Экспериментальные исследования работы бескаркасного здания из тонколистовых структурных секций

Использование легких металлоконструкций (ЛМК) приобретает все большее распространение в строительной индустрии нашей страны. Перспективным направлением развития ЛМК являются быстровозводимые бескаркасные сооружения из тонколистовых структурных секций. Применение в качестве несущих и ограждающих элементов профилированных листов из тонколистовой стали позволяет возводить здания без использования каркасной системы (колонн, балок, ферм и т. д.) с сохранением полезного объема сооружения.

К сооружениям, возводимым с использованием профилированных листов двойного гофрирования, можно отнести бескаркасные здания, изготавливаемые канадской компанией HONCO, имеются аналогичные конструкции и отечественного изготовления [1][2].

Область применения сооружений из структурных секций достаточно велика. Их широко используют как склады, производственные помещения, выставочные комплексы, спортивные сооружения (крытый теннисный корт, бассейн, спортивный комплекс), крытые торговые ряды, крытые автостоянки и автосалоны, для сезонного хранения частных самолетов и яхт, коттеджи, офисы, магазины, мастерские, цехи, склады, ангары [3][4].

Здания бескаркасного типа имеют конструкцию, отличную от традиционных конструкций каркасов. Подтвержденная методика расчета подобных конструкций отсутствует.

Для определения фактической работы элементов, узлов и конструкций здания в целом была разработана методика испытаний фрагмента здания размером 36 × 6 м в плане в натуральную величину и совместно с Липецким технологическим университетом, с участием В.В. Зверева, выполнены экспериментальные исследования.

Фрагмент бескаркасного здания для натурных испытаний состоит из торцевой стены, двух продольных стен и конструкций покрытия, представлен на фото на рис. 1. Высота несущих стен здания – 4,8 м. Максимальная высота конструкции – 8,678 м. В продольной стене натурного фрагмента был выполнен стандартный оконный проем размерами H × L = 1800 × 1000 мм (рис. 1), с типовым обрамлением. В торцевой стене – воротный проем с элементами обрамления, размерами H × L = 2400 × 3000 мм.

Основной элемент конструкции здания HONCO – стальной волнистый профилированный лист с двойным гофрированием (типовая структурная секция), шириной один метр и глубиной рифления 128 мм (рис. 2).

Соединения структурных элементов стенового ограждения выполняются на болтах М10. В нижней части стеновые секции на болтах крепятся к специальным штампованным опорным деталям, повторяющим геометрию стенового профиля. Раскосная решетка здания выполняется из типовых гнутых профилей толщиной 1,5 и 2,0 мм, схема раскосной решетки натурного фрагмента представлена на рис. 3. Раскосы покрытия крепятся к потолочным и кровельным секциям через Г-образные фасонки на болтах М12 (рис. 4). В местах пересечения раскосов также устанавливаются болты М12. Пространственная жесткость здания в целом обеспечивается продольными и торцевыми стеновыми конструкциями и покрытием, являющимся одновременно горизонтальной диафрагмой жесткости.

Для имитации вертикальной нагрузки от веса снега при испытании использовались мешки с песком, равномерно укладываемые по поверхности кровли. Вес поддонов с мешками контролировался при каждом подъеме с помощью электронных весов, подвешенных на крюке крана.

Для приложения горизонтальной ветровой и сосредоточенной нагрузок были изготовлены две специальные опорные рамы. Нагрузка прикладывалась с «наветренной» и «подветренной» стороны. На каждой продольной стене устанавливались по три горизонтальных, специально изготовленных ригеля, повторяющих форму стеновых панелей, к которым в трех точках (по концам и в середине) прикладывалась нагрузка через систему блоков.

В связи с тем что крайние панели продольных стен не были закреплены торцевой стеной, вертикальную нагрузку прикладывали на 5 м длины покрытия.

В характерных точках конструкции в соответствии с программой испытаний устанавливались тензодатчики. На каждом этапе испытаний конструкции были выполнены контрольные замеры напряженно-деформированного состояния.

Для получения теоретического обоснования работы сооружения в целом и ее отдельных узлов было выполнено численное исследование напряженно-деформированного состояния конструкции при различных стадиях и условиях нагружения. Расчетная модель формировалась в нелинейной постановке с использованием специальных КЭ, реализованных в программном комплексе ЛИРА-САПР.

Граничные условия в зоне крепления к фундаментной балке были приняты шарнирными. В зоне сопряжения стеновых панелей к кровельным также принято жесткое сопряжение.

На первом этапе моделирования в расчетной схеме была использована приведенная жесткость стеновых и кровельных несущих элементов сооружения. За основу была выбрана трапециевидная форма профилированного листа, замоделированная по характерным точкам поперечного сечения листа с двойным гофрированием без учета вторичного гофрирования (рис. 5).

Приведенная жесткость панели соответствовала изгибным и жесткостным характеристикам реального сечения, используемого в экспериментальном здании. Разбиение конечно-элементной сетки было в пределах 100 × 100 мм. При этом анализ результатов нелинейного расчета показал, что такой тип геометрии и соответствующая ей приведенная жесткость не соответствуют результатам, полученным в ходе натурных испытаний. Сходимость результатов численных и экспериментальных исследований фактически отсутствовала.

Следующим этапом работы была оптимизация геометрии стенового и кровельного профиля: были сглажены острые углы конечных элементов оболочек, повторена общая геометрия профиля, приведенная жесткость сечения также была откорректирована в соответствии с новыми параметрами сечения, при этом мелкая гофра профиля также не была замоделирована. Но и эти расчеты не дали нужной сходимости с результатами натурного эксперимента.

В результате итерационного процесса создания расчетной модели геометрия профиля в численной модели была выполнена максимально повторяющей фактическую геометрию профиля, а также с параметрами, отражающими реальную жесткость секций с двойным гофрированием (рис. 6).

Сгущение конечно-элементной сетки составило в среднем 10 × 10 мм в стеновых панелях и поясах фермы в зонах примыкания раскосной решетки к верхним и нижним панелям полигональной фермы, в остальных зонах поясов ферм сетка не такая густая и составляет в среднем 10 × 100 мм.

В численной модели были учтены следующие нагружения, выполненные при натурном эксперименте:

• действие комбинированной нагрузки: горизонтальной– 73 кг/м² и вертикальной – 320 кг/м²;
• равномерно-распределенная вертикальная нагрузка– 400 кг/м², приложенная по всей поверхности покрытия.

В результате выполненного расчета конструкции был выполнен сравнительный анализ экспериментальных распределений напряжений в элементах конструкции с расчетными значениями, полученными в численной модели.

В ходе анализа были рассмотрены характерные зоны конструкций, в частности опорный узел покрытия здания и участок стеновой секции.

Выборочные результаты численного моделирования и натурного эксперимента приведены ниже.

На рис. 7, 8 представлено сравнение перемещений при испытании и численном моделировании на действие комбинированной нагрузки: ветровой – 73 кг/м² и вертикальной снеговой – 320 кг/м².

Качественный характер деформаций в обоих случаях одинаковый. При этом было выявлено, что перемещения в расчетной схеме значительно выше, чем при натурных испытаниях: фактическое горизонтальное отклонение составило порядка 6 мм в натурном эксперименте и 15 мм при численном моделировании.

Такое расхождение может быть обусловлено тем, что узел сопряжения несущих стеновых панелей с покрытием в реальной конструкции обладает определенной жесткостью из-за совместной работы дополнительных стыковых узловых элементов. Также следует отметить, что граничные условия в численной модели не учитывают реальную жесткость заделки в зоне сопряжения стеновых панелей с фундаментной балкой.

На рис. 9 представлены напряжения в стеновой панели на расстоянии 2,8 м от уровня фундаментной балки, полученные в результате натурного эксперимента. Указанные напряжения соответствуют испытанию равномерно-распределенной вертикальной нагрузкой 400 кг/м², приложенной по всей поверхности покрытия.

На рис. 10 представлены напряжения в стеновой панели на расстоянии 2,8 м от уровня фундамента, полученные в результате численного моделирования. Полученные результаты имеют сходимость с экспериментальными данными 10–12 %.

На рис. 11, 12 представлены напряжения в кровельной панели в середине пролета сооружения. Характер и численные значения напряжений в элементах этой зоны также имеют удовлетворительную сходимость с результатами испытаний.

С учетом представленных выше результатов испытаний можно заключить, что современные расчетные комплексы типа ЛИРА-САПР позволяют получать удовлетворительные результаты численных расчетов для сложных обсуждаемых моделей.

На основании проведенной работы получен большой объем экспериментальных данных, характеризующих характер работы элементов и узлов под нагрузкой, определен подход к моделированию и размерам конечных элементов для рассматриваемых профилей. Выполнен сравнительный анализ численных данных с результатами эксперимента, установлена их удовлетворительная сходимость.

Полученные результаты могут быть использованы для разработки рекомендаций и инженерной методики расчета бескаркасного здания, определения фактической схемы работы узлов и элементов рассматриваемой конструкции.