Ядродиафрагмовыми (рис. 4.1) называются пространственные несущие системы, в которых горизонтальные нагрузки воспринимаются совместно ядрами и вертикальными диафрагмами. Совместность работы ядер и диафрагм обеспечивается перекрытиями, сопротивляющимися деформированию в своей плоскости.
При действии горизонтальной нагрузки такие несущие системы не только изгибаются в направлении главных осей, но и поворачиваются вокруг вертикальной оси центров жесткостей на угол 0(л:), изменяющийся по высоте здания. При этом ядра и диафрагмы изгибаются и скручиваются. Общий внешний крутящий момент воспринимается их сопротивлением чистому и изгибному кручению, а внешний изгибающий момент—сопротивлением изгибу.
Для расчета таких несущих систем примем следующие предпосылки:
ядра оказывают сопротивление изгибу и чистому кручению, их собственная секториальная жесткость весьма мала в сравнении с секториальной жесткостью всей системы относительно общего центра изгиба;
колонны и ригели не воспринимают горизонтальную нагрузку («связевый» каркас);
диафрагмы не сопротивляются чистому кручению;
на вертикальные несущие конструкции (ядра и диафрагмы) действуют не рассматриваемые в данном расчете вертикальные нагрузки, поэтому растяжение от ветра в конструкциях не возникает, и модуль деформации как в условно растянутых (только от ветра), так и в сжатых. Для определения полного прогиба от горизонтальной нагрузки надо к прогибу (4.14) добавить прогиб от плоского изгиба.
Эпюры в(х) и М,ог(х) идентичны эпюрам N(x) и Qb(x) (см. рис. 3.49) и отличаются от них только масштабом. Из (4.10) следует, что в заделке любого ядра Mtor(H) = 0, что соответствует эпюре Mtor{Qb), но противоречит физической сущности работы ядра. Это противоречие вызвано тем, что в диафрагме не учтен сдвиг, сопровождающий изгиб. Диафрагмы, деформируясь только от изгиба, имеют в заделке а(#)=0, значит и угол поворота всей системы при х = Н должен быть равен нулю. В то же время отдельное ядро, не связанное перекрытиями с диафрагмами, деформируясь при чистом кручении, имело бы некоторый угол поворота в заделке, где внешний крутящий момент Mt максимален.
Чтобы оценить эту неточность количественно, надо в полученном решении учесть деформации сдвига, сопровождающие изгиб как в ядре, так и диафрагмах. Для несимметричных в плане несущих систем это приводит к усложнению расчета, так как поворот за счет изгиба и за счет сдвига происходит вокруг разных центров. Исследования показали, что для высоких зданий эта погрешность очень мала, потому что максимальные значения Мш (в средней зоне по высоте здания) почти не изменяются. Однако в заделке ядер МшфО, хотя его величина относительно невелика.
Здания из объемных блоков представляют собой наиболее индустриальную форму строительства, в которой максимум производственных процессов переносится в заводские условия.
Исходя из транспортно-монтажных условий объемные блоки изготовляются размером на комнату и предназначаются в основном для строительства жилых домов. В последние годы применяются только монолитные блоки, изготовляемые с помощью специальных пространственных опалубок.
Чтобы после формования блока можно было вынуть из него внутреннюю опалубку, монолитный блок изготовляют максимум из пяти плоскостей: четырех стен и потолка (блок «колпак»); четырех стен и плиты пола (блок «стакан»); трех стен, потолка и пола (блок «лежащий стакан»); шестая плоскость изготовляется отдельно и соединяется с блоком сваркой закладных деталей.
В здании из объемных блоков отсутствуют жесткие диски перекрытий, объединяющие весь этаж в целом; здесь перекрытия жестки только в пределах данного объемно-блочного столба. Учитывая это, расчетную модель многоэтажного здания из объемных блоков можно представить в виде группы отдельных объемно-блочных столбов, соединенных связями. На рис. 4.3 в общем объеме здания выделен один из таких столбов. Связи устанавливаются в горизонтальных швах между блоками. Это вынуждает делать их плоскими, а значит, способными вос-i принимать растяжение, сжатие и сдвиг в горизонтальной; плоскости, но не оказывающими существенного сопротивления сдвигу в вертикальных плоскостях.
Примем, что работа связей подчиняется закону Гука и что .эти связи непрерывно распределены по высоте столба. Полное пространственное перемещение рассматриваемого столба под действием внешних нагрузок и усилий в связях складывается из изгиба в плоскостях XY и XZ, кручения вокруг оси центров изгиба столба, плоского перемещения поперечных сечений в направлении оси X и депланации этих сечений около плоскости YZ. Согласно сформулированной предпосылке о работе межстолбовых связей, перемещения в направлении оси X совершаются без сопротивления связей и могут быть найдены независимо для каждого столба исходя из вертикальных (осевых) нагрузок, действующих непосредственно на данный столб. Остальные перемещения зависят друг от друга и от усилий в связях.
В нижних этажах панельных бескаркасных зданий повышенной этажности нередко размещаются помещения, для которых предпочтительна каркасная схема. Поддерживающие рамы нижнего этажа могут иметь различные схемы и комбинироваться со стенками жесткости (рис. 4.7, а). Несущие, системы такого типа называются комбинированными. Поддерживающие конструкции и вертикальные диафрагмы верхней бескаркасной части здания обычно располагаются в одной плоскости, но могут быть несимметричными.Анализ полученных расчетных формул и выполненных примеров показывает, что при некоторой заданной жесткости всех элементов диафрагмы, с увеличением деформативности рамы и основания раздельных фундаментов уменьшается момент в заделке столбов и увеличивается Л', так как возрастает изгиб связей. При этом увеличиваются отрицательный момент в столбах и зона его распространения. В пределе при шарнирном опирании на колонны момент в заделке столбов равен нулю, а по высоте диафрагмы момент в столбах отрицателен.
В связи с этим работа связей (перемычек) в комбинированной конструкции существенно отличается от их работы в диафрагме с жесткозащемленнымн внизу столбами. Значения кН и ЪВ/Ви, при которых жесткозащем-ленная диафрагма работала бы как два шарнирно связанных столба, в комбинированной диафрагме с податливой рамой приведут к значительным отрицательным моментам и кривизне другого знака по всей высоте диафрагмы.
Приведенные в этом параграфе выкладки и расчетные формулы справедливы и для более простых схем. Например, при неподатливых фундаментах (Sf=oo), при податливых фундаментах, но неподатливых рамах (Bki = Br= со), при опирании столбов непосредственно на раздельные фундаменты и т. п.
При высоте зданий в 40—50 и более этажей эффективным становится размещение основных вертикальных несущих конструкций на периферии плана здания, чем достигается максимальное увеличение момента инерции поперечного сечения несущей системы здания в целом ti, следовательно, предельное увеличение ее общей жесткости. Этой цели служат ростверки, которые вовлекают в работу на горизонтальную нагрузку вертикальные элементы (колонны) периферийной системы. Центрально расположенное ядро служит опорой для ростверков, размещаемых в двух-трех уровнях по высоте здания (рис. 4.8, а). Под влиянием сопротивления ростверков изгибу и сдвигу в периферийных колоннах возникают нормальные силы N (рис. 4.8, б), за счет которых с ядра снимается основная часть внешнего момента, равная Nb (рис. 4.8, в).
Ростверк представляет собой систему перекрестных железобетонных балок-стенок с преднапряженной или жесткой арматурой (рис. 4.9). Верхнюю и нижнюю полки этой коробчатой многозамкнутой конструкции образуют ее перекрытия. Испытания коробчатых железобетонных ростверков, проведенные в МИСЙ им. В. В. Куйбышева, показали, что ростверк деформируется по схеме цилиндрического изгиба. Это оправдывает использование в расчете плоской расчетной схемы. Так как ростверки в отличие от перекрытий и перемычек могут располагаться на различных расстояниях друг от друга по высоте здания,а число их недостаточно для перехода к дискретно-континуальной расчётной модели, то для расчета несущих систем с ростверками удобно принять основную систему метода сил.
Некоторые схемы зданий с подвесными и консольными этажами показаны на рис. 4.11. Как видно из этого рисунка, основными элементами несущей системы таких зданий служат ядро и жесткие ростверки. К последним подвешиваются или на них опираются этажи здания. В первом случае междуэтажные перекрытия, стены н другие конструктивные элементы поддерживаются специальными стальными подвесками, закрепляемыми в ростверках,' во-втором—нагрузка от этажных конструкций передается поддерживающим консольным ростверкам колоннами или несущими внутренними стенами. Наружные стены в таких зданиях выполняются легкими, навесными и не несут нагрузку от перекрытий и вышерасположенных стен.
В зданиях с подвесными и консольными этажами ядра оказываются нагруженными тяжелее, чем в зданиях, рассмотренных в 4.4, так как периферийный несущий каркас не включается в совместную работу с ядром и не разгружает последнее. В то же время, сами ростверки тоже несут полную нагрузку от соответствующего числа этажей (см. рис. 4.11 и рис. 4.4, е).
Поэтому несущие системы, рассматриваемые в настоящем параграфе, требуют при обычном исполнении большего расхода материалов и оказываются более дорогими, чем здания с ростверками.В особенности это относится к зданиям с консольными этажами, в которых консольные ростверки получаются очень тяжелыми и технологически трудно выполнимыми.
Кажущееся преимущество зданий с подвесными этажами, обычно усматриваемое в замене сжатых колонн растянутыми подвесками, в действительности не приводит к экономическому эффекту, так как нагрузка с подвесок передается на сжатое ядро, причем усилие сжатия распределяется по ядру наиболее невыгодно. Например, в ^дании (см. рис. 4.11, а) весь его вес передается сосредоточенным грузом на вершину ядра.
Схема, показанная на рис. 4.11, в, может оказаться выгодной при особом способе возведения и новом конструктивном решении (рис. 4.12). Основная особенность этого способа возведения состоит в том, что готовые, смонтированные на поверхности земли, секции здания высотой по 6—9 этажей поднимаются по цилиндрическому ядру на специальных опорных конических элементах и закрепляются на ядре на проектных отметках (авт. свид. № 853031).
Опорные элементы, имеющие форму конических тонкостенных оболочек, бетонируются пакетом в коническом котловане вокруг заранее возведенного ядра. На первом опорном элементе-краном, передвигающемся по кольцевому рельсовому пути или на гусеничном ходу, собирают конструкции поднимаемой многоэтажной секции здания и производят сантехнические, отделочные и прочие работы либо заготавливают на этажах все необходимое для выполнения этих работ после подъема. Затем опорный элемент с готовой многоэтажной секцией подсоединяется к подъемным тягам, расположенным по периметру ядра, и секция на опорном элементе поднимается на верхнюю проектную отметку. Закрепление поднятой секции к ядру производится с помощью поворотных консолей (рис. 4.13, б), заложенных в ядро при его возведении. После этого тяги опускают вниз для крепления к ним следующего опорного элемента с очередной многоэтажной секцией здания. Далее этот процесс повторяется для каждой следующей многоэтажной секции. Последняя секция (стилобатная) возводится на самостоятельных фундаментах и служит входным вестибюлем.
Число поднимаемых поочередно многоэтажных секций, а значит и общая высота здания определяется только несущей способностью ядра, т. е. его диаметром, толщине ной стенок, классом бетона и армированием, которые могут быть приняты любыми, нужными по расчету: Общая этажность здания не зависит от грузоподъемности устройств, поднимающих отдельные секции, так как секции поднимаются поочередно.
Расход материалов и .трудозатрат на секцию не превышает аналогичных затрат для зданий той же этажности, строящихся на нулевой отметке. Особенность расчета этой конструктивной системы заключается в том, что расчет опорного подъемного элемента, выполняется комплексно с конструкциями поднимаемой секции.
При проектировании полносборных каркасно-панель-ных зданий с применением типовых конструкций можно применять упрощенные расчетные зависимости и методы, приближенно учитывая ряд факторов, определяющих действительную работу элементов несущей системы, на основании предварительных исследований деформаций и прочности конструкций и стыков. Путь построения практических методов расчёта определяет анализ конструктивных особенностей существующих типовых каркасов.
В гражданском строительстве распространены исключительно связевые каркасы, к которым относятся московский унифицированный каркас и каркас серии ИИ-04, являющийся типовым каркасом всесоюзного применения. На основе каркаса серии ИИ-04 создан связевый каркас серии 1.020-1, в котором реализованы идеи так называемой межвидовой унификации. Каркас предназначен для строительства не только гражданских, но и промышленных зданий. В связи с высокими технико-экоиомическими показателями каркаса серии 1.020-1 было принято решение о дальнейшем его применении путем включения в единую унифицированную систему конструкций для строительства как в районах с обычными, так и с особыми природно-климатическими условиями. Повсеместное внедрение единой унифицированной системы будет осуществлено в 12-й пятилетке.
Каркасы серии ИИ-04 и 1.020-1 отличаются конструктивными решениями, однако с точки зрения расчета здания как пространственной несущей системы и решения вопросов его общей устойчивости эти особенности не существенны, так как все разновидности связевых каркасов можно рассчитывать на основе общего методического подхода.
Главной конструктивной особенностью зданий со свя-зевым каркасом, оказывающей решающее влияние на выбор расчетных моделей и методов, является ограниченная прочность и жесткость стыков ригелей с колоннами (рис. 5.1). В результате все горизонтальные нагрузки, а точнее, все нагрузки, стремящиеся вызвать горизонтальные перемещения здания (горизонтальные перемещения здания и соответствующие горизонтальные реакции дисков перекрытий могут быть вызваны и вертикальными нагрузками), воспринимаются специальными конструктивными элементами—диафрагмами жесткости. Диафрагмы жесткости представляют собой комплексные конструкции, включающие колонны каркаса и установленные между ними специальные стеновые панели, которые соединены с колоннами и между собой сварными стыками (рис. 5.2). Сварные стыки обеспечивают совместную работу элементов диафрагм (колонн, стеновых панелей) при действии вертикальных и горизонтальных нагрузок.
Расчетные модели как отдельной сборной железобетонной диафрагмы жесткости, так и пространственной несущей системы здания могут быть с необходимой строгостью представлены в рамках дискретно-континуальной расчетной модели, описанной в гл. 3. При этом столбами расчетной модели являются диафрагменные колонны, вертикальные ряды стеновых панелей и простенки панелей с проемами; связями сдвига—закладные детали, объединяющие панели между собой и с колоннами и над-проемные перемычки. Статический расчет здания выполняется на оснований уравнений, приведенных в гл. 3.
В практических расчетах зданий со связевыми каркасами серии ИИ-04 или серии 1.020-1 можно применять менее точные модели, что приводит к упрощению уравнений и вычислений. Основной упрощающей предпосылкой являются допущения об абсолютной жесткости связей сдвига. При этом влияние реальной податливости связей сдвига на распределение усилий в элементах, а также на их прочность и деформации оценивается приближенно с помощью коэффициентов-Условий работы: коэффициента ть, учитывающего снижение осевой и изгибной жесткости столбов; коэффициента ms, учитывающего уменьшение сдвигающих усилий в связях; коэффициентов ти, т„2, которые вводятся в условия прочности при проверке несущей способности конструкций.
Коэффициенты условий работы определены предварительным расчетом сборных железобетонных диафрагм,выполненных из типовых конструкций. Численные исследования показали, что для определенного типа диафрагмы коэффициент условий работы зависит от высоты здания и по мере ее увеличения он стремится к некоторому пределу; чем выше здание, тем менее заметным становится влияние податливости связей сдвига. Расчет, выполненный для диафрагм различных типов, позволил установить, что в качестве основного параметра, комплексно учитывающего степень влияния податливости связей сдвига, можно принять относительную характеристику Л, равную отношению высоты Н здания к длине L развертки контура поперечного сечения диафрагмы (для плоских диафрагм L — высота поперечного сечения). На рис. 5.3 представлен расчетный график для определения коэффициента условий работы по деформациям для типовых сборных диафрагм серии ИИ-04 или серии 1.020-1, полученный на основании обработки результатов серии расчетных экспериментов.
Горизонтальные перемещения несущей системы здания, вызванные вертикальными нагрузками, обусловливают появление дополнительных моментов, вследствие чего просходит увеличение деформаций здания и внутренних усилий в конструктивных элементах.
Для расчета внутренних усилий в конструкциях здания и его перемещений с учетом продольного изгиба (так называемый расчет по деформированной схеме) применяются дифференциальные уравнения, с помощью которых можно осуществить расчет здания по дискретно-континуальной модели. Поскольку влияние продольного изгиба на работу каркасно-панельных зданий не может быть значительным, что обеспечивается, в частности, контролем соответствующих показателей при проектировании, целесообразно использовать приближенные методы оценки этого фактора.
Влияние продольного изгиба для моделей с абсолютно жесткими связями сдвига рассчитывается по формулам.Приближенный деформационный расчет здания выполняется в следующей очередности. Сначала необходимо выполнить расчет без учета продольного изгиба, оценить реальные жесткости и, вычислив коэффициенты продольного изгиба и откорректировав значения суммарных моментов Му,Мг и бимомента Т, повторить расчет. Значения критических параметров вертикальной нагрузки равны.араметры, используемые при выполнении расчетов с учетом продольного изгиба, можно применять в качестве критериев рациональности принятой в проекте конструктивной схемы. Безразмерные параметры v и Ф служат признаком эквивалентности жесткости несущей системы при поступательных перемещениях и пои закручивании: жесткости.
Прочность конструктивных элементов. После того как выполнены статические расчеты пространственной несущей системы здания и определены внутренние усилия, необходимо проверить несущую способность конструктивных элементов. Проверки выполняются как для нормальных сечений диафрагм, так и для связей сдвига (закладных деталей и перемычек). Прочность нормальных сечений для простейших плоских двухколонных диафрагм, входящих в состав пространственной несущей системы здания, можно определить по графику, построенному аналогично графику несущей способности внецентренно сжатого железобетонного элемента. С некоторым приближением в запас прочности ветви графика можно считать прямолинейными. Параметрами графика служат шесть величин (рис. 5.8): Na — предельная продольная сила, воспринимаемая диафрагмой при равномерном сжатии; Nb — предельные продольная сила и изгибающий момент, соответствующие границе между первым и вторым случаями внецентренного сжатия; Ne,Me — предельная продольная сила, действующая с эксцентриситетом, величина которого равна расстоянию от оси диафрагмы до оси сжатой колонны, и соответствующий ей изгибающий момент; Mf — предельный изгибающий момент, воспринимаемый сечением при отсутствии вертикальных сил.
Прочность плоской диафрагмы обеспечена, если точка с координатами (N,M), где N и М — внутренние усилия, определенные в результате статического расчета здания, лежит внутри графика прочности.
