \frac{2600}{\delta_{11}} = \frac{2600}{0,0078} = 33,33 \cdot 10^{4} кН/м;

C_{2a}^{x} = 1/\delta_{22} = 2600/0,019 = 13,68 \cdot 10^{4} кН/м;

C_{3a}^{x} = 1/\delta_{33} = 2600/0,046 = 5,65 \cdot 10^{4} кН/м;

C_{4a}^{x} = 1/\delta_{44} = 2600/0,072 = 3,61 \cdot 10^{4} кН/м.

Угловая горизонтальная жесткость яруса в уровне k-го перекрытия (при условии, что k-й ярус свободно поворачивается, а остальные закреплены).

Для I яруса: \overline{K_{\varphi}} = 14,86 \cdot 10^{4} \cdot 2(6^{2} + 12^{2} + 18^{2} + 23,5^{2}) + 33,33 \cdot 10^{4} \cdot 2(3^{2} + 8,7^{2}) = 3701,7 \cdot 10^{5} кН х м/рад.

Для II яруса: \overline{K_{2\varphi}} = 5,98 \cdot 10^{4} \cdot 2(6^{2} + 12^{2} + 18^{2} + 23,5^{2}) + 13,68 \cdot 10^{4} \cdot 2(3^{2} + 8,7^{2}) = 1495 \cdot 10^{5} кН х м/рад.

Для III яруса: \overline{K_{3\varphi}} = 2,54 \cdot 10^{4} \cdot 2(6^{2} + 12^{2} + 18^{2} + 23,5^{2}) + 5,65 \cdot 10^{4} \cdot 2(3^{2} + 8,8^{2}) = 632,3 \cdot 10^{5} кН х м/рад.

Для IV яруса: \overline{K_{4\varphi}} = 1,6 \cdot 10^{4} \cdot 2(6^{2} + 12^{2} + 18^{2} + 23,5^{2}) + 3,61 \cdot 10^{4} \cdot 2(3^{2} + 8,8^{2}) = 399,1 \cdot 10^{5} кН х м/рад.

Угловая горизонтальная жесткость каркаса:

в уровне перекрытия I этажа

K_{1\varphi} = \overline{K_{1\varphi}} = 370,2 \cdot 10^{6} кН х м/рад;

в уровне перекрытия II этажа по формуле (13)

K_{2\varphi} = \frac{K_{1\varphi} \cdot \overline{K_{2\varphi}}}{K_{1\varphi} + \overline{K_{2\varphi}}} = \frac{370,2 \cdot 10^{6} \cdot 149,5 \cdot 10^{6}}{370,2 \cdot 10^{6} + 149,5 \cdot 10^{6}} = 106,5 \cdot 10^{6} кН х м/рад;

в уровне перекрытия III этажа

K_{3\varphi} = \frac{K_{2\varphi} \cdot \overline{K_{3\varphi}}}{K_{2\varphi} + \overline{K_{3\varphi}}} = \frac{106,5 \cdot 10^{6} \cdot 63,23 \cdot 10^{6}}{106,5 \cdot 10^{6} + 63,23 \cdot 10^{6}} = 39,0 \cdot 10^{6} кН х м/рад;

в уровне перекрытия IV этажа

K_{4\varphi} = \frac{K_{3\varphi} \cdot \overline{K_{4\varphi}}}{K_{3\varphi} + \overline{K_{4\varphi}}} = \frac{39,0 \cdot 10^{6} \cdot 39,9 \cdot 10^{6}}{39,0 \cdot 10^{6} + 39,9 \cdot 10^{6}} = 19,7 \cdot 10^{6} кН х м/рад.

Определяем полную сейсмическую нагрузку, действующую на поперечную раму «а» по оси 8 с учетом поворота здания (по рис. 3) для трех форм собственных колебаний.

Для I формы колебаний

S_{4a}^{\text{п}} = \frac{710}{9} + \frac{1,6 \cdot 10^{4} \cdot 18}{19,7 \cdot 10^{6}} 710 \cdot 0,96 = 88,8 кН;

= \frac{1972,3 + 710}{9} + \frac{2,54 \cdot 10^{4} \cdot 18}{39,0 \cdot 10^{6}} (1972,3 + 710) \cdot 0,96 - 88,8 = 239,4 кН;

- 239,4 - 88,8 = 124,7 кН;

+ 1066,2 + 499,9) \cdot 0,96 - 88,8 - 239,4 - 124,7 = 47,7 кН.

Для II формы колебаний

S_{4a}^{\text{п}} = - \frac{630,3}{9} - \frac{1,6 \cdot 10^{4} \cdot 18}{19,7 \cdot 10^{6}} 630,3 \cdot 0,96 = - 78,9 кН;

- ( - 78,9) = - 70,2 кН;

- ( - 78,9) - ( - 70,2) = 219,6 кН;

+ 1803,9 + 1308,2) \cdot 0,96 - ( - 78,9) - ( - 70,2) - 219,6 = 152,5 кН.

Для III формы колебаний

S_{4a}^{\text{п}} = \frac{242,3}{9} + \frac{1,6 \cdot 10^{4} \cdot 18}{19,7 \cdot 10^{6}} 242,3 \cdot 0,96 = 30,3 кН;

- 30,3 = - 42,7 кН;

- 30,3 - ( - 42,7) = 6,7 кН;

- ( - 42,7) - 6,7 = 16,8 кН.

9. Определяем перемещения ярусов рамы каркаса от действия сейсмических нагрузок.

Перемещения k-го яруса плоской рамы каркаса от действия сейсмических нагрузок определяем по формуле

x_{k} = \sum_{j = 1}^{n} \delta_{jk}S_{k} .

Значения \delta_{jk} , приведенные в табл. 26 для полурамы, для всего каркаса уменьшаем в 2 х 9 раз, а для одной рамы — в 2 раза. Так как \delta_{jk} считались с точностью до множителя k = 10^{4}/E_{\text{б}} , то значения x_{ki} тоже кратны этому множителю. Перемещения x_{1} , x_{2} , x_{3} (м) подсчитаны для поперечной рамы без учета поворота здания (рама по оси 5), а перемещения x_{1\varphi} , x_{2\varphi} , x_{3\varphi} (м) для рамы по оси 8 с учетом крутящего момента.

Для I формы колебаний

+ 0,041 \cdot 710,0 \cdot 10^{3})k/18 = 9,5 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,041 \cdot 88,8 \cdot 10^{3})k/2 = 10,12 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,094 \cdot 710,0 \cdot 10^{3})k/18 = 20,3 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,094 \cdot 88,8 \cdot 10^{3})k/2 = 21,8 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,213 \cdot 710,0 \cdot 10^{3})k/18 = 37,6 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,213 \cdot 88,8 \cdot 10^{3})k/2 = 40,8 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,325 \cdot 710,0 \cdot 10^{3})k/18 = 42,9 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,325 \cdot 88,8 \cdot 10^{3})k/2 = 46,8 \cdot 10^{3}k .

Для II формы колебаний

+ 0,041( - 588,7 \cdot 10^{3}) + 0,041( - 630,3 \cdot 10^{3})]k/18 = 3,88 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,041( - 70,2 \cdot 10^{3}) + 0,041( - 78,9 \cdot 10^{3})]k/2 = 4,11 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,094( - 588,7 \cdot 10^{3}) + 0,094( - 630,3 \cdot 10^{3})]k/18 = 5,33 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,094( - 70,2 \cdot 10^{3}) + 0,094( - 78,9 \cdot 10^{3})]k/2 = 5,67 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,205( - 588,7 \cdot 10^{3}) + 0,213( - 630,3 \cdot 10^{3})]k/18 = - 1,76 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,205( - 70,2 \cdot 10^{3}) + 0,213( - 78,9 \cdot 10^{3})]k/2 = - 2,15 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,213( - 588,7 \cdot 10^{3}) + 0,325( - 630,3 \cdot 10^{3})]k/18 = - 5,95 \cdot 10^{3}k ;

+ 0,213( - 70,2 \cdot 10^{3}) + 0,325( - 78,9 \cdot 10^{3})]k/2 = - 6,86 \cdot 10^{3}k .

Для III формы колебаний

+ 0,041( - 344,3 \cdot 10^{3}) + 0,041 \cdot 242,3 \cdot 10^{3}]k/18 = 0,167 \cdot 10^{3}k ;