Конструкции высотных зданий - Шуллер В.

Автор: Шуллер В.

Теги: здания вообще проектирование планирование дизайн части зданий, предназначенные для определенных целей помещения строительство строительные конструкции

Год: 1979

Похожие

Конструирование многоэтажных зданий

Архитектурное проектирование сейсмостойких зданий

Расчет и проектирование конструкций высотных зданий из монолитного железобетона

Текст

Wolfgang Schueller
High-Rise
Building
Structures
John Wiley & Sons
New York • London • Sydney • Toronto
В. Шуллер
Конструкции
высотных
зданий
Перевод с английского
канд. техн, наук Л.Ш.Килимника
Под редакцией Г. А. Кази ной
Москва Стройиздат 1979
УДК 721.011.27 + 624.04
Шуллер В. Конструкции высотных зданий:
Пер. с англ. — Стройиздат, 1979. — 248 с.
ил.— Перевод изд.: High-Rise Building Structures / W. Schueller. — New
York, London, Sydhey, Toronto.
Систематизированы конструктивные решения зданий большой этажности.
Приведена подробная классификация систем несущих конструкций, даны описа-
ние конструктивных элементов и примеры расчетов их прочности и перемеще-
ний при ветровых и .сейсмических нагрузках, а также при действии вертикаль-
ных и горизонтальных сил. Приведены рекомендации по конструктивным схе-
мам железобетонных и стальных каркасов в зависимости от этажности зданий.
Книга предназначена для архитекторов, проектировщиков и конструк-
торов.
Табл. 4. рис. 220, список лит.: 113 назв.
ВОЛЬФГАНГ ШУЛЛЕР
Конструкции высотных зданий
Редакция переводных изданий
Зав. редакцией М. В. Перевалюк
Редактор Т. В. Рютина
Мл. редактор Л. Н. Буравлева
Технические редакторы В. М. Родионова, Т. В. Кузнецова
Корректоры Г. Г. Морозовская, Г. А. Кравченко
ИБ № 2094
Сдано в набор 27.02.78. Подписано в печать 23.05.79.
Формат бОХЭО'/ц. Бумага тип. № 2. Гарнитура «Литературная».
Печать высокая. Печ. л. 15,5. Уч.-изд. л. 15,65. Тираж 6000 экз.
Изд. № AVIII-7477. Зак. 897. Цена 1 р. 40 к.
Стройиздат, 103006, Москва, Каляевская, 23а
Московская типография № 4 Союзполиграфпрома
при Государственном комитете Совета Министров СССР
по делам издательств, полиграфии и книжной торговли,
Москва, 129041, Б. Переяславская ул., дом № 46
30205—374 „ _
Ш 047(01)—79 ,22—79
© 1977 by lohn Wiley & Sons, Inc.
© Перевод на русский язык, Стройиздат, 1979
ПРЕДИСЛОВИЕ К РУССКОМУ ИЗДАНИЮ
Предлагаемая вниманию советского читателя книга американ-
ского специалиста В. Шуллера посвящена вопросам проектирова-
ния и строительства за рубежом высотных зданий. Автору удалось
в достаточно четком и систематизированном виде представить об-
ширный материал по высотному строительству, обобщающий опыт
разработки архитектурно-планировочных и конструктивных реше-
ний, особенно за несколько последних десятилетий.
Основное внимание автор уделил описанию особенностей и за-
кономерностей работы различных систем высотных зданий, выявле-
нию взаимосвязи между характером распределения усилий в кон-
струкциях при разных по своей природе внешних воздействиях
и принципами восприятия этих усилий, установлению тенденций
развития и совершенствования архитектурно-планировочных ре-
шений. Подробно рассмотрены наиболее современные конструктив-
ные схемы, в том числе принципиально новые решения, которые на-
ходят применение в практике проектирования и строительства
в последние годы.
Заслуживает внимания стремление автора изложить сложные
и взаимосвязанные вопросы проектирования зданий с позиций ком-
плексного подхода как единых систем, функционирование которых
определяется воздействием окружающей среды, разнообразием си-
ловых, кинематических и метеорологических воздействий, требова-
ниями по обеспечению архитектурной выразительности, рациональ-
ному и экономичному выбору конструкций, огнестойкости, сани-
тарных норм, а также учетом социологических и экологических проб-
лем крупных городов.
Благодаря этому книга В. Шуллера найдет в нашей стране ши-
рокий круг читателей: студентов, аспирантов и преподавателей ар-
хитектурных и строительных вузов, архитекторов, инженеров-про-
ектировщиков и строителей.
При знакомстве с книгой В. Шуллера следует иметь в виду, что
далеко не все изложенные в ней принципы проектирования и строи-
тельства высотных зданий применимы к отечественной практике
высотного строительства. Развитие объемно-планировочных и кон-
структивных решений высотных зданий в нашей стране характери-
зуется прежде всего максимальным использованием индустриаль-
ных методов полносборного домостроения, широким применением
железобетонных конструкций заводского производства, поиском
областей рационального применения различных конструктивных
схем, мероприятиями по экономному расходованию материалов
и в первую очередь стали, снижению трудоемкости монтажа. К ос-
новным достижениям отечественной школы проектирования вы-
сотных зданий относятся создание унифицированного набора кон-
струкций для зданий различного назначения, широкие масштабы
типового проектирования, обеспечивающего сооружение зданий,
разнообразных по объемно-планировочным решениям, архитек-
туре, этажности и назначению при использовании минимального
числа типов изделий. Опыт высотного строительства в Москве и дру-
гих городах страны, получившего большое развитие в последние
годы, убедительно демонстрирует достижения отечественной школы
строительной науки и техники. Заинтересованному читателю можно
рекомендовать, например, монографию Ю. А. Дыховичного «Кон-
струирование и расчет жилых и общественных зданий повышенной
этажности» (М., Стройиздат, 1970).
Изложенные в книге В. Шуллера принципы расчета и конструи-
рования высотных зданий базируются, естественно, на принятых
в США и в других зарубежных странах нормативных документах.
Основные положения отечественных строительных норм и правил
по определению расчетных нагрузок и усилий в элементах конструк-
ций, проверке их несущей способности и устойчивости и другим во-
просам во многом отличны от положений зарубежных нормативных
документов.
К сожалению, при изложении основных вопросов высотного
строительства автор ограничился детальным и конкретным описа-
нием конструктивных схем зданий без их критического анализа.
В книге отсутствуют рекомендации по выбору тех или иных рацио-
нальных и оптимальных решений для конкретных условий (выбор
принципиальных конструктивных схем, материала несущих кон-
струкций, систем связей, конструкций, стен и т. п.). • з
В книге широко представлены примеры расчета (в виде отдель-
ных заданий), которые предназначены для детального ознакомле-
ния читателей с особенностями расчета и конструирования отдель-
ных типов несущих элементов. Для сохранения целостности изло-
жения эти задания приводятся в русском издании лишь с незначи-
тельными сокращениями. Однако следует обратить внимание чита-
теля на то, что в ряде заданий без должного обоснования принято
много допущений и упрощающих методику расчета предпосылок,
которые в некоторых случаях указаны в примечаниях переводчика.
В целом монография В. Шуллера, в которой широко представ-
лен зарубежный опыт высотного строительства, несмотря на от-
личие в принципах и тенденциях развития архитектурио-планиро-
вочиых и конструктивных решений, будет, по нашему мнению, весь-
ма полезна советским специалистам — архитекторам и инженерам-
конструкторам. Она поможет им в продолжающихся поисках ра-
циональных архитектурных и конструктивных решений высотных
зданий и будет способствовать новым, достижениям в этой сложней-
шей области строительной науки и техники.
Л. Ш. Килимник
Моим родителям посвящается
ПРЕДИСЛОВИЕ АВТОРА
Целью этой книги является систематизированный обзор
конструкций высотных зданий. Компоновка несущих конструкций
различных зданий рассматривается с точки зрения взаимодействия
элементов. Конструктивные решения построенных и проектируемых
высотных зданий сопоставляются в плане, в разрезе и в аксоно-
метрии. Форма зданий анализируется с точки зрения восприятия
внешних нагрузок, сочетание которых может быть достаточно слож-
ным. Эта книга представляет собой изложение сложных вопросов
строительной техники в простой форме, доступной читателю, ин-
тересующемуся вопросами строительства зданий.
Поскольку характер работы конструкций высотных зданий яв-
ляется во многом неопределенным, основное внимание уделено опи-
санию конструктивных схем. Числовые примеры расчета исполь-
зуются в качестве необходимых приемов аппроксимации качествен-
ных особенностей работы строительных конструкций. Знания по
математике (расчеты выполняются с точностью, достижимой при ис-
пользовании логарифмической линейки) и строительной механике
требуются в объеме основных курсов. Различные конструктивные
элементы зданий рассчитываются достаточно простыми методами
с использованием действующих рекомендаций Американского ин-
ститута бетона (ACI), Американского института по стальным кон-
струкциям (AISC) и рекомендаций Института керамики (SCPI),
отдельные положения которых кратко изложены в книге.
Весь сложный характер нагрузок на здание рассмотрен в гл. I.
Читателю, не знакомому с основными принципами проектирования
зданий повышенной этажности, может потребоваться ознакомление
сначала с вопросами, изложенными в гл. II. Здесь высокие здания
рассматриваются с точки зрения принципов компоновки, истории
развития и других предпосылок при проектировании. В гл. III
и VII исследуются основные несущие конструкции зданий: верти-
кальные конструкции (рамы и стены-диафрагмы) и горизонтальные
конструкции (перекрытия). Конструкции обычных зданий с точки
зрения принципов их проектирования рассматриваются в гл. IV.
Гл. VI посвящена приближенным методам расчета наиболее рас-
пространенных конструктивных схем зданий. В гл. V и IX основ-
ное внимание уделено принципам компоновки и расчета зданий, от-
личающихся по своим конструктивным решениям от обычно при-
меняемых. Особенности применения сборных конструкций кратко
рассмотрены в гл. VIII с точки зрения взаимозаменяемости и кон-
струирования типовых элементов.
Книга предназначена в первую очередь для архитекторов, кото-
рые создают первоначальный облик зданий и должны понимать за-
7
кономерности и характер распределения сил в конструкциях зда-
ний. Поэтому им потребуется знание основ физики как одного из
наиболее важных факторов, определяющих законы формы сооруже-
ний. Эти знания необходимы и для тесного сотрудничества с инже-
нером-конструктором.
Книга может быть использована как учебное пособие по строи-
тельным конструкциям для студентов архитектурных и строитель-
ных факультетов, которым нужны знания основ строительной ме-
ханики, методов расчета железобетонных и стальных конструкций.
Наличие большого числа примеров по расчету конструкций сделает
книгу полезным справочным пособием по расчету высотных зданий.
Она поможет также молодому инженеру, впервые столкнувшемуся
с вопросами проектирования. Сопоставительный характер рассмо-
трения конструкций современных зданий (в форме каталогов и спра-
вочников), а также наличие списка литературы сделают книгу полез-
ной для инженера-конструктора и архитектора-проектировщика.
Наше изложение принципов проектирования высотных зданий
является не больше чем вводным курсом. Однако можно надеяться,
что в процессе ознакомления с основами проектирования и прак-
тики строительства читатель глубоко заинтересуется конструкция-
ми высотных зданий, и эти знания заложат в нем фундамент для
последующего накопления знаний и созидательного творчества.
Автор приносит благодарность всем лицам, принимавшим уча-
стие в подготовке книги к изданию.
Сиракузы, Нью-Йорк,
ноябрь 1976 г.
В. Шуллер
ВВЕДЕНИЕ
Высотные здания появились вследствие роста населения
городов, недостатка земельных участков и их высокой стоимости.
Массовое строительство высотных зданий отражает взгляд проек-
тировщиков на решение задач градостроительства.
Высотное здание может быть отдельно стоящим (развитым в вер-
тикальной плоскости и достаточно гибким или простирающимся в го-
ризонтальном направлении) или примыкать к другим высоким зда-
ниям, образуя, таким образом, целый комплекс зданий. В обоих
случаях здание представляет собой в основном обособленный объект.
Однако высокое здание в будущем может быть также интегральной
частью большого строительного комплекса города, в котором дома
и деловые центры соединяются системами многоуровневых коммуни-
каций.
К высотным мы относим здания от 10* до 100 и более этажей.
Определение высотности и степени развития здания в плане являет-
ся достаточно сложным процессом выбора объемно-планировочного
решения. Многие факторы должны быть учтены при этом: с одной
стороны, требования заказчика, с другой — имеющаяся территория
для застройки, расположение здания относительно объектов окру-
жающей застройки (например, коммуникаций и служб, необходимых
для функционирования здания и его обитателей), экологическая вы-
разительность здания или декоративные особенности ландшафта.
ВЫСОКОЕ ЗДАНИЕ В ОБЩЕЙ ПЛАНИРОВКЕ ГОРОДА
Развитие высотного строительства тесно связано с ростом
города. Процесс урбанизации, который начался в век индустриа-
лизации, во многих частях земного шара все еще продолжается.
В Соединенных Штатах Америки этот процесс начался в девят-
надцатом столетии. Население мигрировало из сельских районов
в городские, тем самым ускоряя процесс увеличения плотности за-
стройки городов. Следствием этого процесса было создание легких
каркасных сооружений из стальных конструкций, лифтового обо-
рудования, системы энергоснабжения, необходимых в условиях
развитой по высоте плотной городской застройки.
В начале настоящего столетия отдельные здания высотой около
20 этажей располагались напротив друг друга, отделенные только
узкими темными улицами, образуя городские каньоны. Основной
задачей было размещение максимального числа людей на минималь-
ной по площади территории. Появившуюся в результате этого пере-
* На I Международном симпозиуме СИБ (Москва, октябрь 1971 г.)
Предложена классификация многоэтажных зданий, с учетом которой может
«ыть принят условный порог высотных зданий — 30 этажей. (Прим. науч,
fed.)
населенность и ее влияние на людей и на город как на единую орга-
нически связанную систему вряд ли учитывали в процессе проекти-
рования. Потребность в свете, воздухе и открытом наземном про-
странстве для жизнедеятельности людей привела к появлению от-
дельно стоящего небоскреба. Он намного выше объектов окружающей
застройки, так как должен обеспечить плотность заселения, по край-
ней мере эквивалентную плотности при строительстве на данной тер-
ритории обычных зданий, которые он заменяет.
Современный уровень развития техники достаточно высок, что
обеспечивает возможность строительства отдельно стоящего небо-
скреба при сравнительно умеренных экономических затратах.
С технической точки зрения проектирование высоких зданий
в настоящее время достаточно хорошо разработано, однако позна-
ние потребностей человека и его приспособляемости к пространству
находится только на начальном этапе. Изолированность и недоста-
точный контакт между жителями дома, потеря контакта с жизнью
улицы являются частью тех проблем, которые пытаются преодолеть
проектировщики.
Хотя в некоторой степени плотность застройки городов высоки-
ми зданиями сейчас регламентируется нормами планировки, этот
расчет не базируется на достаточно общем и динамичном подходе
к формированию городов. Последствия скученности высоких зданий
чрезвычайно существенны для жизни города.
Воздействие масштабности ряда супернебоскребов на город, на-
пример 109-этажного здания «Сирс Тауэр» в Чикаго высотой около
440 м, очевидно. Система электроснабжения здания может обслужить
город с населением 147 тыс. чел., а с помощью комплекса кондицио-
нирования—6000 домов на одну семью. Для транспортировки в
разные части здания 16 500 чел. в день необходимо 102 лифта.
Для многих столичных городов высокое здание является един-
ственно возможным решением проблемы непрерывного роста плот-
ности населения. От него не следует отказываться, несмотря на от-
рицательные воздействия на жизнь людей, или потому, что оно яв-
ляется символом технического прогресса. Наоборот, учебным и на-
учно-исследовательским учреждениям необходимо приложить боль-
ше усилий для систематического исследования застройки ’ города
высотными зданиями и изучения проблемы влияния внутренней сре-
ды таких зданий на улучшение условий проживания в них.
ВЫСОКОЕ ЗДАНИЕ И ЕГО НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
Проектирование высокого здания независимо от его целе-
вого назначения, например в качестве жилого дома, административ-
ного, школы, больницы или для более широкого многоцелевого на-
значения, требует комплексного учета различных аспектов проекти-
рования, изготовления строительных конструкций и производства
работ. Архитектор координирует работу группы специалистов та-
ким образом, что выбор материалов, коммуникаций и обеспечение
10
функционирования здания рассматриваются как единое целое.
Нельзя больше говорить о свободе принятия решения только архи-
тектором. Он ограничен не только замкнутым объемом небоскреба
и необходимостью эффективного применения материалов, но и дол-
жен обеспечить выполнение многих других условий, связанных с
обеспечением общей безопасности, условий огнестойкости и сани-
тарных норм.
Архитектор должен подходить к проектированию здания как
к единой системе, в которой основная несущая конструкция как
органическая часть сооружения возникает в процессе создания про-
екта; ее нельзя рассматривать отдельно как обособленное дополне-
ние инженера в общую функциональную схему сооружения.
Хотя такой комплексный подход применим к проектированию лю-
бого архитектурного объекта, его роль возрастает в связи с масшта-
бами высотного строительства, которое требует создания сложных
несущих конструкций для восприятия физических нагрузок и воз-
действий окружающей среды, являющихся определяющими факто-
рами при проектировании.
Здание должно противостоять вертикальным постоянным на-
грузкам и горизонтальным ветровым нагрузкам, а также сейсмиче-
ским воздействиям. Наружные конструкции здания должны воспри-
нимать разницу в температуре, атмосферном давлении и влажности
между внешней и внутренней»средой. Несущие конструкции здания
должны воспринимать все эти воздействия. Элементы конструкции
должны располагаться и сопрягаться таким образом, чтобы воспри-
нимать эти воздействия, надежно и с минимальными затратами пере-
давать их на грунт.
Архитектор, способный понимать эти нагрузки и источники их
возникновения, а также чувствующий работу конструкций, может
на начальной стадии проектирования предложить рациональное
архитектурно-планировочное решение. Он может договориться с ин-
жеиером-конструктором, так как говорит на одном с ним техническом
языке. Другими словами, архитектор, понимающий основные строи-
тельные принципы, может эффективно сотрудничать со специалиста-
ми-строителями в разработке оптимального решения здания.
Несущие конструкции составляют скелет здания, и дело архи-
тектора представить и подчеркнуть эти конструкции для обеспече-
ния архитектурной выразительности здания, отражая и определяя
таким образом его назначение как внешнего объема для разных вза-
имодействующих систем сооружения.
Глава I
НАГРУЗКИ НА ВЫСОТНЫЕ ЗДАНИЯ
Нагрузки, действующие на здание, вызываются непосредст-
венно силами природы или самим человеком, т. е. существуют два
основных источника нагрузок: геофизический и искусственный
(рис. 1.1).
Геофизические нагрузки, являющиеся результатом непрерыв-
ных изменений в природе, можно подразделить на гравитационные,
метеорологические и сейсмические.
Следствием силы тяжести является нагрузка на здание от его
собственного веса, которая называется постоянной нагрузкой и оста-
ется постоянной в течение срока службы здания. В процессе эксплуа-
тации здания создаются дополнительные вертикальные нагрузки,
изменяющиеся во времени. Метеорологические нагрузки переменны
во времени и по месту приложения и проявляются в форме ветра,
колебаний температуры и влажности, дождя, снега и льда.
Среди нагрузок искусственного происхождения можно выделить
изменения ударных воздействий, создаваемых машинами, лифтами,
механическим оборудованием, нагрузки от движения людей и обо-
рудования, результаты проявления взрыва и удара. Более того,
в конструкциях сооружения могут появляться усилия в процессе
изготовления и строительства. Для обеспечения устойчивости соору-
жения может потребоваться предварительное напряжение, при ко-
тором также возникают внутренние усилия.
Геофизические и искусственные источники нагрузок на здание
часто взаимно зависимы. Масса, размер, форма и материалы кон-
струкций здания вызывают нагрузки геофизической природы. На-
пример, если элементы здания стеснены в условия температурных
или влажностных перепадов, то при этом возникают усилия в кон-
струкциях здания. В последующих разделах рассматриваются раз-
ные виды нагрузок и их воздействия на здания.
ПОСТОЯННЫЕ НАГРУЗКИ
По отношению к гравитационным силам, действующим на
здание, нагрузки могут быть разделены на две четкие категории:
статические и динамические. Статические нагрузки являются по-
стоянными. Динамические нагрузки всегда являются временными
и изменяются во времени.
Постоянные нагрузки можно определить как статические силы,
вызванные весом всех конструкций и элементов здания. Эти силы
включают в себя вес вертикальных несущих конструкций, конструк-
12

ИСТОЧНИКИ НАГРУЗОК НА ЗДАНИЕ
Рис. 1.1.
ГЕОФИЗИЧЕСКИЕ
ИСКУССТВЕННЫЕ
ГРАВИТАЦИОННЫЕ
циклические
кары
жилые
ВНУТРЕННИЕ
НАПРЯЖЕНИЯ
эксплуатация
здании
случайные
возведение,
1монтаж
МЕТЕОРОЛОГИЧЕСКИЕ
ЭЛЕКТРОМАГНИТНЫЕ
И СЛАБЫЕ ЯДЕРНЫЕ
ВОЗДЕЙСТВИЯ
остаточные
погрешности
сборки/
удар
движение людей
изменение
условий эксплуатации
изготовление
сварка
\вэр’ыв
замкнутый
снег,
дождь/
ветер ,ГОлоЛед
ДИНАМИЧЕСКИЕ
(аеременйЬге во времени)
СЕЙСМОЛОГИЧЕСКИЕ
админи-
стративные
здания
строительство
относительно
стационарные
постоянная
нагрузка ^неравномерные
\ /4. осадки*^
промышленные/ / давление
общественные
долговременное
' нагружение^'
порывы
ветра*
постоянный Пол
зучссть
__ предварительное
краны
лифты
машины
*\^напряжение
изменение
. -Д набухание
/ объемное сжатие
объемное расширение
ций перекрытий и покрытия, отделки потолков, постоянных стен-
перегородок, украшений фасада, емкостей для хранения материа-
лов, механических распределительных систем и т. п. Суммар-
ный вес всех этих элементов образует постоянную нагрузку на
здание.
Считается, что определить вес материалов и таким образом по-
стоянную нагрузку на здание достаточно просто. Однако погреш-
ность при определении постоянных нагрузок достигает 15—20 и бо-
лее процентов в связи с трудностями точного анализа воздействий
[1.1, а]. На ранней стадии проектирования расчетчику невозможно
точно определить вес еще не запроектированных строительных кон-
струкций. К специальным ненесущим конструкциям, которые не-
обходимо выбрать, относятся предварительно изготавливаемые пане-
ли наружных стен, устройства освещения, конструкции подвесных
потолков, трубопроводы, коммуникации, устройства электроснаб-
жения и элементы внутреннего оборудования. Вес элементов свя-
зей и соединительных деталей по отношению к весу стальных кар-
касов составляет несколько процентов. Удельный вес материалов,
по данным поставщиков или норм (кодов), не всегда соответствует
весу производимых изделий. Номинальные размеры строительных
изделий могут отличаться от действительных размеров, например
отклонение толщины бетонной заливки может достигать 1,2 см.
Ряд рассмотренных примеров показывает, что в условиях отсутст-
вия детальных данных постоянные нагрузки не могут быть предска-
заны абсолютно точно.
ВРЕМЕННЫЕ НАГРУЗКИ
Временные нагрузки отличаются от постоянных по своей
природе: они являются переменными и непредсказуемы. Изменение
временных нагрузок происходит не только во времени, но и в функ-
ции места приложения. Это изменение может быть как кратковремен-
ным, так и долговременным, что делает практически невозможным
предсказание этих нагрузок в виде статических величин.
Нагрузки, вызываемые оборудованием, называются эксплуата-
ционными. Эти нагрузки включают допускаемый вес людей, мебели,
передвижных перегородок, сейфов, книг, шкафов с документами,
механического оборудования (например, компьютеров, коммерче-
ских машин), автомобилей, промышленного оборудования и всех
других полу постоя иных или временных нагрузок, которые дейст-
вуют и а конструкции здания, но не включаются в постоянные на-
грузки.
В связи с потенциальной универсальностью высотных зданий
практически невозможно предсказать нагрузки, которыебудет испы-
тывать сооружение. Однако на основании опыта эксплуатации и
проведенных исследований для разных условий были установлены
рекомендуемые величины нагрузок. Эти данные в виде таблиц на-
грузок приведены в строительных нормах вместе с предусмотренны-
эмпирическими коэффициентами надежности, относящимися к ус*
ловйям максимально возможных нагрузок.
Величины нагрузок приводятся в виде эквивалентных равномер-
но распределенных нагрузок и отдельных сосредоточенных нагру-
зок. Эквивалентные равномерно распределенные нагрузки харак-
теризуют переменные действительные условия эксплуатационных
нагрузок. Величины, установленные при аппроксимации действи-
тельных нагрузок, являются достаточно завышенными. Исследова-
ние действительных величин эксплуатационных нагрузок в различ-
ных административных зданиях показало, что максимальная на-
грузка составляет 200 кгс/м2 при рекомендуемой расчетной нагруз-
ке^ кгс/ма. По результатам изучения нагрузок в жилых зданиях
максимальная интенсивность нагрузки за 10-летний период была
около 130 кгс/ма, в то время как для расчета принимается 200 кгс/ма
[1.1, d.
Сосредоточенные нагрузки характеризуют возможные единич-
ные усилия, передаваемые в критических местах, таких, как ступень
лестницы, проходные потолки, гаражи для автомашин (например,
нагрузка от домкрата при замене шины), и в других местах, подвер-
женных большим сосредоточенным нагрузкам.
Хотя может показаться, что рекомендации дают слишком завы-
шенные нагрузки, в расчетах всегда содержится элемент неопреде-
ленности.
Минимальные нормируемые коэффициенты безопасности дают
гарантию в таких непредвиденных, исключительных ситуациях,
как скопление людей во время официальных церемоний, вечеров,
тушения пожара или при перегрузке частей здания. Такие ситуа-
ции возникают при изменении функционального назначения здания,
замене мебели, внутренней перепланировке, когда возможно сосре-
доточение нагрузок на отдельных площадях.
Вероятность полной загрузки одновременно каждого квадрат-
ного метра каждого междуэтажного перекрытия весьма мала. Дей-
ствительная нагрузка зависит от загруженных в разной степени раз-
личных площадей. Как правило, чем меньше площадь, тем больше
потенциальная интенсивность нагрузки. Эксплуатационные нагруз-
ки на перекрытия никогда не бывают равномерно распределенными.
Строительные нормы учитывают это введением понижающих коэф-
фициентов для временных нагрузок. Например, строительные нор-
мы штата Нью-Йорк [1.17], рассмотренные ниже, допускают вве-
дение 80%-ной эксплуатационной нагрузки на три верхних между-
этажных перекрытия и 5%-ное снижение по крайней мере 50% пред-
полагаемой нагрузки на каждое перекрытие.
С 304-2. Временные нагрузки
С 304-2.1. Общие положения
Ь) когда такое необычное сосредоточение нагрузок не имеет мес-
та, элементы конструкций н перекрытий в пролете между поддержи-
вающими их конструкциями должны быть рассчитаны на равномер-
15
но распределенные или сосредоточенные нагрузки, указанные в табл.
С 304-2.2, в зависимости от того, какие из них вызывают более вы-
сокие напряжения;
с) равномерно распределенные временные нагрузки на балки или
ригели, за исключением нагрузки в складских помещениях и нагру-
зок от подвижного транспорта, а также когда несущие элементы вос-
принимают нагрузку иа покрытие или каждое перекрытие с площади
более 14 ма, могут быть снижены следующим образом.
Когда постоянная нагрузка не превышает 120 кгс/ма, коэффици-
ент снижения R должен быть не более 20%. Когда постоянная на-
грузка превышает 120 кгс/ма, а временная нагрузка менее 490 кгс/м2,
коэффициент снижения должен быть не более наименьшего из трех
критериев: 60%; 0,08% для каждого 0,1 ма поддерживаемой площа-
ди; 100% суммы постоянной нагрузки DL и временной нагрузки LL,
поделенной на 4,33 временной нагрузки:
DL+LL пп.(. DL\
Я-1°° '=23,11 1+— ;
4.33Z.Z. \ LL )
d) для колонн, ригелей, второстепенных колонн, несущих стен
и стен фундаментов, поддерживающих 14 ма или более площади по-
крытия или площади перекрытия, за исключением нагрузок в склад-
ских помещениях и нагрузок от подвижного транспорта, равномер-
но распределенная временная нагрузка на эти элементы должна
быть не меньше, следующих величин в % от временных нагрузок
в разных уровнях: 80% на покрытие; 80% на перекрытие, смежное с
покрытием; 80% на второе перекрытие ниже покрытия; 5% умень-
шения для каждого перекрытия (с 75% для третьего до 55% для
седьмого перекрытия, считая от’покрытия); 50% на восьмое, девятое,
десятое и последующие перекрытия, считая от покрытия.
Нормы не учитывают, что временная нагрузка на конструкции
здания уменьшается в связи со способностью неразрезных систем
перераспределять нагрузки в процессе своего деформирования. С
другой стороны, несущая способность конструкций снижается, ког-
да они подвержены усталостным явлениям в связи с изменением в
течение ряда лет ветровых нагрузок, вибрационных воздействий,
температурных перепадов, осадок и непрерывно изменяющимися на-
грузками от’окружающей среды. Однако бетон и кирпичная кладка
имеют тенденцию увеличивать прочность со временем, что приводит
к повышению несущей способности конструкций из этих материалов.
Выбор принимаемого конструктивного решения зависит от
изученности следующих трех факторов: действующих нагрузок,
свойств материала несущих конструкций, схемы передачи силовых
воздействий от здания на грунт.
С учетом этих трех факторов инженер-конструктор разрабаты-
вает рациональные модели для оценки работы конструкций и соору-
жения в целом. При этом для оценки интенсивности нагрузок исполь-
зуют эмпирические выражения. Это может показаться противоречи-
16
ёыМ, так как экономичность возведения и затраты Материалов в од-
ном случае учитываются, а в другом не рассматриваются. Будущие
исследования позволят перейти к более точному определению дей-
ствительных условий нагружения зданий.
МОНТАЖНЫЕ НАГРУЗКИ
Несущие конструкции обычно рассчитываются на постоян-
ные и временные нагрузки. Однако элемент конструкции в процес-
се возведения здания может испытывать значительно большие на-
грузки, чем расчетные. Эти нагрузки называются монтажными и
представляют собой важный компонент, который следует учитывать
при проектировании.
Каждый подрядчик разрабатывает такой метод строительства,
который кажется ему экономичным. Хотя архитектор может за-
проектировать здание исходя из определенного метода строитель-
ства, он может не знать индивидуальных особенностей деятельности
подрядчика. Строители обычно сосредоточивают тяжелое оборудо-
вание и изделия на небольшой площади сооружения. Это приводит
к сосредоточенным нагрузкам, которые могут быть намного больше
предполагаемых расчетных временных нагрузок, и в результате мо-
жет произойти обрушение конструкций строящегося здания.
Наиболее трудной проблемой при возведении монолитных же-
лезобетонных конструкций является обеспечение достаточного вре-
мени выдержки бетона перед удалением опалубки и подмостей. Бе-
тон повышает свою прочность со временем, но, поскольку для под-
рядчика важны сроки строительства, он может снять опалубку до
того, как бетон набрал минимальную расчетную прочность. При этом
на несущий элемент может передаться нагрузка, превышающая его
несущую способность, и произойдет обрушение.
Монтажные нагрузки должны быть также учтены при проекти-
ровании балки, которая рассчитана для условий совместной работы
с железобетонной плитой перекрытия, но во время строительства
не имеет никакого временного крепления. Поэтому балку следует
проверить на условия восприятия монтажных нагрузок при работе
без плиты.
Наиболее опасным моментом при возведении предварительно
напряженных железобетонных конструкций является подъем тяже-
лой панели из формы. Необходимо знать число и расположение воз-
можных мест строповки. Следует также учитывать возможность уда-
ра и давления на элемент, поскольку в процессе транспортировки и
строительства нагрузки могут действовать в любом направлении.
НАГРУЗКИ ОТ СНЕГА, ДОЖДЯ И ГОЛОЛЕДА
Наблюдения за высотой и плотностью снегового покрова в
течение многих лет позволили установить разумные величины мак-
симальных снеговых нагрузок. По данным Американского бюро
погоды назначаются минимальные снеговые нагрузки для различ-
Рис. 1.2. Минимальные снеговые нагрузки, кгс/м2
ных районов страны (рис. 1.2) от 25 кгс/м2 на юге США до 400 кгс/м2
на северо-востоке страны; 1 см снегового покрова в зависимости от
плотности весит примерно 0,96—1,35 кгс/м2. Данные о снеговых на-
грузках для отдельных районов приводятся в местных строитель-
ных нормах городов и штатов.
Снеговые нагрузки учитывают только для покрытий и других
площадей здания, где может собираться снег, например на соляриях,
балконах, приподнятых над уровнем земли игровых площадках.
Снеговые нагрузки, согласно нормам, определяются максималь-
ной толщиной снега на грунте в данном районе. Вообще говоря, эти
нагрузки оказываются выше нагрузок от снега на покрытия, посколь-
ку рыхлый снег с крыш сдувается ветром, а сам снег подтаивает и
испаряется в связи с потерями тепла через конструкции покрытия.
Обычно нормы устанавливают проценты снижения снеговых нагру-
зок для скатных кровель, с которых снег может сползать. Однако в
определенных случаях особенности кровли могут оказывать влияние
на потоки ветра, что приводит к появлению на покрытии местных
снеговых мешков.
Хотя вода не часто учитывается при определении временных на-
грузок, ее следует, конечно, принимать во внимание при проекти-
ровании. Нагрузки от дождя обычно меньше снеговых нагрузок,
но следует помнить, что скопление воды, весящей 1 тс/м8, может выз-
вать значительные нагрузки. Большие нагрузки могут возникать на
18
плоских покрытиях при засорении водостоков. По мере скопления
воды кровля прогибается, что приводит к еще большему скоплению
и дополнительным прогибам. Этот процесс называется скоплением
воды и может привести к внезапному обрушению покрытия.
Лед обычно образуется на выступающих конструкциях, особен-
но на наружных элементах отделки, которые в обычных условиях не
испытывают других нагрузок, кроме собственного веса. Поэтому не-
обходимо проектировать и обеспечивать создание таких элементов,
чтобы избежать образования тяжелых сосулек. Кроме того, обле-
денение на сквозных конструкциях приводит к увеличению не толь-
ко их веса, но и площади поверхности, а следовательно, к повы-
шению давления ветра.
ВЕТРОВЫЕ НАГРУЗКИ
Первые небоскребы не были уязвимы с точки зрения послед-
ствия горизонтальных ветровых нагрузок. Довольно большой вес
несущих стен из кладки не позволял ветровым нагрузкам превзой-
ти уравновешивающие силы тяжести. Даже когда в конце 1800-х
годов система несущих стен была заменена жесткой каркасной кон-
струкцией, силы тяжести оставались основным определяющим фак-
тором проектирования. Тяжелые фасады из камня с небольшими
проемами, близко расположенными колоннами, массивными конст-
рукциями каркаса и тяжелыми стенами-перегородками обладают
таким весом, что ветровые нагрузки пока не представляют большой
проблемы.
Небоскреб из стекла и стали 1950-х годов с его оптимальным внут-
ренним открытым пространством и относительно небольшим весом
первым столкнулся со всей сложностью ветровых нагрузок. С при-
менением легкого стального каркаса вес перестал быть фактором,
ограничивающим возможную высоту зданий. Эра высотного строи-
тельства связана с новыми проблемами. Для снижения постоянных
нагрузок и создания больших, более гибких пространственных ре-
шений были введены балки большого пролета, передвижные нене-
сущие внутренние перегородки и ненесущие ограждающие конст-
рукции. Все эти мероприятия существенно уменьшили жесткость
зданий. Теперь горизонтальная жесткость сооружения становится
более важным фактором проектирования, чем прочность. Ветровые
нагрузки для проектировщика высотных зданий превратились в
более важную проблему.
Воздействие ветра на здание является динамическим и опреде-
ляется такими факторами окружающей среды, как рельеф и форма
территории, гибкость и особенности фасада самого здания, распо-
ложение соседних зданий. Как такие факторы, как скорость, направ-
ление и характер ветра определяют его воздействие на здание?
Скорость ветра. Динамический характер ветра иллюстрируется
рис. 1.3. Записи скоростей ветра регистрируются на определенной
высоте, характеризуя два явления: достаточно постоянную среднюю
скорость ветра и изменяющуюся скорость порывов ветра. Следова-
тельно, ветровая нагрузка содержит две составляющих — стати-
ческую и динамическую.
Средняя скорость ветра, как правило, возрастает с высотой
(см. рис. 1.4). Степень ее увеличения зависит от особенностей зем-
ной поверхности, так как вблизи земли из-за трения ветер затухает.
Рис. 1.3:
/ — действительная скорость ветра; 2 —
средняя скорость ветра
Чем значительнее влияние окружающих объектов (деревьев, скла-
док ландшафта, зданий), тем на большей высоте достигается мак-
симальная скорость ветра итах [1.7].
Ветровые нагрузки в соответствии с требованиями Строитель-
ных норм. В настоящее время проводятся широкие исследования-по
определению воздействий ветра на высотные здания. Строительные
нормы, однако, пока еще исходят из статического представления
о воздействии ветра. Величины скоростного напора определяются
в зависимости от максимальных среднегодовых скоростей ветра на
высоте 9,15 м над уровнем земли по результатам наблюдений за
50-летний период. Максимальные величины скоростей ветра для
отдельных регионов публикуются Американским бюро погоды
(см. рис. 1.5).
Ветровая нагрузка на здание определяется по формуле
p = 0,002558CD V2, (1.1)
где р — ветровая нагрузка на здание, фунт/кв. фут; CD — аэродинамический
коэффициент; V — максимальная средняя скорость ветра, миля/ч.
20
Для получения р в кгс/ма при подстановке V в м/с в формуле
(I.I) вместо коэффициента 0,002558 следует принимать коэффициент,
равный 0,06253.
Коэффициент Cd зависит от формы здания и пологости кровли.
Для зданий прямоугольной формы Cd = 1,3, что соответствует
суммарному положительному давлению на наветренную поверх-
ность (0,8) и отрицательному давлению (отсосу) на заветренную
Рис. 1.5. Максимальные скорости ветра на высоте около 10 м выше уровня
грунта, м/с
поверхность (0,5). Строительные нормы штата Нью-Йорк рекомен-
дуют минимальные значения ветровых нагрузок в зависимости от
высоты здания. Нормативные величины относятся к зданиям пря-
моугольной формы (рис. 1.6) и исходят из средней скорости ветра
120,7 км/ч (33,5 м/с) на высоте 9,15 м.
По формуле (1.1) получаем: р =0,06253 • 1,3 • 33,5а= 91,3 кгс/ма.
Эта нагрузка сопоставима с указанными нормативными требова-
ниями. Для зданий в плане в форме шестиугольника и восьмиуголь-
ника табличные значения могут быть снижены на 20%. Для зда-
ний круглой и эллиптической формы в плане это уменьшение со-
ставляет 40 %.
Требования норм недостаточны для описания истинной сложной
по своей природе картины воздействия ветра, поскольку они не
учитывают динамического характера вихревых потоков (импуль-
сивного воздействия ветра на поверхность сооружений).
Инженерам-конструкторам необходимо разработать более ра-
циональный подход к оценке динамического характера ветровых
воздействий. Основные факторы, влияющие на величины ветровых
нагрузок на высотные здания, рассматриваются в последующих раз-
делах.
Топографические особенности местности как определяющий фак-
тор ветровых нагрузок. Исследования, выполненные по программе
«Воздействия земли на здания» в Массачусетском технологическом
институте (МИТ), выявили несколько типов ветровых воздействий
и представляют собой основу для углубленного понимания движе-
ний воздуха в зависимости от топографии местности [1.15].
Рис. 1.6. Нормы штата Нью-
Йорк. Минимальные ветровые
нагрузки на здания прямо-
угольной формы
Рис. 1.7. Научно-исследователь-
ский центр Массачусетского
технологического института
[1.151
Научно-исследовательский центр МИТ расположен в центре
большой площади к северу от р. Чарльз. К востоку и западу рас-
положены кварталы четырех- и пятиэтажных зданий. Еще до строи-
тельства было отмечено, что воздушные потоки высокого давления
постоянно перемещаются со стороны реки в северном направлении
вдоль полигона (рис. 1.7).
Со времени строительства в центре МИТ были получены необыч-
но высокие скорости ветровых потоков вокруг и между конструкция-
ми здания. Особенно большой скоростной напор ветра был отмечен
около аркады высотой 6,3 м в основании здания. Временами скоро-
сти ветра достигали таких величин, что пешеходам было трудно ми-
новать здание и открыть его двери. Для объяснения полученной кар-
тины проведены модельные исследования в аэродинамической трубе.
При этом получены следующие результаты.
Когда воздушные массы двигались от р. Чарльз и пересекали
двор, они создавали на поверхности здания центра МИТ зону
высокого давления. Исследования в аэродинамической трубе
(см. рис. 1.8) показали, что наибольшее давление ветра имеет место
0О
В центре вертикальной поверхности с наветренной стороны, где
движение воздуха практически прекращается, и постепенно умень-
шается по мере возрастания скорости потока в направлении верха
здания (см. рис. 1.8, б, г).
Существенное влияние арочного проема обусловлено тем, что
он расположен в том месте, которое при обычных условиях соот-
ветствует максимальному давлению (см. рис. 1.8, а, в). При этом
проем создает возможность для перемещения воздушной массы вы-
сокого давления в зону, обычно характеризуемую низким давлением,
Рис. 1.8. Изобары давления ветра по результатам наблюдений в центре
МИТ [1.15]
расположенную с заветренно!’ стороны здания (см. рис. 1.8, д).
Объединяя эти данные, легко объяснить, почему скорости ветра,
зарегистрированные под аркадой здания и вблизи нее, временами
в два раза превышали скорость ветра на той же площадке.
Можно отметить, что скорост ь ветра (а следовательно, и его дав-
ление) не обязательно увеличивается с повышением высоты, как
предполагается строительными нормами. Давление является наи-
большим посередине высота здания с аркадой (см. рис. 1.8, г) или
в основании для здания без проемов (см. рис. 1.8, в).
Направление ветра. Перемещения зданий определяются направ-
лением ветра. Когда воздушный поток движется в определенном
направлении и соприкасается с поверхностью здания, возникает
опрокидывающая сила. Эта сила проявляется в виде давления ветра,
которое может увеличиваться при повышении либо скорости ветра,
либо площади поверхности сопротивления.
Воздействие ветра более чем на одну вертикальную поверхность
здания может вызвать деформации сооружения в двух направле-
ниях (рис. 1.9, б). Первоначальное направление ветровой нагрузки
можно разложить на две составляющие, которые оказывают давле-
ние на две поверхности.
Рис. 1.9. Одно'
осиое перемеще-
ние (а), изгиб
в двух направ-
лениях (б)
Изгиб в двух направлениях может приводить как к положитель-
ному, так и к отрицательному воздействию на здание. Перемещение
в направлении ветра может быть меньше соответствующих величин
при действии ветра только на одну поверхность здания.
Аэродинамический расчет здания позволяет также снизить пере-
мещения при изгибе в двух направлениях. Давление ветра всегда
является максимальным, если ветер направлен перпендикулярно
поверхности здания. Когда воздушный поток подходит к поверхности
здания под углом, отличным от 90°, значительная часть ветрового
воздействия, естественно, затухает.
Однако при ветровых нагрузках, вызывающих деформирование
здания в двух взаимно перпендикулярных направлениях, возни-
кают дополнительные напряжения сдвига и кручения в несущих
конструкциях, которые не наблюдаются при перемещениях в одном
направлении.
Давление ветра. Давление ветра обусловлено двумя отмечен-
ными факторами — средней скоростью и скоростью порывов ветра
(пульсацией скоростного напора). Поскольку средние статические
скорости принимаются осредненными для больших периодов, давле-
ния также являются средними и вызывают статические прогибы зда-
ния (рис. 1.10). Пульсация скоростного напора вызывает динамиче-
ское воздействие и приводит к дополнительным перемещениям, кото-
рые могут достигать величин’статических прогибов, а для гибких зда-
ний это динамическое воздействие может стать преобладающим фак-
тором нагрузки. Такие динамические колебания называются баф-
тингом (вибрацией при порывах ветра). Случайные нагрузки, воз-
никающие при порывах ветра, вызывают колебания зданий преиму-
щественно в направлении, параллельном направлению ветра.
Турбулентность. Когда любой воздушный поток встречает пре-
пятствие, такое, как здание, он перемещается к его краям и создает
поток воздуха повышенной скорости. Скорость ветра возрастает по-
мере роста массы воздуха, проходящей через постоянную площадь
пространства за одно и то же время, при этом возникают турбулент-
ные потоки воздуха (рис. 1.11).
ДЗ Эффект Вентури, показанный на рис. 1.12, представляет собой
одно из возможных проявлений турбулентных ветровых воздейст-
вий. Турбулентный поток возникает, когда движущийся поток воз-
духа преодолевает узкое пространство между двумя^высокими зда-
Рис. 1.10. Прогибы
от статической на-
грузки (а), дина-
мические колеба-
нии (б)
I — средняя скорость;
3 — скорость порывов
ветра
ниями. Скорость ветра в этом пространстве превышает скорость па-
дающего потока.
В любом турбулентном потоке положительное давление регист-
рируется в течение времени, пока воздух соприкасается с поверх-
Рис. 1.1 1
Воздушный
поток с
высокой
скоростью
Рис. 1.12
ностью здания. Когда поверхность здания сильно выпуклая илн
ветровой поток очень быстрый, масса воздуха отходит от здания,
создавая при этом мертвые зоны отрицательного давления. В этих
зонах пониженного давления возникают вихри и завихрения. Такие
потоки показаны на рис. 1.13 для заветренной части здания. Вы-
ходящие углы на наветренной стороне значительно снижают воз-
действие ветра.
Вихри представляют собой воздушные потоки высокой скорости,
которые вызывают круговые восходящие течения и всасывающие
струи вблизи здания. Когда периодичность вихрей вокруг здания
приближается к периодам его собственных колебаний, возникают
колебания сооружения. Появляющиеся при этом движения обыч-
но перпендикулярны направлению ветра (рис. 1.14).
25
Частота срывов вихрей является функцией формы и размеров
здания и часто может быть уменьшена с помощью грубой отделки
поверхности стен и при возведении зданий нерегулярной формы.
Завихрения, которые образуются практически так же, как вих-
ри, представляют собой медленные круговые потоки воздуха, вы-
зывающие небольшие ощущаемые колебания зданий.
Рис. 1.13
Восприятие людьми ветровых воздействий. Восприятие людьми
ветровых воздействий как внутри, так и вне зданий является важ-
ным фактором, который следует учитывать при проектировании вы-
сотных зданий.
Интенсивные боковые колебания, которые могут воспринимать
несущие конструкции здания, необходимо снижать до величин пре-
дельных перемещений, допустимых для людей. Некоторые обитатели
построенных зданий испытывают неприятные ощущения от качания
зданий. Они чувствуют колебания и кручение сооружений. Изред-
9Л
ка происходит повреждение мебели и оборудования, возникают не-
приятные звуки от перекоса шахт лифтов, потоки воздуха просачи-
ваются через оконные проемы, слышны «завывания» ветра вокруг
зданий.
В некоторых 40- и 50-этажных зданиях в Нью-Йорке вследст-
вие интенсивного раскачивания и шума людям было невозможно ра-
ботать. Служащие регулярно отказывались работать при сильных
ураганных ветрах.
Странные явления, наблюдавшиеся снаружи высотных зданий,
также вызывали дискомфорт и раздражение как обитателей зданий,
так и людей, находившихся вблизи. В результате изменения харак-
Рис. 1.14
тера ветрового режима, порывы, так же как вихревые потоки в ство-
ре зданий, срывали развешенное белье, повреждали сады, заклини-
вали открытые двери автомобилей, поднимали мусор. Некоторые жи-
тели считали невозможным пользоваться балконами (кроме совер-
шенно тихих дней) в связи с постоянными турбулентными потока-
ми воздуха вдоль наружных стен здания. Более того, возможное
растрескивание и падение оконных стекол представляет серьезную
угрозу для проходящих внизу людей.
Число этих примеров может быть продолжено. Важно отметить
тот факт, что это восприятие людьми ветровых воздействий и их
влияние на жизнедеятельность внутри и снаружи зданий становится
серьезным фактором, который необходимо учитывать при проекти-
ровании современных высотных зданий-
Заключение. Сложный действительный характер воздействий
ветра на высокие здания только начинает изучаться. Для нахожде-
ния правильных решений этих актуальных проблем проектировщики
должны попытаться:
а) использовать результаты аэродинамических испытаний на
моделях для получения полной информации о характере ветра и
ветровых нагрузках;
б) разработать аналитические выражения и формулы для исполь-
зования результатов испытаний;
в) совершенствовать существующие принципы строительства,
использовать затухание в материале и конструкциях, ограничивать
гибкость сооружений, совершенствовать оформление фасадов и
объемно-планировочные формы.
27
СЕЙСМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
Земная кора постоянно движется. В соответствии с геологи-
ческой теорией тектонических плит поверхность Земли состоит из
нескольких толстых скальных плит (платформ), которые плавают
в жидкой мантии.
Новые тектонические платформы непрерывно простираются
вдоль глубоких океанических впадин, где расплавленная масса
недр Земли выталкивается вверх, подпирая при этом концы оке-
анических плит н являясь причиной так называемого дрейфа кон-
тинентов, который проявляется в столкновении океанических и кон-
тинентальных платформ. В тех зонах, где платформы сталкиваются
между собой, их взаимные смещения могут быть замедлены в связи
с силами сопротивления трения между границами тектонических
плит. Вдоль зоны контакта растут напряжения, пока не произой-
дет внезапное проскальзывание в связи с упругой отдачей или раз-
рушением массивов скалы. В результате подвижки происходит вы-
свобождение энергии деформаций, что приводит к разрушению верх-
них слоев земной коры по определенному направлению и к обра-
зованию разлома (рис. 1.15). Часть общей энергии распространяется
в виде ударных волн во всех направлениях. Такое движение волн
известно как землетрясение. Считается, что в разломах, образо-
вавшихся в результате землетрясений, в первую очередь могут воз-
никнуть новые сейсмические возмущения.
На рис. 1.18 показаны отдельные районы США, в которых на-
блюдались землетрясений. Вдоль большинства активных зон уста-
новлена сеть автоматических регистрирующих станций, оборудован-
ных сейсмографами и наклономерами. Такая сеть приборов позво-
ляет определять очаг землетрясения (область возникновения разру-
шений внутри земной коры) и эпицентральную зону (поверхность
земли йепосредственно над очагом). С помощью приборов регистри-
руется также наибольшая интенсивность сейсмических волн, кото-
рая обычно достигается в центре разлома и затухает по мере удале-
ния от эпицентра. Колебания грунта измеряются акселерографами
Рис. 1.15. Разные типы разломов
28
сильных движений, специальными приборами, более чувствитель-
ными к интенсивности колебаний грунта, чем здания и сооружения.
Они регистрируют три компоненты ускорения грунта — две гори-
зонтальные (например, по направлениям С-Ю и В-3) и одну верти-
кальную. Ускорения измеряются в процентах от ускорения силы
тяжести G.
Такие инструментальные данные являются основой для проек-
тирования сейсмостойких зданий. Для обеспечения безопасности
людей здание должно выдерживать землетрясения без обрушения.
Вероятность возникновения сейсмического возмущения в любом
районе указана в рекомендациях Единых строительных норм, ко-
торые рассмотрены ниже.
Поведение зданий при землетрясениях
Поскольку фундамент представляет собой точку контакта
здания с грунтом, сейсмическое воздействие передается зданию
в форме повторно-переменных перемещений фундамента. Масса зда-
ния препятствует таким колебаниям, порождая в сооружении силы
инерции. Возникающие силы аналогичны силе инерции, испытывае-
мой пассажиром при внезапной остановке автомобиля. Указанный
случай является, конечно, грубым упрощением, поскольку сейсми-
ческие колебания вызывают возвратно-поступательные перемеще-
ния фундамента.
Как правило, вертикальные силы инерции не учитываются, по-
скольку здания рассчитаны на вертикальные статические нагрузки.
Таким образом, в расчет принимают только горизонтальные на-
грузки, которые могут превысить воздействие ветра на здание. В на-
стоящее время принципы расчета без учета влияния вертикальных
воздействий, особенно для площадок, близких к плоскостям выхода
разломов на поверхность, пересматриваются.
Величина горизонтальной силы инерции F (рис. 1.16) зависит
от массы здания М, ускорения грунта А и характеристик сооружения
[1.9]. Если здание и его основание жесткие, они испытывают оди-
наковое ускорение. В соответствии с законом Ньютона F = МА.
Рис. 1.16
29
В действительности такие случаи нереальны, поскольку все
здания обладают определенной гибкостью. Для здания, которое не-
много деформируется, поглощая при этом часть энергии внешнего
воздействия, инерционная сила может быть меньше произведения
массы на ускорение (см. рис. 1.16, б). Вместе с тем очень гибкое
здание с периодом собственных колебаний, близким к периоду сей-
смических волн, может испытывать намного большие нагрузки при
переменных колебаниях грунта (см. рис. 1.16, в). Таким образом,
величина горизонтальной сейсмической нагрузки на здание опре-
Рис. 1.17:
/ — спектр реакция без затухания; 2—
спектр реакции при зарегистрирован-
ном воздействии; 3 — спектр реакции
с учетом затухания
деляется не только ускорением основания, но и характером реакции
здания, его основания и т. п. Это взаимодействие между колебания-
ми здания и грунта характеризуется так называемыми спектрами
реакции.
Представим, что здания различного типа рассматриваются как
осцилляторы с одной степенью свободы и разными периодами, т. е.
консольными маятниками разной высоты (рис. 1.17, а). Эти осцил-
ляторы устанавливаются на подвижное основание, которое колеблет-
ся в режиме гармонического возмущения, подобного реальным коле-
баниям сейсмических волн [1.9]. Максимальная реакция каждого
осциллятора изображается в функции периода собственных колеба-
ний и принимает вид кривых на рис. 1.17, б. Максимальная реак-
ция осцилляторов может быть также представлена в виде ускорений,
скоростей, смещений или силовых параметров. Поскольку все кон-
структивные решения по^своей природе обладают способностью к за-
туханию колебаний, реакция осцилляторов существенно снижается,
особенно при продолжительных повторных воздействиях.
Применимость спектров реакции к расчету реальных зданий за-
висит от того, насколько точно работа простого осциллятора моде-
30
лирует сложный характер деформирования сооружений. В связи
с недостаточностью информации современные нормы используют
спектры реакции в качестве простой методики оценки максималь-
ной реакции здания при сейсмических воздействиях.
Единые строительные нормы построены на принципе использо-
вания коэффициента сейсмической нагрузки, который в достаточно
приближенной форме отражает характер спектров реакции при не-
которых зарегистрированных землетрясениях, а также тот факт,
что более высокие здания подобно более высоким маятникам с от-
носительно длинными периодами собственных колебаний подверже-
ны меньшим инерционным нагрузкам, чем жесткие невысокие зда-
ния с короткими периодами.
Требования Единых строительных норм
В нормах [1.13] используются эквивалентные горизонталь-
ные статические нагрузки, на которые следует рассчитывать кон-
струкции здания при максимальном сейсмическом воздействии.
Полная горизонтальная нагрузка. В соответствии с Едиными
строительными нормами на основании второго закона Ньютона
Сила = масса X ускорение = МА = (ITlg) А = WC.
Следовательно, полная горизонтальная нагрузка равна коэффи-
циенту сейсмической нагрузки, умноженному на полный вес зда-
ния. Коэффициент сейсмической нагрузки С характеризует отноше-
ние ускорения сейсмического воздействия А к ускорению силы тя-
жести g.
Это основное соотношение видоизменено включением двух до-
полнительных коэффициентов, учитывающих сейсмичность района
и тип конструктивной схемы здания, воспринимающего полную
горизонтальную сдвигающую силу V:
V=ZKCW,
(1.2)
где Z — коэффициент, характеризующий вероятность сейсмического воздей-
ствия для каждого района; К — коэффициент конструктивной схемы здания;
С — коэффициент сейсмической нагрузки; W — полная постоянная нагрузка
(для.складских зданий дополнительно учитывается 25% полезной нагрузки
на перекрытие).
Коэффициент сейсмической нагрузки принимается в виде
, г °-05
с- г1/з
(1-3)
и равен 0,1 для одно- и двухэтажных зданий.
В формуле (1.3) Т — период основного тона собственных коле-
баний сооружения (в секундах) в рассматриваемом направлении.
Величина Т может быть вычислена или измерена любыми доступ-
ными методами. Однако в стадии предварительного расчета значе-
ние Т бывает неизвестно, На основании многочисленных натурных
.41
исследований динамических характеристик построенных зданий
приближенное значение периода
где hn — высота здания над уровнем основания в футах; D — размер здании
в футах в направлении, параллельном приложенной нагрузке*.
।
Рн:. 1.18. Карта сейсмического риска
Для пространственных каркасов с рамными узлами, восприни-
мающих 100% горизонтальных нагрузок и не связанных с другими
более жесткими конструкциями,
Т-0,IV, (1.4а)
где N — общее число этажей выше уровня грунта в основной части здания.
Коэффициент сейсмичности района Z принимается в соответст-
вии с картой вероятности сейсмического воздействия Единых строи-
тельных норм (рис. 1.18). Значения Z назначаются следующими:
Z — 0 для района 0 (повреждении отсутствуют);
Z — */4 дли района 1 (минимальные повреждения);
Z = 1/2 для района 2 (умеренные повреждения);
Z = 1 дли района 3 (сильные повреждения).
Коэффициент К зависит от типа конструктивной схемы здания.
Он изменяется в диапазоне от 0,67 до 1,33, который определен иа
основании качественного анализа работы сооружений, а не на ко-
личественной основе. Каркасы с конструкциями, воспринимающими
1 При подстановке в формулу (1.4) размеров в м постоянный коэффициент
0,05 следует заменить на 0,0905.
32
изгибающие моменты, обладая высокой способностью к поглощению
энергии и податливостью, хорошо сопротивляются сейсмическим
воздействиям и поэтому рассчитываются при низком значении К-
Жестким сооружениям с несущими стенами предписаны высокие зна-
чения коэффициента, поскольку эти сооружения в большей степени
подвержены повреждениям (табл. 1.1).
Таблица 1.1
№ п.п. Конструктивное решение Величина К
1 Все здания, кроме оговоренных ниже 1
2 Здания коробчатого типа: горизонтальные нагрузки воспринимаются стенами-диафрагмами 1,33
3 Здания с двумя типами конструкций, воспрннима-
ющих горизонтальные нагрузки (с пространственным рамным каркасом из упругопластнческн деформиру- ющихся материалов и стенами-диафрагмами), при вы- полнении следующих требований: 0,8
а) каркас и стены-диафрагмы должны быть рассчи- таны на восприятие сейсмических нагрузок пропор-
ционально их жесткостям;
б) работающие самостоятельно стены-диафрагмы воспринимают полную сейсмическую нагрузку,
в) работающий самостоятельно каркас должен воспринимать 25% полной сейсмической нагрузки
4 Пространственные рамные каркасы из упругопласти- ческого материала воспринимают полную сейсмическую нагрузку 0,67
Распределение горизонтальной сейсмической нагрузки по вы-
соте здания. Формула V = ZKCW не дает указания, как горизон-
тальная нагрузка распределяется по высоте здания. Величина го-
ризонтальной силы в любом уровне зависит от характера деформи-
рования здания, т. е. от массы в этом уровне и амплитуды колебаний,
которые могут быть приняты изменяющимися линейно по высоте
здания.
Сейсмические нагрузки приводят к деформированию здания по
определенным формам, известным как собственные формы колебаний.
Каждой форме соответствует определенное распределение сейсми-
ческих нагрузок. Если в сооружении не развиваются неупругие де-
формации, величины одновременно действующих сейсмических сил
определяются с помощью суперпозиции нагрузок по каждой форме
колебаний [1.9]. В одних случаях силы складываются, в других —
взаимно погашают друг друга. Характер общей огибающей макси-
мальных горизонтальных нагрузок показан на рис. 1.19, б. В Еди-
ных строительных нормах для симметричных зданий с одинаковыми
поэтажными нагрузками и высотами этажей используется распре-
деление горизонтальных сил в виде треугольника (рис. 1.20). От-
метим подобие огибающей максимальных сдвигающих нагрузок
2 Зак. 897
33
(см. рис. 1.19, б) и эпюры перерезывающих сил при треугольном
распределении нагрузки (см. рис. 1.20).
Формула Единых строительных норм для распределения вели-
чины горизонтальной нагрузки в основании здания (рис. 1.21) мо-
жет быть представлена в следующем виде. Будем считать, что
V = ZKCW — сдвигающая сила в основании здания, Fx — гори-
Рис. 1.19. Формы собственных колебаний здания (а) и огибающая максималь-
ных сдвигающих сил (б)
зонтальная нагрузка на уровне х, hx — высота уровня х над ос-
нованием здания, wx — вертикальная нагрузка в уровне х.
Если принятые постоянной для всех этажей, а силу F пропорцио-
нальной высоте h,
Горизонтальная
нагрузка
Рис. 1.20. Распределение горизонтальной сейсмической нагрузки со-
гласно требованиям Единых строительных норм
то горизонтальная равнодействующая сил
У = Л + Г»+---+ГП.
Поскольку
Fi-hi^FxIhx), Ft=ht(Fxlhx) и т. п.,
34
Решая это равенство относительно Рх, получаем
_______________________________V/ix
Fx~ hl+ht+---+K '
или
n
У hi
f-1
Если учесть, что вес не является постоянным для всех этажей,
то окончательная формула для горизонтальной силы в уровне х
принимает вид
ht ter
Fx — V -хх-- (1.5)
п
У hl Wi
/-1
С учетом эффекта кнута, ха-
рактерного для гибких зданий,
нормами рекомендуется часть
общей нагрузки в виде допол-
нительной сосредоточенной на-
грузки прикладывать к верху
здания.
Если hnIDt ~> 3, где Dt —
ширина здания, воспринимаю-
щего горизонтальные нагрузки,
то дополнительная сила в уров-
не верха здания равна:
Рис. 1.21
Ft = 0,004V
< 0,15V.
(1-6)
Тогда
ht и>~
Fx=~
У, hi Wi
/= 1
(1.7)
Исключение составляют одно- и двухэтажные здания, для ко-
торых принимается равномерное распределение горизонтальных на-
грузок.
Горизонтальные нагрузки на отдельные части зданий. Единые
строительные нормы требуют, чтобы отдельные части зданий и эле-
менты их крепления были рассчитаны по следующей формуле:
FP = ZCPWP, (1.8)
— горизонтальная нагрузка иа рассматриваемую часть здания; Z —
»?^СЕИ11Иент «йсмичности района; Wр — вес рассматриваемой части; Ср —
коэффициент, величина которого даиа в табл. 1.2.
2*
35
Таблица 1.2
Хе п.п. Отдельные части здания Величина Ср
1 Внутренние и наружные несу- щие стены 0,2 (сила перпендикулярна по- верхности стены)
2 Консольные участки стен пара- пета 1 (сила перпендикулярна по- верхности стены)
3 Украшения, декоративные дета- ли 1 (силы в любом направлении)
4 Перекрытия и покрытия 0,1 (в любом направлении)
ь Сопряжения наружных панелей 2,0 (в любом направлении)
6 Сопряжения элементов сборных конструкции, кроме стен 0,3 (в любом горизонтальном направлении)
Дополнительные нормативные требования
Свайные фундаменты. Отдельные сваи и опоры глубокого заложе-
ния должны соединяться связями, несущая способность которых на
растяжение или на сжатие определяется при горизонтальной нагруз-
ке, равной 10% наибольшей силы, воспринимаемой оголовком сваи.
Распределение горизонтальной сдвигающей нагрузки. Полная
сдвигающая нагрузка в любой горизонтальной плоскости должна
распределяться между несущими конструкциями системы пропор-
ционально их жесткостям.
Горизонтальные крутящие моменты. Необходимо предусматри-
вать, чтобы конструкции здания воспринимали сдвигающую силу,
возникающую при горизонтальном кручении вследствие эксцент-
риситета между центрами масс и жесткостей. Отрицательными кру-
тящими моментами следует пренебречь. Элементы, рассчитанные на
восприятие сдвига, должны быть проверены на крутящий момент,
равный произведению перерезывающей силы в уровне этажа на
эксцентриситет 5% от максимального размера здания в том же
уровне.
Опрокидывание. Каждое здание должно быть рассчитано на вос-
приятие наибольшего опрокидывающего момента, возникающего
при ветровых или сейсмических нагрузках. Опрокидывающие мо-
менты могут определяться от нагрузок, распределенных по закону
треугольника. Однако нагрузки, соответствующие огибающей ^эпюре
максимальных перерезывающих сил, можно снизить в связи с не-
одновременностью достижения максимальных значений по разным
формам. Поэтому опрокидывающие моменты можно снижать с по-
мощью коэффициента
0,5
1 = -р2/3 !•
Тогда опрокидывающий момент в основании здания
М = 1 |Мп+ 2 Fihi] • <L1°)
\ /-1 /
ЗЛ
Здания выше 48 м. Такие здания должны иметь пространствен-
ный рамный каркас, способный воспринимать по крайней мере 25%
полной сейсмической нагрузки на сооружение. Все здания, рассчи-
тываемые с величинами коэффициента К = 0,67 и 0,8, должны про-
ектироваться в виде пространственного рамного каркаса из стали
или монолитного железобетона. К железобетонным каркасам предъ-
являются специальные нормативные требования.
Другие требования к проектированию. Все части здания должны
быть запроектированы и рассчитаны таким образом, чтобы они вос-
принимали горизонтальные сейсмические нагрузки как единое це-
лое. В случае раздельного расположения эти части должны иметь
достаточные разрывы, чтобы избежать соударений при деформирова-
нии под действием сейсмических или ветровых нагрузок.
Конструкции из каменной кладки и бетона, воспринимающие
сейсмические нагрузки, должны быть армированы.
При расчете конструкций на совместное действие сейсмических
и вертикальных нагрузок можно не учитывать только полезные на-
грузки на покрытие.
Стены из бетона и каменной кладки должны быть связаны со
всеми перекрытиями и покрытиями для обеспечения горизонталь-
ного опирания стен с минимальной воспринимаемой нагрузкой
300 кгс на 1 м стены.
Внутренние перегородки должны рассчитываться на нагрузку
не менее 50 кгс/м2, приложенную перпендикулярно их плоскости.
К требованиям Единых строительных норм можно добавить
следующее.
Сооружение, запроектированное с учетом податливости конструк-
ций (способностью к развитию неупругих деформаций), обладает
повышенной способностью к восприятию сейсмических воздей-
ствий.
Поскольку сейсмические воздействия вызывают быструю смену
напряжений в несущих конструкциях, сооружение должно обла-
дать способностью сопротивляться усталостному разрушению.
Важно обеспечить устойчивость здания в целом при обрушении
его отдельных элементов.
Целесообразно предусмотреть специальные приспособления для
повышения затухания.
Массы здания рекомендуется распределять равномерно. Следует
избегать нерегулярности элементов здания. Здания в плане должны
иметь простую форму, чтобы избежать сложных крутильных колеба-
ний и концентрации напряжений в местах пересечения отдельных
частей (рис. 1.22).
Поскольку достаточно гибкие здания имеют больший период
колебаний, чем жесткие здания, они могут испытывать меньшие
нагрузки. Однако слишком гибкое здание может испытывать зна-
чительные деформации при ветре и умеренных землетрясениях,
что приведет к повреждению ненесущих конструкций и к психоло-
гическому дискомфорту его обитателей.
Расчет на сейсмические воздействия все еще базируется в ос-
новном на методе проб п ошибок. Исследователи постоянно ищут
более точные методы предсказания сейсмических воздействий и со-
противления конструкций сейсмическим нагрузкам. Ниже приве-
дены некоторые основные положения такого подхода.
Большинство из полученных записей землетрясений зарегист-
рировано достаточно далеко от зон интенсивных сейсмических дви-
жений.
Величины периодов колебаний зданий не зависят от геологиче-
ских условий площадки строительства. При некоторых грунтовых
условиях периоды колебания зданий могут увеличиваться.
Рис. 1.22
Спектр реакции не учитывает продолжительность сейсмическо-
го воздействия. Предполагается, что коэффициенты сейсмической
нагрузки отражают характер динамического нагружения, но они
часто не соответствуют действительным записям колебаний. Коэффи-
циенты сейсмической нагрузки существенно меньше спектральных
характеристик многих землетрясений.
Предполагается, что при динамическом нагружении конструкции
сооружения работают в упругой стадии. Однако при сильных земле-
трясениях конструкции здания частично работают в упругопласти-
ческой стадии, в результате чего происходит диссипация части энер-
гии сейсмических воздействий. Следовательно, часто наблюдают,
что здание сопротивляется сейсмическим силам, намного большим
по сравнению с его’несущей способностью как упругой системы. Ре-
зервы прочности конструкций в связи с развитием неупругих де-
формаций могут позволить проектировщику снизить величины ко-
эффициентов сейсмической нагрузки, тем не менее пока роль неуп-
ругих деформаций еще недостаточно выявлена для точного умень-
шения этих коэффициентов.
Коэффициент затухания колебаний не является постоянным —
он изменяется со временем службы здания и с амплитудой ко-
лебаний.
Формулы норм основаны на использовании статического анали-
за для описания динамического нагружения. При этом не рассматри-
ваются особенности работы материалов строительных конструкций
при статических и динамических нагрузках.
38
На частоту колебаний здания существенное влияние оказывают
неиесущие элементы, такие, как ненесущие перегородки, повышаю-
щие жесткость сооружения.
Решение следующих заданий показывает применение Единых
строительных норм.
Задание 1.1. (рис. 1.23). Определите критические горизонтальные
нагрузки для жесткого каркасного здании длиной 36,6 м с шагом рам 9,15 м.
Высота этажа 3,05 м.
Вес каждого перекрытия предполагается постоянным: и>1 = wt = w3 =
= 725 тс.

I 3,К
3,05_
3,05.
V/t
9,15
9.15
9,15
9,15
Рис. 1.23:
а — разрез; б — план
Здание расположено в сейсмическом районе 3. Требуется определить
горизонтальные нагрузки, действующие в продольном направлении здания.
А. Горизонтальные сейсмические нагрузки
Коэффициент сейсмичности района Z = 1.
Коэффициент конструктивного решения (пространственный рамный кар-
кас из стали) К = 0,67.
Общий вес здания W = 3 • 725 = 2175 тс.
Период основного тона колебаний (см. сноску на с. 32)
Т = 0,0905 Йп/О1/2 = 0,0905 - 9,15/9,15*/2 = 0,274 с < 0,1/V; 0.1W =
= 0,1 . 3 = 0,3 с.
Коэффициент сейсмической нагрузки
0 = 0,05/71/3 = 0,05/(0,274)1/3=0,077. (1.3)
Полная сейсмическая нагрузка в основании здания
V = ZKCW = 1 -0,67-0,077-2175= 112 тс.
Распределение полной сейсмической нагрузки
d-2)
(1-5)
У,
1 = I
Из уравнения (1.5)
F х = V----^2-----------= V-----------
поскольку wl = wt = w3 = wx,
Fx= 112—-------—-----------=6,12й,.
3,05-|-6,1-|-9,15
39
Горизонтальные сейсмические нагрузки:
на высоте 3,05 м = 6,12 й3 = 6,12 • 3,05 = 18,7 тс;
на высоте 6,1 м Ft = 6,12 й, = 6,12 • 6,1 = 37,3 тс;
на высоте 9,15 м F3 = 6,12 й3 = 6,12 . 9,15 = 56 тс.
Проверка: S// = 0; V = F3 + F3 + F3;
112 = 18,7 + 37,3 + 56 = 112 тс.
Обратите внимание, что Fx пропорциональна высоте йж, поскольку рас-
пределение нагрузок по высоте равномерное (см. рис. 1.25).
Б. Горизонтальные ветровые нагрузки
В соответствии со Строительными нормами штата Нью-Йорк (см. рис. 1.6)
ветровые нагрузки равны 73 кгс/м» на высоте от 0 до 7,6 м и 88 кгс/м2 на
высоте от 7,9 до 12,2 м выше уровня грунта.
Распределение давления ветра показано на рис. 1.24.
Рис. 1.24
Нагрузки от ветра в уровнях междуэтажных перекрытий при ширине
здании 9,15 м:
и)0 = 73 (3,05/2) 9,15 = 1018 кгс;
и?! = 73-3,05-9,15 = 2036 кгс;
и»2 = 73(3,05/2)9,15 + 88(3,05/2)9,15 = 2245 кгс;
щ3 = 88(3,05/2)9,15= 1227 кгс.
Общая ветровая нагрузка на пролет 6526 кгс = 6,526 тс.
Ветровая нагрузка на все здание WT = 6,526 • 4 = 26,1 тс.
Сейсмические нагрузки значительно превышают ветровые: V = 112 тс >
> Wt = 26,1 тс.
Проверим опрокидывающие моменты в основании здания от сейсмических
нагрузок. Примем полную силу сдвига в основании как равнодействующую
нагрузок, распределенных по закону треугольника (рис. 1.25).
Понижающий коэффициент при определении сейсмических моментов
0,5 0,5 0,5
I- Г2/3 - о,2742/3 “ 0,42 (1‘9)
Принимаем I = 1.
Момент внешних (сейсмических) нагрузок
( 2Н \
Mrot=V — /= 112-2/3-9,15-1 =683 тс-м.
\ о /
40
Восстанавливающий момент от собственного веса здания
D
Mres = BZDL.y = 2175-9,15/2 = 9950 тс-м.
Коэффициент запаса против опрокидывания
„п Л4геа
9950
683
=14,5 > 1,5.
Задание 1.2. Определить критические горизонтальные нагрузки
на четырехэтажное здание, показанное на рис. 1.26. Здание коробчатого типа,
горизонтальные нагрузки распределяются между несущими стенами-диафраг-
мами с помощью жестких дисков по-
крытия и перекрытий. Здание располо-
жено в сейсмическом районе 2. При-
няты следующие постоянные нагрузки:
собственный вес покрытия и перекрытий
Рис. 1.25
Рис. 1.26:
а — разрез; б — план
488 кгс/мЗ, собственный вес стены толщиной 20,3 см при объемном весе
1,92 тс/м8 равен 390 кгс/м8. Предполагается, что стены имеют постоянную
толщину.
Вертикальная нагрузка в уровне каждого перекрытии равна сумме
собственного веса и веса стен между полувысотамн смежных этажей.
А. Горизонтальные сейсмические нагрузки
Площадь здания в плане 13,7 • 18,3 = 251 м8.
Общий периметр здания 13,7 • 2 + 18,3-2 = 64 м.
Площади примыкающих стен: покрытие Awr = 64 • 1,83= 117 м8;
междуэтажное перекрытие Awr — 64 • 3,66 = 234 м8.
Постоянные нагрузки:
покрытие — = 488 . 251 + 390 • 117 = 168 тс;
1,2 н 3-й этажи — = и>2 = = 488 • 251 + 390 • 234 = 214 тс;
цокольный этаж — w0 = 0,39 • 117 = 45,6 тс.
Вес перекрытия цокольного этажа может быть включен в общий вес зда-
ния, хотя возникающие в этом уровне сейсмические нагрузки не входят
в общую сдвигающую нагрузку 1ГП0ЛК = te0 + tej + te2 + te3 + =
= 45,6 + 3.214 + 168 = 855,6 тс.
Коэффициент сейсмического района Z = 0,5 (для района 2).
Коэффициент конструктивной схемы К = 1,33 (для зданий коробчатого
типа со стенами-диафрагмами).
41
Периоды основного тона колебаний:
в продольном направлении 0,0905Лп lL- Dl/2 ~ 0,0905-14,64 Л , ,8.3'/* -0-31«
в поперечном направлении
0,0905Лп 0,0905.14,64
Тт~ di/2 ~ 13,71'2 -0,3°7
Коэффициент сейсмической нагрузки С:
0,05 0,05
Сь- ^/з = L—= 0,0737; 0,311/3
0,05 Ст =—1— = т т1 /з ' т 0,05 = L——= 0,0704. (1.3) 0,3571/3
С запасом принимаем большее значение С:
CL = 0,0737.
Общая сила сдвига в основании здания V = ZKCW = 0,5 • 1,33 X
X 0,0737 • 855,6 = 41,9 тс. (1.2)
Проверка: h/D = 14,64/13,7 < 3. Не требуется назначить дополни-
тельную силу в уровне верха здания Ptop = 0.
Распределение общей силы сдвига по высоте здания

hx™x
п
У, htWi
i = !
(1-5)
Здесь Shw = 3,66 • 214 + 7,32 -214 + 10,98 - 214 + 14,64 - 168 = 7159.
Горизонтальные сейсмические нагрузки:
на высоте 3,66 м
41,9.3,66-214 71S9 Т':
иа высоте 7,32 м 41,9-7,32-214 г.- 7|59 -9,2 те
на высоте 10,98 м 41,9-10,98-214 7159 -13’77 ТС=
иа высоте 14,64 м 41,9-14,64-168 F*~ 7159 — 14,45 тс.
Проверка: 2Н — 0; V = Fi + F, + + Ft; 41,9 тс — 42,04 тс.
42
Б. Горизоитвльные ветровые нагрузки
В соответствии со Строительными нормами штата Нью-Йорк (см.
пис 1-6) ветровое давление равно:
р ‘73 кгс/м* на высоте от 0 до 7,6 м;
88 кгс/м* на высоте от 7,9 до 12,2 м;
102,5 кгс/м* на высоте от 12,5 до 18,3 м.
распределение ветрового давления по высоте здания показано на
рис. 1-27.
Рис. 1.27
Ветровые нагрузки в разных уровнях здания шириной 18,3 м:
ш0 = 73-18,3-1,83/1000 = 2,45 тс;
^=73-18,3-3,66/1000 = 4,89 тс;
ша = (88-18,3-1,83 +73-18,3-1,83)/1000 = 5,39 тс;
ш3 = (102,5-18,3-1,83 + 88 18,3.1,83)/1000 = 6,34 тс;
ш«=102,5-18,3-1,83/1000 = 3,44 тс.
Ветровая нагрузка на все здание 22,5 тс;
И7Г = 22,5 тс < У = 41,9 тс.
Общие сейсмические нагрузки превышают общие ветровые нагрузки даже
в том случае, когда сравниваетси максимальное сейсмическое воздействие
на здание шириной 13,7 м и максимальная ветровая нагрузка на здание шири-
ной 18,3 м по фасаду.
Определим опрокидывающие моменты.
Понижающий коэффициент
0,5 0,5
1= т-2/з = 0 зр/з =Ь09 > 1. (1.9)
Принимаем 1—1.
Опрокидывающий сейсмический момент от горизонтальных сил, распре-
деленных по закону треугольника,
2Я 14,64
Afrot = y -—-/ = 41,9-2-—-—-1=408,9 тс-м.
□ 3
Опрокидывающий момент от ветровых нагрузок
Afrot = ®4-14,64+®3.10,98+®2-7,32+w1-3,66+B»o-0 = 3,44-14,64 +
+ 6,34-10,98 + 5,39-7,32 + 4,89-3,66=177,1 тс-м < 408,9 тс-м.
43
Определяющим является сейсмический момент.
Восстанавливающий момент от собственного веса здания
Afres = wdl =855,6 ^2’3 = 7829 тс-м.
Коэффициент запаса против опрокидывания
К3 =
Afres
Afrot
7829
408,9
= 19,15 > 1,5.
Задание 1.3 (рис. 1.28). Определите критические горизонтальные
нагрузки для 25-этажного здания с жестким рамным каркасом.
Примите среднюю высоту этажа равной 3,66 м и
среднюю постоянную нагрузку 951,6 кге/м2. Здание
расположено в сейсмическом районе 3.
а)
А. Горизонтальные сейсмические нагрузки
Коэффициент сейсмического района Z = 1.
Коэффициент конструктивной схемы (рамный
стальной каркас) К = 0,67.
Общий вес здания: W = 25 • 951,6 • 30,5 • 53,3 =
= 38 674 тс « 38700 тс.
Период основного тона колебаний:
Т = 0,1 N = 0,1 • 25 = 2,5 с.
(1.4а)
Рнс. 1.28:
а — разрез; б — план
Коэффициент сейсмической нагрузки
0,05 0,05
с= т-1/3 = 2 51/3 =0’0369. (1.3)
Общая сейсмическая нагрузка в основании здания
V = ZKCW = 1 - 0,67-0,0369 • 38 700 = 960 тс; h/D =
=91,5/30,5 = 3.
Влиянием эффекта кнута пренебрегаем, Ftop — 0,
поэтому воспользуемся формулой (1.5).
Распределение горизонтальной нагрузки по вы-
соте здания
F,.,-**-------V—!?—
п п
У, htWi У, hi
i = 1 i = 1
на междуэтажные перекрытия одинаковы.
поскольку нагрузки
Здесь 2/1 = 3,66-1 +3,66-2-1----+3,66-25 = 3,66 (1+2 + 3+-------)-25) =
= 1188,7 м;
960йж
Fx = = 0,808/ix.
1188,7
Горизонтальные силы в уровне 25-го и 24-го этажа равны: Fa6 = 91,5Х
X 0,808= 73,85 тс; F2t = 87,78 0,808 = 70,9 тс.
44
Силы в уровнях последующих междуэтажных перекрытий могут быть
получены вычитанием, 2,954 тс для каждого этажа.
Проверка для уровня первого этажа:
Fo = 73,85 — 2,954 - 25 = 0.
Б. Горизонтальные ветровые нагрузки
В соответствии со Строительными нормами штата Нью-Йорк
ветровое давление равно;
73 кгс/м2 для высоты над уровнем земли от 0 до 7,6 м;
88 кгс/м2 для высоты от 7,9 до 12,2 м
102,5 кгс/м2 для высоты от 12,5 до 18,3 м;
117,1 кгс/ма для высоты от 18,6 до 30,5 м;
136,6 кгс/м2 для высоты от 30,8 до 61 м;
146,4 кгс/ма для высоты от 61,3 до 91,5 м.
Распределение ветрового давления по-
казано на рис. 1.29:
^ = 73-7,32-53,3 = 28,5 тс;
ша=88-3,66-53,3=17,1 тс;
ш3 = 102,5-7,32-53,3 = 39,9 тс;
ол4= 117,1 -10,98-53,3 = 68,5 тс;
ш6 = 136,6-29,26-53,3 = 212,9 тс;
tne = 146,4-32,92-53,3 = 256,4 тс.
Общая ветровая нагрузка Wt =
=623,3 тс;
У = 96О тс > WT = 623,3 тс.
Сейсмическая нагрузка превышает
ветровую нагрузку.
Проверка опрокидывающих мо-
ментов
Опрокидывающий момент в осно-
вании здания при сейсмических нагруз-
ках умножается на коэффициент
0,5 0,5
у-2/з = 2 52/З =0.272. (1.9)
Рис. 1.29
Внешний опрокидывающий момент при треугольном распределении го-
ризонтальных сейсмических нагрузок
Afrot = V' —/ = 960 — 91,5-0,272 = 15930 тс-м.
3 3
Восстанавливающий момент от силы тяжести здания
D 30,5
Mres = irDi,— =38 700 -у-=590 000 тс-м.
Опрокидывающий момент от ветровых нагрузок
At rot = 28,5 • 3,66 + 17,1 - 9,15 + 39,9 - 14,63 + 68,5 - 23,77 +
+ 212,9 • 43,9 + 256,4 - 75 = 31 650 тс • м > 15 930тс - м.
Таким образом, определяющими являются нагрузки от ветра.
Коэффициент запаса при опрокидывании
Мгев 590 000 „
К3 =—— = ----------= 18,9 >1,5.
Л Mrot 31 650 ’
45
НАГРУЗКИ ОТ ДАВЛЕНИЯ ВОДЫ И ГРУНТА
Конструкции ниже уровня земли подвержены нагрузкам,
отличным от нагрузок выше этого уровня. Нижняя часть здания
должна воспринимать боковое давление грунта и грунтовой воды.
Эти силы действуют перпендикулярно поверхности стен и пере-
крытий подземной части здания.
Давление воды в любой точке основания здания равно плотно-
сти жидкости (1 т/м3), умноженной на расстояние от поверхности
воды до рассматриваемого уровня.
На рис. 1.30 показано распределение давления воды при уровне
грунтовых вод 4,57 м ниже поверхности грунта. Максимальное дав-
ление воды в уровне пересечения стены и фундамента
^макс = ТЯ=1-11,9=11,9 тс/м2 на 1 м стены.
Полная горизонтальная нагрузка от воды

11,9-11,9/2
1000
= 70,8 тс на 1м стены.
Максимальная горизонтальная нагрузка от воды в уровне по-
дошвы фундамента равна выталкивающему давлению, которое стре-
мится поднять здание. Выталкивающую силу необходимо учиты-
вать на начальных этапах строительства. На эту силу следует рас-
считывать фундаментную плиту.
Боковое давление грунта на стены можно рассматривать анало-
гично давлению воды, принимая его равным давлению эквивалент-
ного столба жидкости. Величина бокового давления зависит от типа
грунта. Для сухих грунтов в качестве грубого приближения можно
Рис. 1.30. Боковое давление грунта и воды на подземную часть зда-
ния
46
АрйниМат^ эквивалентное давление жидкости 4Й0 кгс/м2 на i М
глубины.
Максимальное боковое давление грунта, действующего на стену
(см. рис. 1.30), равно:
РЕ = 480.16,45 = 7,9 тс/м2 на 1 м стены.
Результирующая максимальная сила
16,45
Н„*=7,9 —— —65 тс на 1 м стены.
Е 2
Этот очень приближенный подход не учитывает выталкивающую
силу на грунт ниже уровня грунтовых вод, которая равна весу
грунта минус вес воды, вытесненной грунтом.
Дополнительное горизонтальное давление на стену может быть
вызвано добавочными нагрузками по поверхности грунта (напри-
мер, улицы), от набухания (сползания) некоторых типов грунтов
(например, глин) или распорного действия льда, если уровень грун-
товых вод находится выше глубины промерзания. Горизонтальные
нагрузки увеличиваются при землетрясении, когда грунт испыты-
вает интенсивные колебания и ускорения.
НАГРУЗКИ ОТ ИЗМЕНЕНИЯ ОБЪЕМА МАТЕРИАЛА
В ЗАМКНУТОМ ОГРАНИЧЕННОМ ОБЪЕМЕ
Изменения объема материала вызываются усадкой, ползуче-
стью и температурными воздействиями. В тех случаях когда гра-
ничные условия препятствуют естественному изменению материалов
строительных конструкций, в них возникают усилия. В этом слу-
чае при стесненном изменении объема появляются осевые и каса-
тельные напряжения. Изменение объема зависит от формы и разме-
ров здания, вида материала, жесткостей несущих конструкций и ти-
пов их сопряжения. Величину изменения объема можно контроли-
ровать введением искусственного защемления в тех местах здания,
где могут возникнуть осевые напряжения и напряжения от поворота,
что эквивалентно определению напряжений, которые должны вос-
приниматься этими элементами. Очевидно, что изменение объема
можно контролировать, допуская свободные перемещения конструк-
ций в местах деформационных н температурных швов.
Температурные нагрузки
До 40-х годов несущие конструкции небоскреба были скры-
ты за ограждением фасадов и находились в условиях контролируе-
• мого температурного режима, не подвергаясь перепадам температу-
ры. После второй мировой войны появился новый подход к эсте-
тическому оформлению зданий, который заключался в раскрытии
несущих конструкций с целью снижения веса и стоимости зданий.
В связи с этим высотные здания стали менее жесткими и более под-
47
Рис. 1.31. Облицовка колонн
а — колонны расположены внутри здания; б — полка в уровне стены; в — частичная об-
лицовка; г —полная облицовка
верженными температурным воздействиям и механическим колеба-
ниям. Поверхности несущих конструкций подвергаются теперь из-
меняющемуся в определенных пределах внутреннему температурному
режиму, а также суточным н сезонным колебаниям погодных усло-
вий. Эти температурные перепады вызывают вертикальные переме-
щения ограждающих конструкций здания, т. е. сжатие при падении
температуры и расширение при ее повышении. Горизонтальные пере-
мещения перекрытий возникают при этом в связи с разностью темпе-
ратур на наружной и внутренней поверхностях покрытия, а также
из-за различия температур на поверхностях противоположных на-
ружных стен, одна из которых подвергается воздействию солнечных
лучей, а другая защищена от них.
Типы облицовки стальных колони. Тип облицовки (изоляции)
наружной колонны определяется возможными перемещениями
вследствие воздействия температур. Внутренняя температура сохра-
няется, как правило, постоянной, в то время как изменение наружной
температуры носит динамический характер. Поскольку колонны
больше подвергаются атмосферным воздействиям, вероятность
более значительных температурных перемещений возросла. На
рис. 1.31 показаны четыре основных типа расположения колонн
в порядке увеличения степени их подверженности воздействию тем-
пературы окружающей среды.
Степень защищенности колонны от атмосферных воздействий и,
следовательно, ее работа определяются расположением колонны
и типом облицовочного материала. Так, температура стальной колон-
ны зависит от сопротивления теплопередаче ограждения, окружаю-
щего колонну. Для ограничения температурных перепадов по сече-
нию колонны используются различные типы изоляции.
Наибольшие температурные изменения в стальной колонне при-
ходятся на стенку, где тепло от теплой внутренней полки быстро
передается к холодной наружной полке, вызывая при этом изгиб
колонны. Наиболее совершенным решением при изоляции наружной
колонны является обеспечение равномерных температурных усло-
вий по высоте колонны, при которых не развиваются неравномерные
температурные напряжения.
Три основных типа ограждения для частично огражденных ко-
лонн рассматриваются ниже 11.19а].
Простая облицовка (рис. 1.32). Этот тип изоляции колонны яв-
ляется наименее эффективным, поскольку воздух вокруг колонны
48
; Рис. 1.32:
. I — металлический ко
жух; 2 — воздушное про-
' странство; 3 — огнсстой-
i кое покрытие: 4 — снару-
I жн здания; 5 — внутри
| здания
Рис. 1.33;
/ — составная металли-
ческая оболочка; 2 — бе-
тон; 3 — анкеры; 4 — ог-
нестойкое покрытие
1 — металлический ко-
жух; 2 — воздушное про-
странство; 3 — изоляция;
4 — огнестойкое покры-
тие
быстро меняет температуру в зависимости от температуры металличе-
ского ограждения (кожуха), которое очень чувствительно к внешним
температурным условиям. Этот тип изоляции не рекомендуется ис-
пользовать в зданиях высотой более 10 этажей.
Обетонирование колонн с наружной облицовкой (рис. 1.33). При
этом решении создается простая многослойная бесшовная оболоч-
ка, которая обеспечивает не только эффективную теплоизоляцию,
ио и повышает жесткость несущих конструкций.
Защитная оболочка (рис. 1.34). Теплоизоляция облицовки огра-
ничивает передачу наружной температуры к телу колонны. Кроме
того, создается невентилируемая воздушная прослойка между обо-
лочкой и колонной, которая обеспечивает хорошую теплоизоляцию
колонны.
Виды и величины перемещений, вызванных температурой. С тем-
пературными воздействиями связаны несколько типов перемещений
конструкций здания. Реакция здания на любые перемещения от из-
менения температуры прямо пропорциональна числу этажей соору-
жения. Опасное влияние температуры снижается при увеличении
жесткости несущих конструкций. Вертикальные и горизонтальные
перемещения от температурных воздействий следует учитывать в
зданиях высотой более 30 этажей1. Некоторые из температурных воз-
действий, приводящих к неравномерным перемещениям, сводятся
к следующему.
Изгиб колонны (рис. 1.35). Разница между температурой вну-
тренней и наружной граней, называемая температурным градиентом,
вызывает в наружных колоннах неравномерные напряжения от из-
гиба.
Неравномерные перемещения наружных и внутренних колонн
(Рис. 1.36). Относительные вертикальные перемещения между вну-
иий Указаиные положения весьма спорны. Отечественный опыт исследова-
и и проектирования в частности показывает, что температурные деформа-
у называются в зданиях выше 20 этажей. Кроме того, значительные
ДефорЯ * колоннах могут возникнуть при горизонтальных температурных
Треиними и наружными колоннами при градиенте температур со-
здают растягивающие или сжимающие напряжения вдоль оси на-
ружных колонн. Температура внутренних колонн, как правило,
остается постоянной (22,2° С), в то время как температура наруж-
ных колонн в зависимости от места их расположения может изме-
няться от — 29 до 48,9° С.
Холодный idn Теплый
воздух воздух
Растяжение
Рис. 1.35 Рис. 1.36 Рис. 1.37
Неравномерные перемещения между наружными колоннами
(см. рис. 1.37). В связи с тем что колонны (например, угловые)
имеют разную степень наружной облицовки, между колоннами могут
возникать неравномерные вертикальные перемещения.
Рис. 1.38:
/ — наружная колонна; 2 — внутренняя колонна;
3 — перегородка; 4 — обвязка перекрытия
Деформации перекрытий из их плоскости (см. рис. 1.38). Де-
формации перекрытий могут появляться в жестких рамных карка-
сах при любом вертикальном перемещении наружных колонн. Эти
неравномерные перемещения суммируются и всегда достигают наи-
большей величины в уровне самого верхнего этажа’в крайнем про-
лете. В случае проявления неравномерных перемещений наиболее
чувствительными к возникающим усилиям и расположению швов
оказываются элементы окон, диафрагмы и перегородки. Применением
соответствующих материалов для гибких перегородок или податли-
вых соединений можно снизить потенциальную степень поврежде-
ний при температурных перемещениях.
Неравномерные перемещения между покрытием и нижерасполо-
женными перекрытиями (рис. 1.39). Неравномерные усилия растя-
жения и сжатия между наружной поверхностью покрытия и нижними
50
междуэтажными перекрытиями могут привести к появлению трещин
от сдвига в кирпичных несущих стенах или к изгибу колонн жест-
кого рамного каркаса.
Расчет на воздействие температуры. Когда любой материал
определенной формы подвергается действию температуры окружаю-
Рнс. 1.39
щей среды, возникающие внутренние напряжения зависят от изме-
нения длины элементов.
А. В тех случаях когда деформации растяжения или сжатия
не стеснены, внутренние напряжения равны нулю. При шарнирных
сопряжениях в верхних этажах возможны неограниченные переме-
щения, однако в высотных зданиях этого не следует допускать в свя-
зи с существенным снижением жесткости сооружения (рис. 1.40).
Б. Если предусматривается полное защемление элементов и из-
менения материала конструкций стеснены, внутренние напряже-
ния достигают максимальных величин.
В. В случае частичного защемления
элементов в сопряжениях (степень за-
щемления меньше полного защемления)
внутренние напряжения достигают про-
межуточных величин. Такие конструк-
тивные решения применяются наибо-
лее широко, поскольку при их проек-
тировании учитываются относительные
перемещения перегородок и элементов
отделки зданий.
Согласно рекомендациям Ф. Р. Кха-
на и А. ф. Нассетта II. 19а], перемеще-
ния при температурных воздействиях
Рис. 1.40
между наружными стальными колоннами и внутренними колонна-
ми должны быть ограничены:
= AZ-int < ~ Х»'' или 1,9см, (1.1П
uvU
где AZ-ext — перемещение наружной колонны; A£jnt — перемещение внут-
ренней колонны; LBM — расстояние между колоннами.
Задание 1.4. 50-этажное здание имеет высоту И = 198 м. Изме-
нение температуры стальной колонны = 22,2° С характеризует перепад
между внутренней температурой помещения и средней температурой сталь-
ной колонны, которая в свою очередь зависит от наружной температуры и
условий облицовки колонны.
Рис. 1.41
Коэффициент линейного расширения стали a = 11,7 • 10~’ на 1°С.
Свободное перемещение верхнего этажа
Д£1 = а/7Д( = 11,7-10-’-198-22,2 = 0,0516 м = 5,16 см. (1.12)
Если предположить, что допускаемая деформация Д£ = 1,9 см, то она
1,9
составляет:^-^ 100 = 37% полного свободного перемещения. Следовательно,
63% полного перемещения должны быть восприняты жесткими сопря-
жениями здания. Воздействия от температурных нагрузок должны рассмат-
риваться в сочетании с другими нагрузками.
Упрощенная схема влияния укорочения колонн на ригели край-
него пролета жесткой рамы показана на рис. 1.41. При этом изги-
бающие моменты в балках равны:
6Е/ПМ
МВМ = /2 At- (1.13)
LBM
Изгибающий момент эквивалентен силе
L
mbm~vbm 2 ’
F.9
(1-14)
верхнем сечении
восприятия тем-
осевые усилия в
Следовательно, постоянная перерезывающая сила в ригеле
М'вм
Увм =---ТГ- &L-
hBM
Предварительно величина момента инерции ригеля 1ЯМ может
быть получена по результатам расчетов при действии вертикальных
нагрузок.
Осевая сила в верхней части наружной колонны определяется
из соотношения AL = NL/(AE) и равна:
ЛГС1=-^ЧД£1-Д£г).
Из условия равновесия вертикальных сил в
колонны дополнительная площадь колонны для
пературных напряжений равна:
12^1 ^вм, I Д£1 \
с1=" L*M
Подставляя выражение (1.12), получаем:
л М1ВМ1
Асг~-~г3 •
LBM
Аналогичные расчеты позволяют определить
колоннах в уровне других междуэтажных перекрытий.
Для конструкций в любом замкнутом объеме опасными явля-
ются неравномерные перемещения. Существует несколько физичес-
ких и механических способов ограничения таких воздействий.
Физические способы. Требуемое ограничение может быть обес-
печено следующими путями [1.16].
Компенсирующая решетчатая конструк-
ция покрытия. Жесткая решетчатая конструкция в верх-
ней части здания ограничивает неравномерные перемещения на-
ружной и внутренней колонн путем защемления против сжатия при
растянутых наружных колоннах и защемления против растяжения
при сжатых колоннах (рис. 1.42).
Температурный шов. Компенсирующая решетчатая
конструкция ставится в центральной части каркаса, обеспечивая
существенное снижение температурных перемещений вдоль наруж-
ных колонн (рис. I. 43).
Защемляющие системы междуэтажных
перекрытий. Жесткость конструкций можно увеличить при-
менением защемления в уровне каждого междуэтажного перекры-
тия. При таком конструктивном решении необходимо переходить к
более жестким конструкциям междуэтажных перекрытий (рис. 1.44).
Жесткие сопряжения колонн и ригелей.
В случае жесткого присоединения ригелей к наружным и внутрен-
ним колоннам создается сопротивление свободному перемещению
53
наружных колонн (рис. 1.45). Степень защемления таких ригелей
зависит от их относительной жесткости (см. задание 1.4).
Механические способы. Кроме устройства облицовки колонн ог-
раничение их деформаций может быть достигнуто следующими ме-
тодами.
Рис. 1.43:
/ — температурный
шов
Усиленная принудительная вентиля-
ция. Наружные колонны могут быть подвергнуты принудитель-
ному обогреву либо с помощью воздушной вентиляции, либо элект-
Рис. 1.45
Рис. 1.46:
1 — металлический
кожух; 2 — изоляция;
3 — вентилируемое
воздушное простран-
ство; 4 — отверстие
для воздуха; 5 — сна-
ружи здания; S — вну-
три здания
Рис. 1.47:
I — теплый воздух; 2 — хо-
лодный воздух
рическими нагревательными устройствами для создания равномер-
ных условий вокруг колонны и ограничения ее деформаций при из-
менениях температуры окружающей среды. При этом система несу-
щих конструкций должна быть проверена для обеспечения достаточ-
ной жесткости в случае нарушения работы вентиляции.
Вертикальная циркуляция воздуха гра-
витационного типа. Для зданий высотой более 50 эта-
54
жей температурные воздействия па наружные колонны иезнйчи*
тельно снижаются при использовании методов изоляции с примене-
нием невентилируемых воздушных прослоек. Циркуляция воздуха
гравитационного типа через воздушное пространство колонн обес-
печивает равномерность температуры воздуха. Отверстия в уровне
верха и низа стержня колонны около каждого перекрытия обеспе-
чивают естественную циркуляцию воздуха по вентилируемому
пространству. Теплый воздух проникает в область колонны вблизи
потолка, а затем, постепенно остывая, выходит вблизи уровня пола
(рис. 1.46, 1.47).
Ползучесть и усадка
Влияние ползучести и усадки материала на конструкции
здания во многом аналогично температурным воздействиям.
Деформация во времени, которая происходит в бетоне в течение
ряда лет после начального нагружения, называется ползучестью.
Влияние ползучести обычно связывают с бетоном, но она может так-
же происходить в стальных канатах, используемых при предвари-
тельном напряжении элементов здания. При постоянном напряже-
нии стальные канаты упруго вытягиваются, что приводит к посте-
пенному уменьшению удельных напряжений в конструкции.
Ползучесть бетонных элементов зависит от величины напряже-
ний, промежутка времени приложения напряжений, возраста н
прочности бетона в момент создания напряжений. Качество бетона
и облицовки также является важным фактором, определяющим ве-
личину ползучести.
Усадка материала представляет собой основную причину изме-
нения объема бетона и обычно характеризуется постепенной поте-
рей влажности бетонных конструкций.
Усадка материала может быть уменьшена до 40%, это достига-
ется снижением содержания воды в бетонной смеси. Применением
пластифицирующих добавок можно еще более снизить процент тре-
буемой воды, а выдержка бетона при пониженных температурах по-
зволяет уменьшить объем влаги, выделяемой в окружающую среду
при твердении бетона.
ИМПУЛЬСИВНЫЕ И ДИНАМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
На конструкции здания действуют различные нестатические
нагрузки. По существу все нагрузки, за исключением постоянной,
являются переменными. Вопрос заключается не только в том, как
быстро изменяется нагрузка, но и в течение какого времени проис-
ходит один цикл собственных колебаний сооружения (т. е. какова
величина периода собственных колебаний).
Нагрузка может рассматриваться как статическая, если она из-
меняется медленно по сравнению с периодом собственных колеба-
ний (например, нагрузка от людей в зданиях). Некоторые типы на-
грузок на здание по этому признаку должны рассматриваться как
динамические. Источник таких вибрационных нагрузок может на-
ходиться внутри здания и вне его.
Внутренними источниками вибрации являются лифты, эскала-
торы, вращающиеся части машин, механическое оборудование, ка-
ры, краны. Эти нагрузки могут быть не циклическими, а возникать
от внезапного ускорения или замедления, например лифтов, созда-
вая значительные импульсивные нагрузки на здание. Внешними ис-
точниками вибрационных нагрузок являются ветер и сейсмические
воздействия, шумы (например, звуковые волны) и близрасположен-
ные системы транспорта (например, от автомагистралей, железных
дорог, метрополитенов).
Существенно, что современные небоскребы весьма чувствитель-
ны к этим нагрузкам, поскольку проектировщики стремятся макси-
мально снизить вес здания. Это приводит к уменьшению масс и жест-
костей, а следовательно, к увеличению периода собственных коле-
баний здания, который приближается к периоду изменения нагру-
зок.
При совпадении этих периодов наблюдаются резонансы, кото-
рые вызывают существенное увеличение нагрузок на конструкции.
Проектировщик должен ограничивать вибрационные нагрузки,
не только предусматривая необходимую прочность элементов, но
и изолируя источник колебаний и повышая затухание системы. Ис-
точник колебаний может быть изолирован путем его отделения от
здания. Амплитуды колебаний можно ограничить за счет демпфиро-
вания передачи колебаний от одного элемента к другому. В частно-
сти, неразрывность системы можно исключить введением пассивных
изоляторов (например, слоев неопрена, свинцовых пластин, упру-
гих опор, резиновых прокладок, вязкоупругих устройств типа
«сэндвич»).
Динамический анализ обычно сводится к определению перемен-
ных во времени прогибов и связанных с ними напряжений. Вместо
выполнения точного динамического расчета в практике часто вво-
дят дополнительные полезные нагрузки в местах, где ожидается
возникновение импульсивных нагрузок. В соответствии с рекомен-
дациями Американского института стальных конструкций по про-
ектированию, изготовлению и монтажу стальных каркасов зданий
(1969 г.) увеличение полезных нагрузок для учета динамических
воздействий составляет:
Для опор лифтов ................................... 100%
Для балок и их соединений, поддерживающих мосто-
вые краны ....................................... 25%
Для фундаментов легкого оборудования и электромо- не менее
торов.............................................. 20%
Для опор станков с возвратно-поступательным движе- не менее
нием и силовых приводных устройств................. 50%
Для подвесок междуэтажных перекрытий и балконов . 33%
В зонах действия тяжелых ударных и динамических нагрузок
элементы несущих конструкций могут испытывать усталость. В нор-
мах обычно учитывается суммарное снижение прочности конструк-
ций при переменных напряжениях.
НАГРУЗКИ ОТ ВЗРЫВА
Здания часто должны выдерживать не только внешнее, но и
внутреннее давление, вызываемое взрывами. Частичное обрушение
жилого здания в Лондоне в 1968 г. в связи со взрывом газа в поме-
щении привлекло большое внимание к нагрузкам этого типа. Боль-
шинство зданий никогда не сможет противостоять таким воздейст-
виям. Однако вероятность детонации газовых смесей от небрежно-
сти или случайного загорания воспламеняющихся газов при их утеч-
ке или пожаре существует всегда. При взрывах возникают высокие
давления в замкнутом объеме, что приводит к большим нагрузкам
на элементы конструкций, повреждению окон, стен и перекрытий.
Такое внутреннее давление должно быть локализовано и не приво-
дить к прогрессивному обрушению сооружений.
Возможными источниками взрывов на открытом воздухе явля-
ются действие ударных звуковых волн, атомные взрывы и др.
Повреждения при воздействии звуковых волн относительно невели-
ки (разбитые окна, трещины в штукатурке стен). Выполнены обшир-
ные исследования для изучения реакции сооружений при воздей-
ствиях атомных взрывов с тем, чтобы разработать методы расчета
зданий, способных выдержать такие нагрузки.
СОЧЕТАНИЕ НАГРУЗОК
В течение своего срока службы высокие здания подвергают-
ся разнообразным видам нагрузок и многие из них действуют на
сооружения одновременно. Действие нагрузок должно быть объеди-
нено, если они имеют одинаковое направление и могут накладывать-
ся. Поэтому необходимо рассчитывать сооружение на все возмож-
ные сочетания нагрузок.
Вероятность совместного действия ряда нагрузок следует оце-
нивать с позиций статистических теорий. Более точное определение
нагрузок позволяет уменьшить необходимость расчета с высо-
кими коэффициентами запаса, которые компенсируют неопреде-
ленность условий.
Сочетания нагрузок оговариваются в нормах. Установлено, что
максимальные метеорологические нагрузки вряд ли могут иметь
место одновременно при полной величине других полезных нагру-
зок. Нормы, например, разрешают увеличение допускаемых напря-
жений на 33%, если полные полезные нагрузки учитываются одно-
временно с максимальными ветровыми или сейсмическими нагруз-
ками, r
Глава II
ВВЕДЕНИЕ В КУРС ПРОЕКТИРОВАНИЯ
КОНСТРУКЦИЙ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИЙ
Прежде чем мы перейдем к детальному рассмотрению высот-
ных зданий, необходимо установить общий принцип. Поэтому по-
следующее изложение касается сначала развития конструкций не-
боскребов в историческом аспекте, затем характерные конструктив-
ные схемы рассматриваются с точки зрения компоновки. Глава со-
держит также дополнительные требования к проектированию высот-
ных зданий.
РАЗВИТИЕ КОНСТРУКТИВНЫХ РЕШЕНИИ
ВЫСОТНЫХ ЗДАНИЙ
Строительство первых высоких зданий восходит к древним
временам. Здания с несущими стенами высотой до десяти этажей
строились еще в городах Римской империи. В XIX в. наблюдалось
быстрое расширение городов, и увеличивающаяся плотность населе-
ния способствовала возрождению высоких зданий, исчезнувших со
времен падения Римской империи. Многоэтажные здания строятся
с несущими кирпичными стенами. Однако с увеличением высоты
зданий выявлялись недостатки этого конструктивного решения, так
как толщина стен (и, следовательно, вес здания) должна была уве-
личиваться.
Ограниченность этой схемы стала очевидной при строительстве
в 1891 г. 16-этажного здания Монадиок в Чикаго, для которого тре-
бовались нижние стены толщиной более 1,8 м.
Использование легких каркасных конструкций явилось ес-
тественным ответом на это положение, когда при применении чу-
гунного, а затем стального каркаса стало возможным увеличить
высоту здания и устраивать большие проемы. Развитие стального
каркаса продолжалось более 100 лет. Требовалось не только изу-
чить чугун как строительный материал, но и разработать методы его
изготовления. Это привело к исследованиям особенностей нового
материала для разработки наилучших форм элементов и конструк-
тивных решений, а также для совершенствования точности и мас-
терства изготовления.
В XIX в. начинает применяться рамная система. Ведется стро-
ительство мостов, заводов, складских помещений, выставочных за-
лов. В 1801 г. в г. Манчестере было построено семиэтажное здание
фабрики шерсти с чугунным каркасом. По-видимому, впервые в
этом здании были использованы балки двутаврового сечения. Про-
58
ектировщик интуитивно угадал эффективность элементов такого се-
чения при работе на изгиб. Эта фабрика заложила основу дальней-
шего совершенствования конструкций, которое примерно в 1890 г.
привело к появлению стального каркаса в г. Чикаго.
Построенный для Лондонской международной выставки 1851 г.
Кристал Палас выявил первые черты автономности чугунного кар-
каса. Тяжелые конструкции массивных стен, основы архитектур-
ных стандартов того времени, уступили место легким конструкциям
в виде деревянно-чугунного каркаса и остекления. Членение внут-
реннего объема здания привело к применению больших листов стек-
ла (длиной 1,25 м), а разработка метода строительства стала частью
проектирования.
Здание Лайтхауз в г. Блэк Харбор, построенное в 1843 г., было
первым сооружением в Соединенных Штатах со сварным стальным
каркасом. Примерно десятью годами позже было построено несколь-
ко зданий с внутренним каркасом и наружными несущими стенами
из кирпичной кладки. Внутренний каркас состоял из литых чугун-
ных колонн, поддерживавших стальные балки.
До того как с развитием металлических каркасов появились вы-
сотные здания, необходимо было решить проблему вертикального
транспорта в здании. Первый лифт появился в 1851 г. в иью-йоркском
отеле на Пятой авеню. Эта рельсовая система вертикального подъ-
ема была усовершенствована в 1866 г. до подвесной системы, одна-
ко потенциальные возможности лифтов в высотных зданиях были
впервые реализованы при строительстве в Нью-Йорке в 1870 г.
здания компании «Эквитэбл Лайф Иншуренс».
В. Дженни усовершенствовал каркасную систему при строитель-
стве 11-этажного здания Хоум Иншуренс Билдинг в Чикаго в 1883 г.
Это было первое высокое здание, несущими конструкциями которого
являлся металлический каркас, а кирпичные наружные стены —
только самонесущими. В 1889 г. второе здание В. Дженни Лейтер
Билдинг стало первым по-настоящему каркасным зданием, в кото-
ром ие применялись самонесущие стены.
Десятиэтажное второе здание Рэнд Макнелли Билдинг (Чикаго,
1889), построенное Бэрнхэмом и Рутом, имело первый полностью
стальной каркас. Те же архитекторы при проектировании 20-этаж-
ного здания Масоник Темпл (1891, Чикаго) предусмотрели верти-
кальные диафрагмы, работающие на сдвиг. При такой высоте вет-
ровые нагрузки становятся важным фактором проектирования.
Для повышения боковой жесткости стального каркаса архитекторы
ввели диагональные связи в плоскости рам наружных стен, создав
таким образом вертикальную решетчатую конструкцию или стену-
диафрагму.
Постепенное совершенствование методов расчета стальных кар-
касов позволило постоянно увеличивать их высоту, в 1905 г. пост-
роено 50-этажное здание Метрополитэн Тауэр Билдинг в Нью-
Йорке, а в 1931 г. 102-этажное здание Эмпайр Стейт Билдинг.
Дальнейшее совершенствование проводилось в большой степени в
59
направлении разработки новых конструктивных схем каркасов,
улучшения свойств материалов несущих конструкций и совершенст-
вования методов возведения, а не в направлении существенного
увеличения высотности зданий.
В 1890-х годах бетон начинает завоевывать себе место как стро-
ительный материал несущих конструкций. Такие проектировщики,
как Август Перре, Франсуа Хеннебнк и Тони Гарниер во Фран-
ции, Роберт Мэйлларт в Швейцарии, были среди первых, кто рас-
крыл потенциальные возможности железобетона. Перре первым ис-
пользовал железобетонные конструкции в качестве несущего карка-
са при высотном строительстве и продемонстрировал его архитек-
турные возможности на примере Франклин Апартмент Билдинг
(Париж, 1903). В это же время появилось первое высотное здание с
железобетонным каркасом в г. Цинциннати — 16-этажное здание
Ингэлл Билдинг. В течение первой половины нашего столетия зда-
ния с железобетонными конструкциями все же строились эпизоди-
чески. Такое положение изменилось только после второй мировой
войны. Более совершенные методы строительства в сочетании с при-
менением материалов повышенной прочности привели к новым ти-
пам конструкций, таким, как безбалочные перекрытия и несущие на-
ружные решетчатые стены-диафрагмы. Обе конструкции возникли в
противовес традиционным в виде опертых по двум сторонам плит и
навесных стен, характерных для зданий с рамным каркасом.
ОБЫЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИИ
Целью этого раздела является знакомство с наиболее рас-
пространенными типами несущих конструкций высотных зданий.
К основным несущим элементам здания относятся следующие.
Линейные элементы:
колонны и балки, способные воспринимать осевые и изги-
бающие усилия.
Плоские элементы:
стены, либо сплошные с проемами, либо решетчатые, спо-
собные воспринимать осевые и изгибающие усилия; плиты
сплошные или ребристые, поддерживаемые каркасом и
способные воспринимать нагрузки в плоскости, перпенди-
кулярной плите.
Пространственные элементы:
наружные оболочки или стволы, напрпмер, объединяющие;
конструкции здания с целью их работы как единого целого.
Комбинации этих основных элементов образуют остов здания.
Можно представить себе неограниченное количество возможных ре-
шений. Ниже рассматриваются только наиболее распространенные
конструктивные схемы (рис. II. 1).
Бескаркасная с параллельными несущими стенами (рис. 11.1, а).
Эта система состоит из плоских вертикальных элементов, которые
пригружены собственным весом и способны благодаря этому эф-
фективно воспринимать горизонтальные воздействия. Система па-
раллельных стен широко применяется для жилых зданий, которые
не требуют устройства больших свободных объемов и в которых для
систем инженерного оборудования нет необходимости устраивать
стволы жесткости.
522И

Рис. П.1. Конструктивные схемы высотных зданий
а — бескаркасная с параллельными несущими стенами; б —ствольная с несущими сте-
нами; в — коробчатая; г —с консольными перекрытиями в уровне каждого этажа; д —
каркасная с безбалочными плитами перекрытия; е — с консолями высотой на этаж
в уровне каждого второго этажа; ж — с подвешенными этажами; з —с фермами высотой
на этаж, расположенными в шахматном порядке; и — рампо-каркасная; к — каркасно*
ствольная; л — каркасная с решетчатыми диафрагмами жесткости; м — каркасная с ре-
шетчатыми горизонтальными поясами и решетчатым стволом; к — коробчато-ствольная
(труба в трубе); о —• многосекцнонная коробчатая
Ствольная с наружными стенами-диафрагмами (рис. II. 1,5).
Плоские вертикальные элементы образуют наружные стены ствола
здания. Это позволяет устраивать открытые внутренние объемы,
величина которых зависит от пролетов, перекрываемых плитами
перекрытий. В стволах размещаются системы инженерного оборудо-
вания и вертикального транспорта, а сами стволы повышают жест-
кость здания.
Коробчатая (рис. II.1, в). Здания коробчатой схемы образуются
из трехмерных блоков высотой на этаж, которые напоминают зда-
Ния с несущими стенами (см. рис. II.i, а), когда они смонтированы й
соединены друг с другом.
На рисунке показана система, в которой блоки собираются как
кирпичи в английской каменной кладке, в результате чего имеем
перекрестную систему несущих стен-балок.
С консольными перекрытиями в уровне каждого этажа
(рис. II.1, г). Опирание системы перекрытий на центральный ствол
жесткости допускает создание свободного от колонн пространства.
При этом размеры здания ограничены несущей способностью плит.
Такое решение требует применения сталей с высокими механичес-
кими характеристиками, особенно при больших вылетах плит пере-
крытий. Жесткость плит может быть увеличена с помощью предва-
рительного напряжения.
Каркасная с безбалочными плитами перекрытия (рис. II.1, д).
Обычно такая горизонтальная плоская конструкция состоит из
железобетонных панелей одинаковой толщины, опирающихся на
колонны. При любом решении система не имеет высоких балок и,
таким образом, допускает минимальную высоту этажа.
С консолями высотой на этаж в уровне каждого второго этажа
(рис. II. 1, е). Консольные решетчатые конструкции высотой на этаж
устраиваются через один этаж. Пространство внутри решетчатых
конструкций этажа обычно используется для определенных (с
фиксированным оборудованием) операций, а полностью свободное
пространство между решетчатыми конструкциями может быть пред-
назначено для любых видов деятельности.
С подвешенными этажами (рис. II. 1, ж). Такая система предпо-
лагает эффективное использование материала при применении вмес-
то колонн подвесок, воспринимающих нагрузки от перекрытий.
Несущая способность сжатых элементов обычно снижается в связи
с продольной устойчивостью, в то время как несущая способность
растянутых элементов используется полностью. Подвески передают
вертикальную нагрузку на консольные оголовки, установленные на
центральном жестком стволе.
С фермами высотой на этаж, расположенными в шахматном по-
рядке (рис. II. 1, з). Фермы высотой на этаж размещаются таким об-
разом, что каждое перекрытие здания опирается на верхний пояс
одной фермы и нижний пояс следующей фермы. Кроме восприятия
вертикальных нагрузок такая компоновка ферм снижает до ми-
нимума требования к системе горизонтальных связей, так как вет-
ровые нагрузки передаются полками ферм и плитами перекрытий.
Рамно-каркасная (рис. II.1, и). Жесткие узлы сопряжения ли-
нейных элементов позволяют создать вертикальные и горизон-
тальные диски жесткости. Вертикальные диски образуются
колоннами и ригелями в основном с прямоугольной сеткой. Ана-
логичная сетка продольных и поперечных ригелей создает гори-
зонтальные диски.
Для создания пространственной жесткости остова здания, ко-
торая зависит от несущей способности и жесткости отдельных ко-
62
лоин, ригелей и узлов, важными расчетными факторами являются
высота этажа и шаг колонн.
Каркасно-ствольная (рис. II. 1, к). Жесткая рама воспринимает
горизонтальные нагрузки при работе ее элементов преимущественно
на изгиб. Такая схема деформирования приводит к большим гори-
зонтальным перемещениям зданий определенной высоты. Однако
введением ствола жесткости можно существенно увеличить боковую
жесткость здания за счет взаимодействия рамного каркаса со ство-
лом. В стволах размещают системы инженерного оборудования и
вертикального транспорта.
Каркасная с решетчатыми диафрагмами жесткости (рис. II. 1, л).
Сочетанием жестких (или шарнирных) рам с вертикальными решет-
чатыми диафрагмами, работающими на сдвиг, можно добиться су-
щественного повышения несущей способности и жесткости здания.
При проектировании может считаться, что каркас воспринимает
вертикальные нагрузки, а вертикальные решетчатые диафрагмы—
горизонтальные (ветровые) воздействия.
Каркасная с решетчатыми горизонтальными поясами и решетча-
тым стволом жесткости (рис. II. 1, м). Горизонтальные решетчатые
поя£а связывают наружные колонны со стволом и тем самым умень-
шают степень раздельной работы рамного каркаса и ствола. Систе-
ма связей называется венчающей сквозной конструкцией в случае
расположения горизонтального пояса наверху здания и поясной
конструкцией при размещении их в нижней части здания.
Коробчато-ствольиая (труба в трубе) (рис. II. 1, н). Наружные
колонны и балки располагаются достаточно близко друг от друга,
и каркас наружных стен превращается в оболочку с проемами. Все
здание работает как полая трубчатая конструкция, консольно за-
деланная в грунт. Центральный ствол (труба) увеличивает жест-
кость здания, воспринимая горизонтальные нагрузки вместе с на-
ружной коробкой (трубой).
Многосекционная коробчатая (рис. II. 1, о). Здание такой конст-
руктивной схемы выполняется сблокированным из отдельных сек-
ций, решенных по коробчатой схеме (пучок труб). Горизонтальные
нагрузки воспринимаются как наружной стеновой коробкой, так
и межсекционными стенами. В этом случае повышение жесткости
системы очевидно. Такое решение допускает строительство зданий
самой большой высоты и с большим открытым пространством между-
этажных перекрытий.
ОБЩИЕ ТРЕБОВАНИЯ ПО ПЛАНИРОВКЕ
Выбор конструктивной схемы высотного здания определяется
не только пониманием особенностей ее работы. Решение о выборе
может в большей степени зависеть от культурных, социальных, эко-
номических и технических требований. Следует иметь в виду, что
конструкция здания — лишь один из многих важных факторов про-
цесса проектирования. Некоторые из таких факторов, относящиеся
63
в основном к планировке и компоновке высотных зданий, рассмат-
риваются ниже.
Общие экономические соображения. Ни одна конструктивная
схема не является безусловно предпочтительной, обоснование ее вы-
бора должно включать рассмотрение экономических факторов. По-
этому при проектировании конкретного сооружения следует рас-
сматривать два или более различных решений, которые хотя и ка-
жутся подчас похожими, но отличаются технико-экономическими
показателями.
Проектировщик должен учитывать не только первоначальную
стоимость проекта, но и затраты на функционирование закончен-
ного здания, т. е. должен принимать во внимание вопросы эконо-
мики здания. По мере увеличения высоты здания требуется все
большая площадь для несущих конструкций, инженерного обору-
дования, лифтов, а полезная площадь уменьшается. Кроме того,
стоимость лифтов и систем инженерного оборудования здания воз-
растает с его высотой. Аналогичная тенденция наблюдается в от-
ношении стоимости строительства, поскольку для более высоких
зданий необходимо более сложное монтажное оборудование. По
мере увеличения высоты здания удельная стоимость земли на 1 мг
полезной площади, безусловно, снижается. Снижаются и расходы
на эксплуатацию здания, поскольку удельные затраты для одного
большого здания ниже, чем для нескольких небольших зданий.
Точные расчеты всех сложных экономических вопросов проекти-
рования высотных зданий проводятся с помощью ЭВМ. Учет всех
факторов проектирования современного небоскреба обычными мето-
дами расчета выходит за пределы возможностей человека.
Координация деятельности архитектора, инженера и подряд-
чика на стадии компоновки и проектирования здания позволяет по-
лучить наиболее экономичное решение. Такое содружество позволя-
ет начать строительные работы до того, как разработаны все рабо-
чие чертежи здания. В случае более раннего начала строительства
снижаются затраты на возведение здания, а срок его ввода в строй
существенно сокращается.
Грунтовые условия. Работа здания зависит от несущей способ-
ности грунтов основания. Фундаменты или нижняя часть сооруже-
ния связывают верхнюю часть с грунтом. Они воспринимают и рас-
пределяют нагрузки таким образом, чтобы грунт мог их выдержать.
Выбор типа здания во многом определяется геологией строитель-
ной площадки. Грунтовые условия изучаются до выбора конструк-
тивного решения здания. Если, например, несущая способность
грунтов сравнительно низкая на определенной площадке, то могут
потребоваться сваи или опоры глубокого заложения. В этом слу-
чае здание с конструкциями из тяжелых материалов, таких, как
железобетон, может оказаться более дорогим, чем здание с легким
стальным каркасом. В любом случае решение трех составных час-
тей здания — надземного строения, подземной части и грунта —
64_
допускает сравнительную свободу совместного выбора наиболее ра-
.ционального конструктивного решения.
Отношение высоты здания к его ширине. По мере увеличения от-
ношения высоты здания к его меньшему размеру в плане (ширине)
жесткость здания повышают. Она зависит от величины и числа
пролетов, конструктивной схемы, жесткости несущих элементов и
их сопряжений. Обычно для плоских рамных каркасов отношение
высоты к ширине находится в пределах от 5 до 7.
Очень часто при проектировании высотных зданий для строи-
тельства в городах особенности планировки диктуют максималь-
ное отношение высоты к размерам в плане, и проектировщик дол-
жен наиболее экономично выбрать конструктивную схему, которая
обеспечивала бы требуемую горизонтальную жесткость и желае-
мые размеры пролетов.
Требования к изготовлению и возведению. Методы изготовления
.конструкций и возведения здания могут оказывать существенное
влияние на выбор конструктивной схемы. По существу они могут
быть определяющими при строительстве зданий со сборными конст-
рукциями. Такие системы применяются в связи с тем, что они сни-
жают затраты труда и время возведения объектов. Для сокращения
процесса строительства следует отдавать предпочтение минималь-
ному числу отдельных объемов здания, избегать сложных замкну-
тых форм, а объем монтажной сварки сводить до минимума. Поэтому
перед выбором метода строительства необходимо учитывать техно-
логию изготовления и монтажа конструкций.
Требования к системам инженерного оборудования. Системы
инженерного оборудования, включающие теплоснабжение, вентиля-
цию и кондиционирование, лифты, электроснабжение, водоснабже-
ние и канализацию, мусороочистку, составляют более одной трети
общей стоимости высотных зданий. Такое существенное влияние
указанных систем диктует необходимость их учета при выборе
конструктивных решений зданий. Системы энергоснабжения могут
быть сконцентрированы в специальных шахтах, органически свя-
занных со стволами жесткости. Иногда для системы инженерного
оборудования предусматриваются специальные пространства у на-
ружных стен или технические этажи для размещения сложных сис-
тем коммуникаций. Все эти решения оказывают существенное влия-
ние на общий внешний вид здания и выбор экономичной конструк-
тивно-планировочной схемы.
Требования к огнестойкости конструкций зданий. Для высоких
зданий огнестойкость конструкций становится важным фактором
проектирования по двум основным причинам. Во-первых, посколь-
ку большинство этажей находится вне зоны действия пожарных ма-
шин, основной упор по борьбе с пожарами переносится внутрь зда-
ния. Во-вторых, полная эвакуация здания за короткий период
практически невозможна.
Опасности пожаров в меньшей степени связаны с тепловыделе-
нием, чем с задымлением и токсичными газами, которые приводят ко
_Я07______________________
многим неприятностям. Поэтому в соответствии с современными
требованиями по огнестойкости конструкций здания должны удов-
летворять следующим положениям:
совместность работы несущих конструкций в течение определен-
ного времени и, следовательно, расширение применения несгорае-
мых материалов, которые не горят и не выделяют дыма;
локализация огня для предотвращения его распространения к
определенным зонам здания;
надежная система эвакуации;
эффективная система обнаружения дыма и огня;
спринклерные системы и необходимая вентиляция дыма и тепла.
Эти требования дифференцированы для разных типов зданий и
их назначения, например для зданий, в которых находятся люди,
физически неспособные передвигаться, или для зданий, содержа-
щих жизненно важное оборудование.
Доступность и стоимость основных строительных материалов.
Некоторые строительные площадки могут находиться вблизи мест
добычи определенных строительных материалов. Это позволяет
снизить транспортные расходы и может сделать в общем случае
более дорогой материал сравнительно дешевым. В тех случаях,
где близость источников производства материалов не является оп-
ределяющим фактором, следует учитывать возможность изготовле-
ния конструкций. Если требуемый материал трудно получить, то
это может привести к затягиванию сроков строительства и повыше-
нию его стоимости. Такие расчеты должны проводиться с оценкой
стоимости вариантов применения разных строительных материалов.
Глава III
ВЕРТИКАЛЬНЫЕ НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
Несущие конструкции здания состоят из вертикальных
элементов (стены или рамы) и горизонтальных элементов (перекры-
тий).
Вертикальные и горизонтальные нагрузки передаются через
перекрытия вертикальным несущим конструкциям, а от них на
грунт. Интенсивность, направление и характер передачи нагрузок
зависят от геометрии вертикальных элементов и их расположения
в пределах строительного объема здания.
РАСПРЕДЕЛЕНИЕ ВЕРТИКАЛЬНЫХ НАГРУЗОК
Вертикальные нагрузки должны передаваться на грунт
через связанную систему вертикальных или наклонных элементов.
Эта вертикальные элементы могут состоять либо из системы стоек
и балок типа каркасов, либо из стен-диафрагм, сплошных или ре-
шетчатых (рис. III. 1).
Передача вертикальных нагрузок, безусловно, зависит от вза-
имного расположения вертикальных несущих конструкций в преде-
лах здания. На рис. III.2 в качестве примера рассмотрена пяти-
пролетная решетчатая система и показаны возможные варианты ее
компоновки. Вертикальные конструкции можно располагать либо
Рис. III. 1:
а — система с несущими стенами; б — стоенио-балониая система
3»
67
6 шахматном порядке (рис. III.2,з, и), либо непрерывно (рис. III.2,
а — ж). Примеры непрерывного расположения подразделяются
в соответствии с числом и местом плоскостей в пределах заданного
пространства структуры:
з)
Рис. III.2. Системы распределения вертикальных нагрузок
1 — плоские стены-диафрагмы; 2 — стены-диафрагмы, объединенные в стволы жесткости;
3 — типовые балки
вертикальные плоскости произвольным образом располагаются
в здании (рис. III.2, а, в) и схематично показаны на рис. III.3;
вертикальные плоскости образуют наружную оболочку здания
(см. рис. III.2, г, ж) и схематично показаны на рис. III.4;
Рис. 111.3
Рис. III.4
68
вертикальные плоскости сконцентрированы в центре здания
(рис. Ш-2, б, д) и схематично показаны на рнс. III. 5.
Возможное расположение вертикальных несущих конструкций
в плане здания показано в нижней части рис. III.2. Эти конструк-
ции проектируются в виде стен-диафрагм (см. следующий раздел),
которые выполняются как стоечно-балочные конструкции, фермы
или сплошные стены. Стены-диафрагмы могут состоять из системы
линейных элементов (рис. III.2, линия 1) или могут быть объедине-
ны в трехмерные элементы — стволы
жесткости (рис. III.2, линия 2). Плоские i i i I
системы стен далее подразделяются на
непрерывные в плане, пересекающие все ' ' 1 ’ "I 11
здания (левая часть каждого плана I L I I
вдоль линии /), и системы стен, связан- '
ных балками (правая часть каждого пла- Рис. III.5
иа вдоль линии /).
С чисто геометрической точки зрения в пределах заданного объ-
ема можно организовать довольно большое число различных вари-
антов расположения стен. Рассмотренные вопросы иллюстрируют
положение о возможности достаточно гибкого расположения несу-
щих конструкций здания и передачи вертикальных нагрузок с плит
перекрытий на балки и стены.
РАСПРЕДЕЛЕНИЕ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ НАГРУЗОК
Несущие конструкции здания должны выдерживать различ-
ные горизонтальные нагрузки, например ветровые и сейсмические.
Поэтому в продольном и поперечном направлениях здания устраи-
ваются специальные системы гори-
. зонтальных связей. Горизонталь-
ные нагрузки через систему пере-
крытий в виде высоких балок пе-
редаются связевым вертикальным
конструкциям. Затем эти усилия
передаются на фундаменты (рис.
III.6). Передача горизонтальных
нагрузок возможна только с по-
мощью соединений, воспринимаю-
щих сдвигающие усилия и устра-
иваемых между системами верти-
кальных и горизонтальных несу-
щих конструкций. Шарнирные (по-
датливые) сопряжения между эти-
ми системами могут передавать только вертикальные нагрузки.
Число и тип конструкций, воспринимающих горизонтальные на-
грузки, определяются величиной давления, которое может пере-
~ иа грунт. Очевидно, что перенапряжения грунта следует
69
Основные системы распределения горизонтальных нагрузок.
Механизм распределения горизонтальных нагрузок целесообразно
проиллюстрировать на рис. III.7, который дает представление о
возможных системах несущих конструкций. Различные системы,
как показано на рисунке, можно использовать в рамках единой сет-
ки. Роль и место каждой системы в общей конструктивной схеме
здания рассмотрены в этой главе и в других частях настоящей кни-
ги.
Рис. III.7. Системы распределения горизонтальных нагрузок
Передача горизонтальных нагрузок по кратчайшему направле-
нию может быть выполнена с помощью конструкций, показанных по
периферийному кольцу на рис. III.7. Они расположены в порядке
изменения жесткости, начиная от наименее жестких рамных си-
стем (рис. III.7, а) и кончая наиболее жесткими коробчатыми
(рис. III.7, и). Жесткость измеряется коэффициентом /С, который
определяется горизонтальной деформацией А под действием силы Р:
К=Р!&.
Распределение горизонтальных сил может быть достигнуто с
помощью плоских систем, например глухих стен (см. рис. III.7,
в, д, ж), решетчатых стен (б, г, е) или жестких рам (а). Сплошные
стены и решетчатые стены (соответственно рис. III.7, ж, е) имеют
70
Рис. III.8
примерно одинаковую жесткость. Такое сравнение является от-
носительным и приближенным и основано на соотношениях разме-
ров и характеристик конструкций.
р Распределение горизонтальных нагрузок по продольному на-
правлению здания может быть достигнуто различными путями:
непрерывные несущие конструкции в виде жесткой рамы или
решетчатой конструкции (рис. III.7, о);
ужесточение отдельных пролетов здания либо с помощью жест-
ких рам, либо сплошными стенами-диафрагмами или связями
(рис. III.7, р, п соответственно).
Предполагается, что вдоль ко-
роткой стороны здания не исполь-
зуются системы со стволами жест-
кости. В зависимости от их разме-
ров стволы жесткости могут вос-
принимать горизонтальные на-
грузки в любом направлении (рис.
II 1.8).
Возможные направления ис-
пользования основных вертикаль-
ных несущих конструкций (см.
рис. II 1.7) в высотном строитель-
стве ниже рассматриваются снача-
ла на примере типовой вертикальной компоновки внутренних си-
стем, а затем несущих конструкций наружных стен.
Типовая вертикальная компоновка внутренних конструкций зда-
ний. При обычной вертикальной компоновке зданий (см. рис. III.9)
предусматриваются одиночные плоские системы или частичное
использование трехмерных систем стволов жесткости. Возможное
их расположение в плане здания показано на рис. III.9 и более
подробно рассматривается в разделе «Расположение стен-диафрагм».
Вертикальные несущие конструкции могут быть решены сле-
дующим образом:
в виде сплошной стены (рис. III.9, п);
в виде жесткой рамы (рис. III.9, н, о);
в форме сквозной (решетчатой) стены (рис. III.9, б— и)\
в виде рамно-связевой конструкции (рис. III.9, к — м).
В этом разделе основное внимание уделяется геометрии решетча-
тых систем и рамно-связевых конструкций. Жесткие рамы и сплош-
ные стены рассмотрены в других частях книги.
Основные типы связей для рамных систем показаны на рис. III.9, а
начиная от самой жесткой конструкции рамы с перекрестными
связями и кончая наименее жесткой конструкцией рамы с под-
косами. Выбор типа связей определяется не только требуемой
жесткостью, но и необходимыми размерами оконных проемов.
Вертикальные несущие конструкции могут быть усилены свя-
зями по всей ширине здания (рис. II 1.9, б, в), только в определен-
ных пролетах (з, д, е) или в отдельных частях здания (л, м).
На рис. III. 10 показаны принципиальные схемы связевых ре-
шеток в одном из типовых пролетов здания. К основным решениям
связей относятся:
расположение связей в уровне каждого этажа (рис. III. 10, а);
связи ставятся сразу на несколько этажей (рис. III. 10, б);
Характерные типы вертикальной
компоновки внутренних конструкций
зданий
Рис. III.9:
1 — стена; 2 — жесткая рама; 3 — сочетания связей с рамами; 4 — крестовые связи;
5 — связи с одной диагональю; 6 — К-образные связи; 7 — рама с подкосами; в — рама
с полуподкосамн; 9 — общая ширина здания; 10 — ствол жесткости; II — один пролет;
12 — многоэтажные; 13 — комбинации
вдоль колонн устраиваются вертикальные К-образные связи
(рис. III. 10, в);
вдоль балок располагаются горизонтальные портальные связи
(рис. III. 10, г).
Указанные основные схемы характеризуют принципы постановки
связей в вертикальных внутренних несущих конструкциях.
.72
Несущие конструкции наружных стен. Для восприятия ветро-
вых и сейсмических нагрузок горизонтальные связи в высотных зда-
ниях могут устраиваться не только во внутренних стволах жестко-
сти, стенах-диафрагмах или рамах. Все эти системы конструкций
могут быть использованы для наружных стен, что способствует обес-
печению как эстетической выразительности, так и несущей способ-
ности сооружений.
В высотных зданиях рамы со связями, по-видимому, более при-
емлемы для наружных конструкций. Внутренние рамы со связями
затрудняют свободную планировку внутреннего пространства. Ко-
лонны этих рам должны располагаться достаточно близко, чтобы
снизить высоту конструкций перекрытий.
Несущие конструкции систем для наружных стен можно раз-
делить на две группы: основную типовую ячейку, повторяющуюся
по всей высоте здания (см. рис. III.И или частично рис. III. 12),
и элементы связей в виде диагоналей, располагаемых по всей по-
верхности наружных стен (рис. III. 12).
Системы на рис. III. 11 объединяют схемы с изгибной жестко-
стью элементов, когда ригели жестко соединены с колоннами (жест-
кие рамы), а также решетчатые конструкции или стены с большим
числом проемов. На рисунке показаны различные схемы в порядке
уменьшения пролетов обвязочных балок (сверху вниз и слева на-
право) и увеличения насыщенности связями (сверху вниз).
Системы с самыми большими пролетами, такие, как высокие ри-
гели, балки Виренделя и балки Уоррена, позволяют обеспечить
большую освещенность помещения дневным светом. Напротив, сис-
темы с самыми малыми пролетами (например, перфорированные
стены) намного жестче и, следовательно, подходят для очень высо-
ких зданий.
Большепролетные высокие ригели и обвязочные фермы занима-
ют все пространство между окнами, их полки служат в качестве
перемычек н подоконных конструкций. Добавление растянутых
73
тросов между балками Уоррена (см. рис. III.11, л) увеличивает не-
сущую способность конструкций наружных стен при ветровых на-
грузках. Перфорированные системы стен из железобетонных и
стальных панелей исключают необходимость колонн и балок, обо-
лочка стены выполняет функции стены-диафрагмы.
Конструкции наружных стен могут быть неодинаковыми по всей
поверхности зданий. Они концентрируются там, где наиболее целе-
<>)
и)
IIIIIIIIIIIIIIII
iiiinimiiiiii
о)
i I
I ill hi 1111111111111 I
IIIIIIIIIII
IIIIIIIIIII
IIIIIIIIIII
llllllllllllllllllll
llllllllllllllllllll
Рис. III.ll. Типы решеток несущих конструкций наружных стен
а — большепролетные высокие балки; б —квадратная сетка с высокими балками; в —
большепролетная балка Внренделя; г — прямоугольная рама; д— квадратная рамная ре-
шетка; е — близко расположенные колонны и высокие балки; ж— большепролетная бал-
ка Уоррева; з — крестообразные связи-балки (раскосная решетка); и — близко располо-
женные колонны н высокие балки; к — перфорированная стена; л — большепролетные
балки Уоррена с растянутыми элементами; м — квадратная сетка с крестообразными свя-
зями (с раскосной решеткой); н — рама с пространственными криволинейными элемента-
ми; о — перфорированная стена с ромбовидными отверстиями; п — колонны конусообраз-
ного профиля; р — решетчатые фермы с обвязочными балками
сообразно воспринять внешние нагрузки. Нижние и верхние пояса
связей по периметру здания, к примеру, располагаются в местах,
где они обеспечивают связь всех несущих конструкций здания в еди-
ное целое (рис. III. 12, в).
Принципы компоновки конструкций наружных стен (рис. III.12)
охватывают все методы от устройства крестовых связей и связей
по периметру до наружных стволов жесткости и многоэтажных рам.
Все указанные и другие системы несущих конструкций наружных
стен четко характеризуют особенности работы конкретного здания,
способствуя естественной архитектурной выразительности объекта.
74
(7ти!!итнпиш1иП1вшнн!и1^^
i * « яма aai iiiiiuu am
IIHIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIUIIIIIIlUUllllllfB
iimiHiiiinmiHUiiiiHiiHiiiiiiiniinimniiiHiiiiiiia
inHiHiuiiiHiiHHiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiinmiuwma
llinilllllllllllllltlllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllll
IIIHIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIHIIIIIIIIIllllllllllillllillllllB
a an •• *»*••* 11* iiuiiniiiiiii ниншаа
4>в - 5
3 ° * a.
lllllllllllllllllllllllllllllllllllllllll
lllllllllllllilllllllllllllllllllllllllll
llllllllllllllllllllllllllllllllllllllll
lllllllf lllllllllllllllllllllllllllllllll
=f
ж
a
w
3
w 5 ** d
5. о
s o. 5
« «« Я a
tn e> л,
sc 3
О
X
Он

a
*5
7R
ОПТИМАЛЬНОЕ ПРОСТРАНСТВЕННОЕ РЕШЕНИЕ
В УРОВНЕ ЗЕМЛИ
Весьма целесообразно при строительстве многих зданий
устраивать свободное пространство в уровне земли. Функциональ-
но открытое пространство под зданием может быть использовано
как часть городской планировки, в качестве переходов или стоянки
автомобилей. С психологической точки зрения, это свободное про-
странство позволяет с помощью средств планировки избежать гне-
тущего восприятия возвышающихся зданий больших объемов.
В большинстве случаев проемы над уровнем земли создаются умень-
шением размеров некоторых несущих конструкций здания или введе-
Рис. III. 13. Системы опорных конструк-
ций в уровне нижнего этажа
а — двухветвевые колонны; жнлое здание, Бер-
лин (Нимейер); б — трехветвевые колонны;
жилое здание, Бразилиа (Ннмейер); в —на-
клонные пнлоны стен, связанные друг с дру-
гом; жнлое здание, Берлин (Ле Корбюзье);
г—портальная рама; здание Уиита Хэбнтей-
шен, Марсель (Ле Корбюзье); д — портальная
рама; здание ЮНЕСКО (Брейер, Нерви, Зер-
фус); е — пространственный каркас; здание
Трансамерика Билдивг, Сан-Франциско (Пе-
рейра)
7fi
нием несущих конструкций, поддерживающих конструкции выше-
расположенных этажей здаймя. Некоторые из возможных решений
пои устройстве проемов в уровне цокольного этажа показаны на
mc.III.13 и III.14.
г По-видимому, возможны два Ьсновных подхода для организации
свободного пространства в уровне'улицы:
1) устройство следующих систем для опирания отдельных несу-
щих конструкций здания:
а) портальные рамы вдоль ширины здания (рис. II 1.13, г, д)\
б) двух- и трехветвевые колонны, объединяющие сжатые конст-
рукции здания (рис. III. 13, а, б, в). Такой принцип достаточно хо-
рошо позволяет воспринимать вертикальные нагрузки, однако он
в меньшей степени пригоден для восприятия крутящих и горизон-
тальных нагрузок, перпендикулярных плоскости колонн, поскольку
в отдельных колоннах возникают большие изгибающие моменты;
2) ограничение или изменение определенных конструкций на-
ружных стен в уровне цокольного этажа (см. рис. III. 14): распре-
делительные (переходные) ригели (а), распределительные фермы
(б), распределительные балки-стенки (в), создание вспомогательных
арочных конструкций (г), объединение колонн (д) или создание по-
стамента арочной конструкции (е).
И)
а)
LLJLLL IIIIIIIUIUUJ ниц
ОШШ
ошшш
IIIIIIIIIIIIII
ГПТП
ГПТП
Рис. III.Ц. Переходные конструкции от опорных конструкций нижнего этажа
к конструкциям первого типового этажа
и ~ Е?5пРеделительиый ригель; административное здание. Портланд; б — распределитель-.
-“*** здание Ферст Висконсин Сестер, Милуокки (фирма «Скидмор, Оуингс и Мер-
К~"л> — SOM); в — распределительная балка-стенка; здание Файненшнал Сентер,
rtnuf" л ~~ эевоиогательные арочные конструкции; здание Марии Мидлэид, Рочестер
~ объединение колонн; Уорлд Трэид Сентер, Нью-Йорк (Ямасаки); е —распре-
делительные арки; здание компании IBM, Снэттл (Ямасаки)
77
РАСПОЛОЖЕНИЕ СТЕН-ДИАФРАГМ
Стены-диафрагмы представляют собой вертикальные элементы
жесткости, рассчитанные на восприятие горизонтальных нагрузок,
возникающих при ветре или сейсмическом воздействии. На
рис. Ш.15 показано, что стены-диафрагмы могут использоваться
как наружные и внутренние стены и как стены стволов жесткости,
ограждающие шахты лифтов и лестничные клетки.
По-вндимому, не существует определенных ограничений для
геометрической конфигурации систем нз стен-диафрагм. Наиболее
часто применяемые формы показаны в центральном кружке на
рис. III. 15. В архитектурной практике встречаются примеры ком-
поновки стен-днафрагм в виде прямоугольника, треугольника, уг-
лового профиля, швеллера и шнрокополочного двутавра.
Основные системы стен-диафрагм можно подразделить на откры-
тые и замкнутые системы. Открытые системы выполняются из ли-
нейных элементов нлн из комбинации, при которых внутреннее про-
78
странство полностью не замыкается. К ним относятся системы в
форме L, X, V, Y, Т и Н. В противоположность им замкнутые сис-
темы полностью ограничивают\ространство и обычно выполняются
в форме квадратных, прямоугольных, треугольных или круглых
стволов. \
Системы стен-диафрагм как внутренних, так и наружных, могут
быть симметричными и асимметричными. В среднем кольце на
рис. Ш.15 представлены возможные симметричные формы компо-
новки простого здания, образуемого одной, двумя, тремя или че-
тырьмя основными элементами стен-диафрагм при различном их
расположении в здании. В наружном кольце того же рисунка при-
ведены несколько из неограниченного числа возможных случаев
асимметричной компоновки стен-диафрагм.
Рис. III.I6
1 — гладкая поверхность; 2 — шероховатая поверхность
Форма и размещение стен-диафрагм оказывают существенное вли-
яние на их работу при горизонтальных нагрузках. Ствол жесткости,
расположенный эксцентрично в плане здания, испытывает кручение
в дополнение к изгибу и поперечной сдвигающей нагрузке. Вместе
с тем кручение может возникнуть и в зданиях с симметричным рас-
положением стен-диафрагм при действии ветра на наружные раз-
личной структуры поверхности или когда равнодействующая ветро-
вых нагрузок не проходит через центр масс здания (см. рис. III.16).
Оптимальное сопротивление здания кручению достигается при
замкнутой форме стволов жесткости. При определении сопротивле-
ния кручению жесткость сечения должна определяться с учетом
Дверных, оконных и других проемов, поскольку жесткость несу-
щих стен существенно снижается при устройстве отверстий. Поэто-
му стены с большими проемами для пропуска инженерного оборудо-
вания и систем электроснабжения могут не выдерживать таких на-
грузок.
РАБОТА СТЕН-ДИАФРАГМ ПРИ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ
НАГРУЗКАХ
Перекрытия, работая как горизонтальные диафрагмы, долж-
ны равномерно распределять горизонтальные нагрузки между стена-
ми-диафрагмами. Предполагается, что перекрытия имеют достаточ-
ную высоту н не имеют больших проемов, другими словами, пере-
79
крытия являются бесконечно жесткимй п не деформируются из
своей плоскости. Распределение горизонтальных нагрузок проис-
ходит в зависимости от геометрического расположения несущих
стен-диафрагм.
Если результирующая горизонтальных нагрузок проходит через
центр жесткости здания, то проявляется только поступательная ре-
акция. Наиболее характерным таким случаем является симметрич-
ное здание со стенами-диафрагмами. В рамно-связевых системах
(жестких рамах со стенами-диафрагмами) в качестве первого при-
ближения можно принять, что сдвигающая нагрузка воспринимает-
ся только стволом жесткости. Такой подход возможен, поскольку
жесткость ствола во много раз превосходит горизонтальную жест-
кость каркаса.
Если стены-диафрагмы расположены несимметрично, то резуль-
тирующая горизонтальных нагрузок не проходит через центр жест-
костей, В дополнение к поступательному перемещению появляется
кручение. Распределение напряжений при этом зависит от формы
стен-диафрагм. Ниже рассматриваются три основные формы компо-
новки конструкций.
Задание III.1. Плоская система сте н-д и а ф р а г м*
Проверьте напряжение сдвига от сейсмической нагрузки в кирпичных стенах
толщиной 20,3 см одноэтажного здания. Допускаемое напряжение иа сдвиг
равно 3,52 кгс/сма. Здание расположено в сейсмической зоне 3. Вес здания
принят равным 90,6 тс.
Центр сдвига системы стен-диафрагм определяется суммированием мо-
ментов площадей стен А и В относительно стены С и приравниванием их ста-
тическим моментам от общей площади стен-диафрагм (см. рис. Ш.17, а):
Л0-12,19 + Ль-4,57= (Лв+Ль+Лс)Х.
При этом
Лд = Ль = Лс = Л.
Следовательно, 12,19 4- 4,57 = ЗХ.
Центр масс расположен на расстоянии X = 5,58 м. Общая величина го-
ризонтальной сейсмической нагрузки в соответствии с (1.2) равна: V —
*= KCWZ = 1,33 . 0,1 • 90,6 > 1 = 12,06 тс.
Хотя массы здания расположены асимметрично, с запасом принимаем,
что горизонтальная сдвигающая нагрузка равномерно распределена по шири-
не здания. Стены-диафрагмы должны воспринять сдвигающую нагрузку
12,06 тс и крутящий момент М = 12,06 0,51 = 6,14 тс . м. Каждая стена-
диафрагма воспринимает одинаковую горизонтальную нагрузку (см.
рис. III.17, б) и
Из условия равновесия относительно Стеиы-диафрагмы С (см.
рис. 111.17, а) получаем:
2Л4с = 0 = Ро.12,19—Рь.4,57—6,17;
Рь = 2,66Ро--1,34. (а)
80
Принимая, что плита пе^крытия
И)|еет бесконечную жесткость «^испы-
тывает линейный поворот (смЛ.рис.
III. 17, в), запишем: \
Ра = Рь = Ре .
6,6 1,02 5,58 ’
Ра = 6,51Рь; РС = 5,51РЬ. (б)
. Подставляя выражение (б) в (а),
получаем:
Рь = 2,66-6,51 -Рь-1,34;
Рь = 0,08 тс;
Ра = 6,51-0,08 = 0,53 тс;
Рс = 5,51-0,08 = 0,45 тс.
В результате сложения сдвигающих
нагрузок для каждой стены-диафрагмы
получаем (рис. III. 17, г):
стена А: Ра/ = 4,02-|-0,53 = 4,55 тс;
стена В: Ры = 4,02 —0,08 = 3,94 тс;
стена С: Pcj=4,02—0,45 = 3,57 тс.
Напряжения в самой нагруженной
стеие-диафрагме А равны:
Р 4550 _
V= —= ~ ~ „—— = 0,29 кгс/см3,
А 20,3-762
что меньше vflon = 3,52 кгс/сма.
Прочность стен при сейсмических
нагрузках более чем достаточная.
Задание III.2. Конструк-
ции замкнутого ствола
жесткости (рис. III. 18). Предпо-
ложим, что жесткое каркасное здание
в соответствии с заданием 1.3 имеет
эксцентрично расположенный ствол
жесткости для системы обслуживания.
Какая необходима толщина стенок
ствола для восприятия сдвигающих уси-
лий при поступательном перемещении
и при повороте?
Для приближенного расчета пре-
небрегаем сопротивлением колонн на
сдвиг (в общем случае колонны могут воспринимать от 10 до 30% общей
нагрузки), используется бетой с прочностью 281,6 кгс/см*.
Ствол жесткости должен воспринимать сдвигающую силу F = 960,4 тс
и крутящий момент М = 960,4 • 6,86 = 6583 тс . м.
Сдвигающая сила воспринимается стенами-диафрагмами, параллельными
нагрузке (см. рис. III. 18, а):
Рис. 111.17
960,4
2
= 480,2 тс
81
или в касательных напряжениях
Р! 480,2
vh = —~~ = —------
ta Л914
где /—толщина стенки.
Кручение воспринимается замкнутым стволом. Предполагается, что
каждая стена-диафрагма несет постоянную сдвигающую нагрузку. Это допу-
щение приемлемо, так как замкнутые сечения обеспечивают примерно равно-
мерное распределение касательных напряжений.
Рис. III.18
Внешний момент уравновешивается двумя парами сил в стенах-диафраг-
мах (рис. III. 18, а)
M = P1b-}-Pia
или в напряжениях ‘
PL = yta, Pt = ytb и М = v/a&-|-v/6a = 2v/6a.
Следовательно, касательные напряжения при кручении
vr=M/2/6a.
Полные касательные напряжения
vtot = f/2/a-{-Af/2/6a. (III.1)
Если используется арматура, воспринимающая сдвигающие усилия, а
увеличением несущей способности бетона на сдвиг при наличии сжимающих
Рис. Ш.19
Сила, вызыбаю-
щая кручение
Pi(b)=Fa/2
F а/2Ь
напряжений в стенах пренебречь, то допускаемое напряжение на сдвиг
равно:
vc = 0,87 )/7;=0,8>/28Гбс= 14,59 кгс/см».
Подставляя допускаемое напряжение на сдвиг, получаем требуемую
толщину стенки
960 400 658 300 000
14,59 = 2/.914 + 2/-914-1524 1
/ = 364-16 = 52 см.
Если принять в расчет только сдвигающую силу, то толщина стенки равна
53,3 см.
Задание 111.3. Конструкция открытого ствола
жесткости. Поворот открытого ствола жесткости вызывает неравно-
мерные касательные напряжения. Закручивание элемента приводит к короб-
лению поверхностей, что увеличивает касательные напряжения от сдвига
в отдельных частях ствола и уменьшает в других частях.
На рис. 111.19 представлена грубая аппроксимация ствола жесткости
в форме швеллера при предположении о постоянстве касательных напря-
жений. Также предполагается, что горизонтальная сдвигающая нагрузка вос-
принимается стенкой, параллельной направлению действия силы, а крутящий
момент — стенками, перпендикулярными направлению силы.
Глава IV
ОБЫЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ высотных
ЗДАНИИ И ИХ РАБОТА ПОД НАГРУЗКОЙ
По мере увеличения высоты зданий влияние горизонтальных
нагрузок возрастает в нарастающей степени. При определенной
высоте горизонтальный прогиб становится настолько большим, что
требования жесткости несущих конструкций становятся при рас-
чете решающими. Величина жесткости зависит в первую очередь от
конструктивной схемы здания. Более того, эффективность конкрет-
ной системы зависит от объема используемого материала несущих
конструкций. Оптимизация сооружения при определенных требова-
ниях к объемно-планировочному решению сводится к достижению
максимальной жесткости при минимальном весе. Это приводит к
разработке систем, наиболее рациональных для определенного диа-
пазона высот. Рассмотрим некоторые факторы, определяющие раз-
витие этих новых систем:
конструкции из высокопрочных материалов (например, бетон с
прочностью 650 кгс/см2 и более, низколегированные стали);
взаимодействие несущих элементов здания;
новые методы сборки (например, сварка, болтовые соединения);
расчет сложного напряженного состояния на ЭВМ;
использование легких конструкционных материалов;
новые методы строительства.
Наиболее распространенные рамные системы рассматриваются
в следующих разделах. Основное внимание уделяется характерным
объемным решениям, характеру работы под нагрузкой и эффектив-
ности различных систем.
СИСТЕМЫ С НЕСУЩИМИ СТЕНАМИ
Исторически конструкции несущих стен выполнялись из
кирпичной кладки большой толщины. Их большой вес и негибкая
планировка в плане определили неэффективность использования
для многоэтажных зданий. Однако развитие новых методов исполь-
зования кладки и применение предварительно изготовленных желе-
зобетонных панелей сделало принцип строительства зданий с не-
сущими стенами экономичным для диапазона средних высот. Зда-
ния, где требуется частое членение внутреннего пространства (жи-
лые дома, гостиницы), наиболее полно отвечают этому принципу.
Схемы с несущими стенами применимы для зданий разной формы и
компоновки. Ряд примеров использования указанного принципа для
зданий высотой 10—20 этажей показаны на рис. IV. 1. Конфигура-
84
ция зданий в плане отлична от простых форм в виде прямоуголь-
ника и приближается к круглой и треугольной форме.
Несущие конструкции зданий обычно представляют собой ком-
бинацию плоских стен. В зависимости от расположения этих стен в
пределах здания их можно разделить на три основные группы:
Рис. IV. 1. Схемы зданий с плоскими несущими стенами
а — с поперечными стенами; б — с продольными стенами; в — с внутренними несущими
стенами; г — с поперечными стенами относительно двух осей; д — с продольными стена-
ми; е — с перекрестными стенами; яс —с поперечными стенами по периметру; э — с попе-
речными и продольными стена мн; и —с перекрестными непараллельными стенами; я —
с перекрестными стенами; л —с радиальными стенами; м — с поперечными стенами отно-
сительно двух осей; я — с перекрестными стенами; о — с перекрестными стенами
система поперечных плоских стен, расположенных перпенди-
кулярно длине здания (рис. IV. 1, а); эта система не влияет на реше-
ние главного фасада;
система продольных плоских стен, расположенных параллельно
длинной стороне здания (рис. IV. 1, д) и образующих стену главного
фасада;
система перекрестных плоских стен, расположенных в обоих
направлениях (рис. IV. 1, е).
Здания могут также состоять из нескольких отдельных секций с
разными системами стен в каждой (рис. IV. 1, з).
85
Указанные схемы расположения стен наиболее четко проявля-
ются в зданиях прямоугольной формы. Значительно труднее клас-
сифицировать схемы конструкций при сложных формах зданий в
плане.
Характер реакции несущих стен при нагрузках зависит от ис-
пользуемых материалов, типа взаимодействия между горизонталь-
ными перекрытиями и вертикальными несущими конструкциями.
Схема работы определяется степенью взаимной связности стен и свя-
зями стен с плитами перекрытий. В кирпичных конструкциях и боль-
шинстве систем сборных железобетонных конструкций междуэтаж-
ные перекрытия следует рассматривать
шарнирно прикрепленными к неразрезным
стенам (предполагается, что специальные
соединения элементов не используются), в
то время как монолитные п^иты и стены
на самом деле также являются неразрез-
ными. Очевидно, здание с железобетонными
конструкциями по характеру пространст-
венного деформирования намного жестче,
чем здание со стенами нз кирпичной клад-
ки и панелей с шарнирными сопряжения-
ми. Поэтому железобетон является более
экономичным материалом для высоких
Рнс. IV.2
зданий.
Вертикальные нагрузки передаются
от перекрытий (гл. VII) непосредственно
на стены. Обычные пролеты (расстояния между стенами) йзме-
няются в диапазоне 3,6—7,6 м в зависимости (без учета других фак-
торов) от несущей способности и горизонтальной жесткости системы
перекрытия. Поскольку стены работают аналогично узким колон-
нам, они должны быть проверены на устойчивость при продольном
изгибе.
Сжимающие напряжения в стене являются функцией пролета,
высоты и конструктивной схемы здания, размеров н расположения
оконных проемов. Оконные проемы во избежание больших напряже-
ний сжатия следует располагать по одной вертикальной оси. Стены
должны также воспринимать изгибающие моменты от эксцентрич-
ного опирания плит перекрытий (задание VI.2).
Горизонтальные силы с помощью конструкций перекрытий, ра-
ботающих как горизонтальные диафрагмы, передаются стенам-ди-
афрагмам, параллельным направлению действия нагрузки. Благо-
даря своей жесткости стены-диафрагмы работают как высокие балки,
воспринимая сдвиг (рис. IV.2) и опрокидывающий момент.
На рис. IV.3 показано, как при ветровых нагрузках, параллель-
ных короткой стороне здания, несущие поперечные стены воспри-
нимают не только вертикальные нагрузки, но и сдвигающие силы от
ветра. С другой стороны, система длинных стен позволяет разделить
две функции стеновых конструкций. Продольные стены, испытывая
86
местные деформации Изгиба, несут постоянные нагрузки и пере-
дают ветровые нагрузки диафрагмам перекрытий или непосредствен-
но стенам-диафрагмам, расположенным в центре и по краям здания.
При меньших величинах ветровых нагрузок на короткую сторо-
ну здания несущие стены в системе длинных стеновых конструкций
Рис. IV.3:
а —продольная стена; б — поперечная стена; в — перекрестные стены
также работают как стены-диафрагмы. При системе с поперечными
стенами стены-диафрагмы могут располагаться вдоль центрального
коридора (рис. IV.3, б). В монолитных зданиях их устойчивость
обеспечивается за счет рамностн сопряжения стен с перекрытиями,
и характер работы системы опре-
деляется изгибом замкнутого бло-
ка (рис. IV.4).
Стены на рис. IV.3, б распо-
ложены симметрично, при этом они
сопротивляются ветровым нагруз-
кам благодаря своей жесткости,
если конструкции междуэтажных
перекрытий работают как беско-
нечно жесткие диски (см. задание
VI.2). Однако если расположение
стен таково, что ветровое давление
не совпадает с центром жесткости
несущих стен, то возникающее кру-
чение увеличивает сдвигающие уси-
лия в отдельных стенах (см. зада-
ние III.1).
Реакция стены-диафрагмы при Рис. IV.4
горизонтальной нагрузке в силь-
ной степени зависит от формы стены в плане, а также от сил инерции,
возникающих прн изгибе стены-диафрагмы. Наиболее часто приме-
няемые формы стен-диафрагм показаны на рис. IV.5.
Стены-диафрагмы трудно считать сплошными стенами, так как
в большинстве случаев они ослаблены дверными или оконными про-
емами. Число, размеры и расположение этих проемов могут сущест-
венно влиять на работу стены. Несколько характерных типов стен-
диафрагм с проёмами показаны на рис. IV.6.
Если стена имеет только небольшие оконные проемы (рис. IV.6, а),
она при горизонтальных нагрузках работает как сплошная. Боль-
87
шие вертикальные нагрузки вызывают в стенах такие сжимающие
напряжения, что напряжения от изгиба при ветровых нагрузках
никогда не могут превысить напряжений сжатия на наветренной
стороне.
Рис. IV.5. Характерные формы стен-диафрагм
Аналогичный результат получается при расположении дверных
проемов во внутренней стене-диафрагме в шахматном порядке
(рис. IV.6, б). При этом стена поворачивается как единое целое. В дру-
гих случаях когда ряд проемов делит стену на две отдельные конст-
Рис. IV.6
рукции (рис. IV.6, д), каждая из них работает как самостоятельная
стена под соответствующей нагрузкой. В этом случае в связи с от-
носительно небольшими постоянными нагрузками ветер может при-
вести к появлению в стене растягивающих напряжений. Можно так-
же исходить из раздельной схемы работы стен при расчете внутрен-
ней стены-диафрагмы (рис. IV.6, е), в которой связь в месте располо-
жения коридора обеспечивается только плитами перекрытия. Бла-
88
годаря большому собственному весу растягивающие напряжения
при ветре возникнуть не могут.
Очень трудно определить реакцию системы стен в промежуточ-
ном между рассмотренными крайними случаями. Работа системы
стен зависит от суммарной жесткости обвязочных балок (при дей-
ствии вертикальных перерезывающих сил) в процессе их дефор-
мирования. Можно представить стену в виде двух сегментов, в опре-
деленной степени взаимодействующих при восприятии горизонталь-
ных нагрузок. На это указывает непрерывность эпюр напряжений
в уровне основания здания (см. рис. IV.6, в, г).
В настоящем разделе предполагалось, что несущие стены явля-
ются вертикальными, сплошными и плоскими. Однако они могут
состоять из диагональных связей или близкорасположенных эле-
ментов плоских кслонн (рнс. IV. 20). Они могут быть также криво-
линейными и располагаться в наклонных плоскостях.
Более детальное рассмотрение работы кирпичных стен прово-
дится в заданиях VI. 1 и VI.2 на примерах приближенного расчета
двух зданий.
СИСТЕМЫ СО СТВОЛАМИ ЖЕСТКОСТИ
Система плоских несущих стен является достаточно эффек-
тивной для жилых зданий со строго определенным функциональным
назначением. Вместе с тем торговые здания требуют максимума гиб-
кости при планировке, больших открытых пространств, которые мо-
гут члениться с помощью передвижных перегородок. Обычным в
этом случае оптимальным решением является сосредоточение систем
вертикального транспорта, энергоснабжения и др. (например, лиф-
тов, лестниц, туалетов, инженерных коммуникаций) с образованием
ствола или нескольких стволов в зависимости от размеров и назначе-
ния здания. Эти стволы используются как системы стен-днафрагм,
обеспечивающих необходимую боковую устойчивость здания.
Несколько примеров компоновки зданий со стволами жесткости
показано на рис. IV. 7. По-видимому, нет ограничений по форме и
расположению стволов в пределах площади здания. Системы со
стволами жесткости характеризуются следующими особенностями
(см. рис. IV.7 — буквы в скобках относятся к отдельным решениям
диафрагм):
форма ствола жесткости (см. гл. III):
открытые стволы (о) и замкнутые стволы (б);
одиночный ствол жесткости н ствол в сочетании с плоскими сте-
нами (а);
число стволов жесткости: один и несколько;
расположение стволов внутри здания (в), по периметру здания
(к) и вне здания («);
компоновка стволов симметричная (е) и асимметричная (к);
89
влияние геометрии здания на форму ствола жесткости: опреде-
ляющее (л) и косвенное (р).
Схемы зданий на рис. IV.7 не содержат конструктивных реше-
ний, сочетающих стволы жесткости с другими системами несущих
конструкций. Они будут рассмотрены в конце настоящей главы.
°)
Рис. IV.7. Системы зданий со стенами и стволами жесткости
а — продольные стены-диафрагмы и центральный ствол; б — замкнутые угловые стволы
н центральный стаол; в —стены по периметру н радиальные стены стволов жесткости
центральный ствол; а — стены по периметру н ствол жесткости, расположенный не
в центре здания; д — поперечные стены-днафрагмы н угловые стволы; е — открытые
угловые стволы; яс — сопряжение стволов жесткости; з — поперечные стены-диафрагмы
и центральные стволы жесткости; и — радиальные стены-днафрагвы и наружные стволы;
к — угловые стволы открытого сечения и наружный ствол; л — треугольные стволы же-
сткости по периметру; м — криволинейные стены-диафрагмы; к — сопряжение блоков
здания и центральный ствол; о — открытые и замкнутые стволы жесткости по периме-
тру; л — сочетание открытого центрального ствола и стен-днафрагм; р — криволинейные
стены-днафрагмы, образующие стволы жесткости открытого профиля
Стволы жесткости могут выполняться из стали, железобетона
или из их комбинаций. Для обеспечения жесткости в горизонталь-
ном направлении в стальных рамных стволах можно использовать
балки Виренделя.
Системы с балками Виренделя являются достаточно гибкими, н
поэтому их применение ограничивается сравнительно невысокими
зданиями. Для более высоких зданий с целью увеличения жестко-
сти стволов могут применяться диагональные связи (см. рис. III.9).
Преимущества стальных стволов заключаются в возможности
сравнительно быстрого монтажа элементов.
Железобетонные стволы кроме восприятия нагрузок огранич.1-
Рис. IV.8. Схемы здания с консольными перекрытиями (а) и здания с подве-
шенными этажами (б)
/ — нагрузка на подвески; Р —осевые вертикальные нагрузки; М — изгибающий момент
в вертикальной консольной конструкции; Л—горизонтальный прогиб
вают определенное пространство, и для их огнезащиты не требуется
дополнительных мероприятий. Некоторое снижение способности к
развитию больших деформаций, присущее железобетону как строи-
тельному материалу, является отрицательным фактором в случае
действия сейсмических нагрузок.
Стволы жесткости можно рассматривать как большие консоль-
ные балки, защемленные в грунте и воспринимающие горизонталь-
ные нагрузки. Таким образом, возникающие в стволе напряжения от
изгиба и сдвига аналогичны напряжениям в замкнутой коробчатой
системе, не испытывающей деформаций из плоскости элементов
(см. задания III.2 и III.3). Поскольку ствол воспринимает одновре-
91
менно вертикальные нагрузки, он имеет преимущества в возможности
создания предварительного напряжения сжатия и таким образом
может не рассчитываться на растягивающие напряжения при из-
гибе \ Это в первую очередь относится к тяжелым ядрам жесткости
из железобетона. Кроме того, пригруз повышает несущую способ-
ность стволов жесткости на сдвиг.
Системы с консольными конструкциями (см. рис. IV.8, а) не яв-
ляются распространенным конструктивным решением в связи с
гибкостью консольных участков перекрытий и большим количеством
арматуры, необходимым для восприятия отрицательных изгибаю-
щих моментов. Когда конструкции перекрытий
I подвешиваются по периметру с помощью по-
следовательной системы подвесок (рис. IV.8, б),
общая жесткость здания повышается, а архитек-
турный образ здания сохраняется открытым, и
помещения в нем хорошо освещаются. Конечно,
передача всех нагрузок на ствол, имеющий срав-
нительно небольшую площадь в плане, требует
использования в качестве оснований грунтов с
высокой несущей способностью.
На рис. IV.8 показано, как обе рассмотрен-
ные конструктивные схемы работают при сов-
местном действии вертикальных и ветровых на-
грузок. В консольных системах вертикальные
Рис. IV.9 нагрузки непрерывно увеличиваются от нуля
в уровне верха здания до максимума в уровне
основания, а усилия в подвесах через консольный оголовок пере-
даются к верхней части ствола жесткости и таким образом увели-
чивают усилия предварительного напряжения в этой зоне. Сбе сис-
темы одинаково сопротивляются горизонтальным воздействиям и ра-
ботают на изгиб, если не учитывать различие в распределении уси-
лий от вертикальных нагрузок. Эпюра моментов аналогична слу-
чаю равномерно нагруженной консольной балки.
Реакция ствола на горизонтальные нагрузки зависит от его фор-
мы, степени однородности и жесткости, а также от направления на-
грузок. В уровне каждого этажа предусматриваются проемы, и ве-
личина неразрезности определяется обвязочными балками и харак-
теризует схему деформирования системы в целом. Она может работать
как открытое сечение и испытывать депланации сечений в верхней
части здания, где отсутствует заделка, особенно при асимметричной
нагрузке, вызывающей закручивание (рис. IV.9). Дополнительные
касательные напряжения возникают в верхней части здания от
кручения ствола, а полки контура в основании испытывают допол-
нительный изгиб и сдвиг. Влияние несимметричной компоновки
стволов жесткости рассматривалось также в гл. III.
1 Более рационально так проектировать стволы жесткости, чтобы в них
ие возникали растягивающие напряжении. (Прим, перев.).
92
СИСТЕМЫ РАМ С ЖЕСТКИМИ УЗЛАМИ
Рамные каркасы обычно состоят из прямоугольной сетки
горизонтальных балок и вертикальных колонн, соединенных между
собой жесткими узлами. Рамы могут включать в себя внутренние и
наружные стены здания. Конструктивная схема с жесткими рамами
Рис. IV. 10. Системы зданий с несущими рамными каркасами
а — перекрестные рамы; б — наружные н внутренние решетчатые коробки (рамы-оболоч-
кн); в — наружная коробка (оболочка) с внутренним решетчатым стволом; г —парал-
лельные поперечные рамы относительно двух осей; д — параллельные поперечные рамы
с частично несимметричными внутренними колоннами; е — параллельные поперечные
рамы; ж —наружные и внутренние кольцевые коробки (поперечные рамы с радиальной
сеткой); з — поперечные рамы с криволинейной сеткой колонн; и — поперечные рамы
с радиальной сеткой колонн; к — колонны с непрямоугольной сеткой
является экономичной для зданий высотой примерно до 30 этажей
со стальным каркасом и до 20 этажей с железобетонным каркасом.
Некоторые характерные решения зданий с рамным каркасом
показаны на рис. IV. 10. Поскольку на рисунке даны распростра-
ненные схемы расположения колонн, там же приведены прост-
ранственные рамные каркасы (рис. IV. 10, ё). Проведенный анализ
выявил следующие основные типы каркасов:
взаимно перпендикулярные системы параллельных рам (рис.
IV. 10, г — и);
решетчатые коробки (оболочки) (рис. IV. 10, б, в, ж)\
перекрестные рамы в двух направлениях (рис. IV. 10, а);
рамы с полигональной сеткой колонн (рис. IV. 10,к).
93
На рисунках показаны примеры использования этих систем не-
сущих конструкций в зданиях различной формы в плане при разных
сетках колонн:
взаимно перпендикулярные системы параллельных рам:
с прямоугольной сеткой (рис. IV. 10, е);
с прямоугольной общей сеткой и внутренними колоннами
(рис. IV. 10, д);
с радиальной сеткой (рис. IV. 10, ж, и)-,
с криволинейной сеткой (рис. IV. 10, з);
с двумя осями расположения колонн (рис. IV. 10, г);
решетчатые коробки (рамно-оболочковые системы):
наружные коробки с внутрен-
ним решетчатым стволом (рис. IV.
,--ч ( _______к/ 10, е);
Г~~ наружные и внутренние короб-
/ / ки с квадратной сеткой колонн
( ( (рис. IV. Ю, б);
наружные и внутренние короб-
ки с кольцевой сеткой колонн
(рис. IV. Ю, ж\,
Рис. IV.11 перекрестные рамы в двух на-
правлениях с квадратной сеткой
колонн (рис. IV. 10, а);
рамы с полигональной сеткой колонн сложной формы, соответ-
ствующей планировке здания (рис. IV. 10, к).
Приведенные примеры указывают на возможность дальнейшей
классификации каркасных зданий.
Жесткие рамы работают при горизонтальных нагрузках за счет
изгиба балок и колонн (рис. IV. 11). Неразрезность жестких рам за-
висит от прочности и жесткости узловых сопряжений при изгибе,
которые не допускают податливости узлов.
Несущая способность рамы во многом зависит от несущей спо-
собности отдельных балок и колонн, снижается с повышением вы-
соты этажа и увеличением расстояния между колоннами.
Горизонтальный прогиб жестких рам определяется двумя фак-
торами:
1) прогибом от изгиба сооружения как консоли (рис. IV. 12, б).
При восприятии опрокидывающего момента рамы работают как из-
гибаемые вертикальные консольные балки, отдельные волокна ко-
торых испытывают осевые деформации. При этом удлинение и уко-
рочение колонн приводит к горизонтальным перемещениям. Эта фор-
ма прогиба составляет около 20% общей величины горизонтального
перемещения здания;
2) прогибом за счет работы балок и колонн на изгиб (рис. IV. 12, в).
Это явление известно как сдвиговая деформация или искажение
элементов рамы. Горизонтальные и вертикальные сдвигающие си-
лы, действующие на колонны и балки, вызывают изгибающие мо-
менты в этих элементах. При их изгибе рама в целом искажается.
94
a)
На эту форму деформирования приходится около 80% общего пере-
мещения здания, из которых 65% из-за изгиба балок и 15% из-за
изгиба колонн. Кривизна изогнутой формы соответствует эпюре
при сдвигающей нагрузке: угол наклона максимален в основании
здания, где действует наибольшая сдвигающая нагрузка.
Окончательная форма деформации здания определяется сложе-
нием кривых на рис. IV. 12, б, в. Дальнейшее рассмотрение работы
жестких рам приведено в заданиях VI.3—VI.6.
НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ В ВИДЕ БАЛОК-СТЕНОК:
СИСТЕМЫ С ЧЕРЕДОВАНИЕМ И ШАХМАТНЫМ
РАСПОЛОЖЕНИЕМ ФЕРМ
Направления потенциального применения систем со стенами-
балками более подробно рассмотрены в гл. IX. Здесь мы в основном
коснемся балок, высота которых равна высоте этажа и которые рас-
положены перпендикулярно короткой стороне здания. Опирающие-
ся на ряды наружных колонн (рис. IV. 13) балки-стенки могут быть
запроектированы в виде стальных и железобетонных ферм или
сплошных железобетонных стен высотой на этаж.
Наиболее распространенной системой балок-стен являются схе-
мы с решетчатыми конструкциями, располагаемыми в уровне каж-
дого второго этажа (чередованием) или в шахматном порядке
(вразбежку). Характерное здание с чередованием несущих конст-
рукций по высоте показано на рис. IV. 13, а. Фермы устанавлива-
ются через этаж. Они поддерживают плиты перекрытий, уложен-
ные по верхнему и нижнему поясам. Свободное пространство, об-
разуемое при такой компоновке ферм перекрытий, целесообразно
для ряда зданий с функциональными требованиями гибкой плани-
ровки помещений.
В случае шахматного расположения ферм (рис. IV. 13, б) здания
являются более жесткими, чем при системах с чередованием ферм.
В первом случае фермы вразбежку устанавливаются в уровне каж-
дого этажа. За счет использования балок-стенок с высотой, равной
высоте этажа, удается создать довольно большие свободные прост-
ранства в определенных этажах, а пролеты плит перекрытий со-
ставляют только половину пролетов между фермами. Плиты пере-
а)
Г\КЦ/И
V///////Z,
ВМЯВ
7////////Л
№100
7////////Л
1\Г\Г И/1
W/////A
(\1\Г Vl/I
ws/ss/л
S)
Рнс. IV.13:
а — расположение несущих конст-
рукций в уровне каждого второго
этажа; б — расположение ферм в
шахматном порядке (вразбежку)
крытий опираются на верхний пояс
одной фермы и подвешиваются к ниж-
нему поясу другой фермы, располо-
женной в уровне вышележащего эта-
жа. В разрезе схема расположения
ферм напоминает перевязку рядов
кирпичной кладки (см. рис. III.2, и).
Принцип шахматного расположе-
ния ферм является весьма эффектив-
ным при восприятии горизонтальных
и вертикальных нагрузок. В этом слу-
чае расход стали примерно на 40%
меньше, чем при обычных рамно-свя-
зевых конструктивных схемах много-
этажных зданий, и требует значи-
тельно меньшего числа монтажных
соединений. Эта система уже нашла
применение при строительстве зда-
ний высотой до 30 этажей.
Работа зданий с конструкциями в
виде балок-стеиок, расположенных в
уровне каждого второго этажа (рис.
IV. 14, а), четко разграничивает до-
статочно жесткие уровни постановки
ферм, которые деформируются весьма
незначительно. В открытых этажах
для восприятия горизонтальной нагрузки используются только
колонны. Схемы деформирования этих колонн аналогичны схе-
мам работы колонн обычных рам с жесткими узлами (см. задание
VI. 10).
Рис. IV.14
В зданиях с шахматным расположением ферм междуэтажные
перекрытия предполагаются работающими как абсолютно жесткие
горизонтальные диски-диафрагмы, все точки которых испытывают
одинаковые горизонтальные перемещения. Следовательно, фермы
работают как единое целое (рис. IV. 14, а, б). Комбинация раздель-
ных схем их деформирования позволяет аппроксимировать де-
формированное состояние системы в целом (рис. IV. 14, е).
Прогиб здания определяется как прогиб жесткой консольной
балки. Эпюры деформаций показывают, что колонны не следует
рассчитывать на изгибающие моменты, действующие в направле-
нии продольной оси здания. Поэтому плиты перекрытий, работая
как жесткие диафрагмы, передают полную величину ветровой на-
грузки на фермы, которые в свою очередь передают ее на колонны.
Поскольку фермы должны работать на вертикальную поперечную
нагрузку, наличие проемов в балках-стенках вызывает искажение
элементов (см. рис. IV. 14, г) и таким образом приводит к уменьше-
нию жесткости балок.
Наружные колонны могут быть ориентированы своими полками
перпендикулярно фермам, при этом сечение в направлении наиболь-
шей жесткости воспринимает ветровую нагрузку в продольном на-
правлении здания. Горизонтальная жесткость в этом направлении
может быть повышена, например, добавлением обвязочных панелей
для создания рамности конструкций.
РАМНО-СВЯЗЕВЫЕ КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ
Чисто рамные каркасы неприемлемы для зданий выше 30
этажей. Поэтому для восприятия горизонтальных нагрузок полу-
чили развитие системы в виде сочетания рамных каркасов со сте-
нами-диафрагмами. Стены-диафрагмы выполняются либо из железо-
бетона, либо из стальных решеток. Они могут быть в виде замкну-
тых стволов жесткости (вокруг шахт лифтов или лестничных кле-
ток), параллельных внутренних стен внутри здания или вертикаль-
ных решетчатых конструкций в плоскости наружных стен зданий.
Некоторые характерные высотные здания со стволами жесткости
и каркасами показаны на рис. IV. 15. Ограничимся рассмотрением
вопросов геометрии компоновки зданий в плане.
Различие форм в плане предполагает разнообразие возможных
компоновок. Системы со стволами жесткости характеризуются сле-
дующими особенностями (буквы в скобках относятся к различным
диаграммам на рис. IV. 15):
расположение стволов жесткости:
наружные стволы (и);
внутренние стволы: около наружных стен (к) или в пределах
здания (а, б, в, е, ж, з и т.п.);
несимметрично расположенные стволы (г, и);
А 3». 8В7 47
число стволов жесткости:
одиночные стволы (а, б, г, д и т. п.);
развитые стволы (з, у, ф)-,
несколько стволов (в, к, м);
Рис. IV.15. Системы каркасных зданий со стволами жесткости
а —замкнутый центральный ствол жесткости с подвесными плитами перекрытий; б —
замкнутый центральный ствол жесткости с консольными плитами перекрытий; в —замк-
нутые нецентрально расположенные стволы жесткости с каркасом по периметру; г —
замкнутый нецентрально расположенный ствол, внутренний каркас; д — радиальные сте-
ны-диафрагмы. образующие открытый ствол жесткости; е —замкнутый центральный
ствол с наружным каркасом; ж — замкнутый центральный ствол с угловыми колоннами;
з — открытые центральные стволы с торцовыми рамами; и — открытый наружный ствол
с каркасом по периметру; к —замкнутые угловые стволы с внутренним каркасом; л —
замкнутый центральный ствол с каркасом по периметру; м — замкнутые нецентрально рас-
положенные стволы с каркасом по периметру; к — замкнутый центральный ствол с карка-
сом по периметру; о, п—то же; р — замкнутый центральный ствол с внутренним карка-
сом} с — открытый центральный ствол с каркасом по периметру; т--замкнутый централь-
ный ствол с внутренним каркасом; у — открытый центральный ствол с внутренним карка-
сом; ф — замкнутый центральный ствол с внутренним каркасом
форма ствола жесткости:
замкнутые: квадратные, прямоугольные, круглые, треуголь-
ные;
открытые: Х-образные, I-образные, П-образные стволы,
зависящие от формы здания (к, п, ф).
Системы решетчатых диафрагм классифицированы по характе-
ру их работы при горизонтальных нагрузках и отнесены к одному
из следующих трех типов.
Шарнирные системы решетчатых диафрагм (см. рис. IV. 19, а).
Поскольку ригели каркаса имеют шарнирные соединения, каркас
воспринимает только вертикальные нагрузки. При этом горизон-
тальные нагрузки приходятся на стены-диафрагмы.
Шарнирные системы из балок Виренделя и стен- диафрагм. Го-
ризонтальные нагрузки воспринимаются стенами-диафрагмами и
рамной системой (в виде балок Виренделя). В качестве примера на
рис. IV. 16 показано здание с двумя наружными стенами-диафраг-
мами вдоль короткой стороны здания. На эти степы приходится
только половина общей ветровой нагрузки. Другая половина вос-
принимается стволом жесткости. Внутренние и наружные продоль-
ные рамы работают только на вертикальные нагрузки.
Взаимодействие жестких рам и стен-диафрагм. Использование
только стен-диафрагм для восприятия горизонтальных нагрузок
неприемлемо при высоте зданий более 150 м. В этом случае размеры
стволов жесткости становятся слишком большими и не соответству-
ют своему функциональному назначению (размещение систем вер-
тикального транспорта и энергоснабжения). Но и тогда прогиб зда-
ния может быть достаточно велик, что вызовет растрескивание пере-
городок и окон, а также неприятные психологические реакции оби-
тателей здания.
Горизонтальная жесткость значительно увеличивается при при-
менении для восприятия горизонтальных нагрузок не только системы
стен-диафрагм, но и рамных каркасов с жесткими узлами. Полный
прогиб такой комбинированной системы складывается из прогиба
при разных схемах деформирования (рис. IV. 17).
4*
Форма сдвигового деформирования жесткой рамы. Этот прогиб
только схематично показан на рис. IV. 17, а. Отметим, что угол
наклона оси достигает максимальной величины в основании соору-
жения, где действует максимальная перерезывающая сила.
Деформирование стены-диафрагмы по форме изгиба. Стена-диаф-
рагма на рис. IV. 17, б может быть в виде сплошной железобетон-
ной стены или в виде вертикальной стальной решетчатой конструк-
ции. Она проектируется как внутренний ствол, как система парал-
лельных внутренних стен или как наружная стена. Система рабо-
тает как изгибаемая вертикальная консольная балка. Отметим, что
угол поворота достигает максимума вверху здания, т. е. в этой части
здания вклад системы стен-диафрагм в жесткость сооружения ми-
нимален.
Взаимодействие каркаса и стены-диафрагмы (рис. IV. 17, в) про-
является в наложении раздельных форм прогиба и приводит к S-
образной кривой деформирования. Поскольку характеристики про-
гиба стены-диафрагмы и рамы различны, стена-диафрагма отталки-
вается рамой в верхней части здания и притягивается к ней в ниж-
ней части. Поэтому горизонтальная сдвигающая нагрузка от ветра
воспринимается в основном рамой в верхней части здания и стеной-
диафрагмой внизу. Взаимодействие двух систем несущих конструк-
ций рассмотрено в задании VI.7.
КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ С БЕЗБАЛОЧНЫМИ ПЛИТАМИ
ПЕРЕКРЫТИЙ
Система безбалочных перекрытий состоит из сплошных или
многослойных железобетонных плит, непосредственно опирающихся
на колонны, что исключает необходимость применения несущих кон-
струкций каркаса для перекрытий (ригелей). Это приводит к наи-
меньшей высоте перекрытия, т. е. к схеме, обладающей бесспорными
100
экономическими преимуществами. В связи с концентрацией напря-
жений сдвига вокруг колонн часто применяются надкапительные
плиты или капители колонн. Перекрытия без надкапительных плит
часто называются плоскими перекрытиями. Эта система может
быть хорошо приспособлена к нерегулярной сетке колонн.
К некоторым недостаткам систем с плоскими плитами относятся:
нерациональность использования при больших постоянных на-
грузках;
возможность появления больших прогибов плит из-за малых от-
ношений высоты перекрытия к пролету;
возможность использования при сравнительно небольших про-
летах (4,5—7,6 м или до 10,5 м при последующем натяжении арма-
туры) ограничивает область их применения зданиями с частым рас-
положением перегородок в плане, например жилыми домами.
В зависимости от отношения высоты здания к его ширине систе-
мы плоских перекрытий могут иметь в качестве несущих конструк-
ций только колонны или дополнительно опираться на стены-диаф-
рагмы, которые увеличивают горизонтальную жесткость здания.
Монолитность работы железобетонных конструкций проявляет-
ся в том, что здание воспринимает горизонтальные нагрузки как
единое целое. Не следует думать, что горизонтальные нагрузки пол-
ностью воспринимаются более жестким стволом и стенами-диафраг-
мами, а плиты и колонны не оказывают влияния на прочность и жест-
кость конструкций здания.
Плоские плиты перекрытий, несмотря на относительную гиб-
кость, обеспечивают прочность конструкций благодаря их неразрез-
ности со стенами-диафрагмами и колоннами. Можно себе пред-
ставить, что часть плиты работает как пологая балка, связанная с
колоннами, и таким образом обеспечивает рамность работы конст-
рукций.
' Следовательно, поведение всей системы аналогично связанной
системе ствола жесткости и рамы. Характер работы зданий с плоски-
ми перекрытиями иллюстрируется на рис. IV. 17. Горизонтальные
сйлы в верхней части воспринимаются в основном рамой, а в нижней
части — стенами-диафрагмами или стволом жесткости.
ВЗАИМОДЕЙСТВИЕ СИСТЕМЫ СТЕН-ДИАФРАГМ
С КАРКАСОМ ПРИ НАЛИЧИИ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ
ПОЯСОВ ЖЕСТКОСТИ
Связевой каркас (т. е. здание с каркасом и стенами-диаф-
рагмами) становится неэффективным при высоте более 40 этажей,
так как для устройства достаточно прочных и жестких связей необ-
ходим большой расход материалов. Эффективность конструкций мо-
*жет быть повышена примерно на 30% за счет использования гори-
зонтальных решетчатых поясов, связывающих каркас со стволом
жесткости. Пояса жестко соединяются с конструкциями ствола н
шарнирно с наружными колоннами. При изгибе ствола жесткости
101
пояса работают как распорки, передающие осевые напряжения не-
посредственно колоннам по периметру здания. Эти колонны в свою
очередь работают как стержни, препятствующие прогибу ствола.
Таким образом, ствол полностью воспринимает горизонтальные
сдвигающие силы, а горизонтальные пояса передают вертикальную
сдвигающую нагрузку от ствола на каркасные конструкции наруж-
ных стен. При этом здание работает как единое целое по схеме, ана-
логичной схеме консольного стержня коробчатого сечения.
В здании можно устроить один или несколько горизонтальных
поясов жесткости. Чем больше используется поясов, тем выше сте-
пень совместной работы ствола и
71 11 наружных колонн. Они могут быть
а) размещены в тех местах внутри
здания, где диагональные связи не
мешают функциональному назна-
чению здания (например, в уров-
нях технических этажей). Разме-
щение горизонтальных поясов же-
сткости вверху и посередине высо-
ты здания представляется достаточ-
но экономичным до высоты пример-
но 60 этажей.
Эпюра напряжений на рис.
IV. 18 иллюстрирует эффективность
шарнирного сопряжения поясов
жесткости с наружными колонна-
ми по сравнению с их жестким со-
единением. Если бы пояса жест-
Рис. IV.18. Эпюры напряжений при
сопряжениях
а —жестком; б — шарнирном; / — стены
ствола жесткости; 2 — наружные ко*
лонны
кости были неразрывно связаны с
колоннами, все здание работало бы
как единая система, используя
только несколько процентов не-
сущей способности ствола на из-
гиб, так как его стены расположены сравнительно близко к ней-
тральной оси здания. Об этом свидетельствует эпюра распреде-
ления напряжений в жесткой системе (рис. IV. 18, а).
С другой стороны, упругие консольные элементы, защемленные
в стволе жесткости и шарнирно связанные с наружными колонна-
ми, в большей мере способствуют повышению несущей способности
ствола жесткости на изгиб и работе наружных колонн как элемен-
тов жесткой системы (см. рис. IV. 18, б). Однако поскольку шарнир-
ные сопряжения не вызывают изгибающих моментов в колоннах,
их несущая способность при осевых нагрузках увеличивается. Ха-
рактер деформирования здания с решетчатым стволом и поясами
жесткости при горизонтальной нагрузке показан на рис. IV. 19. Ког-
да рама шарнирно соединяется со стволом жесткости, он работает
как консоль, а верх ствола может поворачиваться. Рама плохо со-
противляется такому повороту. Если рама связана со стволом с по-
102
мощью поясов жесткости (рис. IV. 19, б), то поворот верха системы
ограничен, так как колонны по периметру связывают пояса жест-
кости с низом здания и в колоннах не возникает изгибающих момен-
тов. Частичное защемление верха системы отражается на форме эпю-
ры моментов. Система не работает больше как чистая консоль, по-
скольку имеет защемления вверху и внизу. В результате получа-
ется S-образная кривая деформаций с нулевым изгибающим момен-
том в точке перегиба. Изгибающий момент в основании здания мень-
ше, чем в случае, показанном на рис. IV. 19, а.
Рие. IV. 19
Прочность и жесткость системы еще более увеличивается при
введении дополнительных поясов в промежуточных уровнях по вы-
соте здания (рис. IV. 19, в). В уровне каждого пояса жесткости
поворот системы затруднен. Жесткость в этих уровнях определяет
скачки на эпюре изгибающих моментов. В уровне основания изги-
бающий момент еще больше снижается в связи с появлением осевых
усилий от горизонтальных нагрузок. При этом горизонтальное пере-
мещение здания также уменьшается.
КОРОБЧАТЫЕ СИСТЕМЫ
Современному направлению развития методов проектиро-
вания строительных конструкций соответствует концепция короб-
чатой схемы, предложенной Ф. Кханом. В настоящее время четыре
из пяти самых высоких зданий в мире запроектированы по короб-
чатой схеме (трубы). К ним относятся Джон Хэнкок Билдинг, Сирс
Билдинг1, здание компании «Стандард Ойл» в Чикаго и здание Уорлд
Трейд Сентр в Нью-Йорке (см. рис. IV.20, д, з, е и ж соответствен-
но). Коробчатые системы настолько эффективны, что в большинстве
случаев суммарный расход материалов на 1 м2 полезной площади со-
поставим с расходами для традиционных рамных конструкций с
Высотой зданий, вдвое меньшей.
1 Это здание встречается в литературе также под названием «Сирс Тау-
®Р>. (Прим. науч, ред.)
Расчет зданий по коробчатой схеме предполагает, что наружи)
конструкции воспринимают горизонтальные нагрузки как конам
ный замкнутый полый стержень коробчатого сечения. Поскольку г
ружные стены воспринимают всю или бдлыпую часть ветровых г
грузок, стоимость внутренних элементов связей и стен-диафра
ограничена. Стены наружной коробки состоят из близко распо/
женных по периметру здания колонн, связанных между собой обг
зочными балками. При этом фасад здания выглядит как перфор
Рис. 1V.20. Несущие конструкции зданий, решенных по коробчатой схеме
а — коробчато-ствольная; б —коробчатая из балок Виренделя' (стальная простраист
ная беэраскосиая решетка); в — коробчато-ствольная; а —с диагональными связями
железобетона; д — коробчатая со стальной раскосной решеткой наружных стен; е, 9
коробчатая из балок Виренделя; з — многосекциоиная коробчатая; и — решетка из
лонн и диагональных элементов; к — решетчатая конструкция с балками н диагональ
ми элементами; л — решетчатая конструкция с диагональными элементами
рованная стена. Жесткость конструкции наружных стен может 61
еще более повышена с помощью диагональных связей, обеспечив;
щих работу конструкций по типу ферм. Жесткость коробки насто
ко высока, что она работает при горизонтальных нагрузках как к
сольная балка.
Как будет показано ниже, наружная коробка может полное
воспринимать все горизонтальные нагрузки, а ее ужесточение
жет быть достигнуто с помощью диагональных связей определен
конфигурации. В дальнейшем мы рассмотрим разные методы ]
чета коробчатых систем, которые применяются в настоящее время.
В этом разделе рассмотрены следующие вопросы:
*' наружная коробка:
коробка в виде пространственной безраскосной решетки;
коробка в виде пространственной раскосной решетки;
решетчатая коробка из колонн и диагональных связей;
решетчатые коробки из диагональных элементов;
_ наружная коробка с внутренними связями:
коробка с параллельными стенами-диафрагмами;
коробка с центральным стволом;
модифицированная коробка:
решетчатая коробка с жесткими рамами;
внутренняя коробка с наружными стенами-диафрагмами;
многосекционная коробка.
Наружная коробка
Коробка в виде пространственной ^безраскосной решетки.
Решетчатая коробка была впервые применена в 43-этажном жилом
здании Девитт Честнат, построенном в Чикаго в 1961 г. Наружная
коробка в виде пространственной безраскосной решетки состоит из
близко расположенных прямоугольных колонн и балок, которые
жестко соединены1, и воспринимает горизонтальные нагрузки без
использования внутренних конструкций. Внутренние колонны рас-
считываются только на вертикальные нагрузки и не влияют на жест-
кость коробки (рис. IV.21). Жесткие перекрытия работают как диаф-
рагмы, перераспределяющие горизонтальные нагрузки между на-
ружными стенами.
Другими примерами проектирования и строительства зданий
по коробчатой схеме с безраскосной решеткой являются 83-этажное
здание компании «Стандард Ойл» в Чикаго и 110-этажное здание
Уорлд Трейд Сентер в Нью-Йорке (рис. IV.20, е, ж). Эти здания
имеют внутренние стволы, но они не рассчитаны на восприятие го-
ризонтальных нагрузок, поэтому все здание работает по коробча-
той схеме.
Коробчатая схема с безраскосной решеткой (труба Виренделя)
является логическим развитием конструктивной схемы зданий с
традиционным жестким каркасом. Такая система характеризуется
повышенной жесткостью в горизонтальном направлении и при кру-
чении, а также определенными возможностями в отношении гибкой
внутренней планировки. Сетка колонн и балок наружных стен на-
столько густая, что ее можно использовать в качестве переплетов
остекления (рис. IV.21).
Было бы идеально в расчетном отношении, если бы в этихснсте-
мах наружные стены при горизонтальных воздействиях работали как
1ЛримЯн^1° наРУжиы* стен называют коробкой нз балок Внренделя.
ТЛЕ
единое целое на чистый изгиб. В этом случае все колонны, образую-
щие решетку коробки, работали бы аналогично фибровым волокнам
балки и испытывали осевое растяжение или осевое сжатие. Рав-
номерная эпюра распределения напряжений показана пунктирной
линией на рис. IV.22.
Однако действительный характер работы коробки является про-
межуточным между схемами деформирования здания как изгибае-
мой консоли и чисто рамной системы. Стороны коробки, параллель-
ные направлению ветра, стремятся работать как независимые мио-
гопролетные жесткие рамы при опре-
деленной гибкости обвязочных балок.
Эта гибкость является результатом
искажения схемы от сдвига, которое
называется депланацией при сдвиге.
При этом колонны и балки работают
на изгиб. Эта схема работы, характер-
ная для жестких рам, рассматрива-
лась выше (рис. IV.12, в).
Рис. IV.21. Стеновая ко- Рис. IV.22
робка в виде пространст-
венной жесткой безрас-
косной решетки
Влияние деплаиации сечения на работу коробки проявляется
в нелинейном распределении осевых нагрузок на колонны наруж-
ной оболочки, при этом узловые колонны испытывают большие на-
грузки, чем промежуточные колонны (см. рис. IV.22). Кроме то-
го, общая форма здания не похожа на консольную -изгибаемую бал-
ку, так как повышается значение деформаций сдвига.
Влияние сдвига на эффективность коробчатых систем весьма
значительно, и все последние исследования были направлены на
преодоление этих затруднений. Конструктивная схема в виде решет-
чатой безраскосной коробки, по-видимому, экономична для зданий
со стальным каркасом до 80 этажей и с железобетонным каркасом до
60 этажей. Приближенный метод расчета коробки рассмотрен в за-
дании VI.11.
Коробка в виде пространственной раскосной решетки. Харак-
терным недостатком коробок в виде безраскосной решетки явля-
ется гибкость обвязочных балок. Их жесткость существенно повы-
1 ПА
щается при установке дополнительных диагональных связей. Тог
да сдвигающие усилия воспринимаются не обвязочными элемента'
ли, а непосредственно диагоналями связей, которые работают н<
осевые усилия. Снижение сдвиговых деформаций коробки приво
дит к работе зданий практически по схеме изгибаемой консолг
(рис. IV.23).
Решетчатая коробка из колонн и диагональных связей. В это!
системе диагонали включаются в прямоугольную сетку балок и ко
донн (рис. IV.20, д, и). Вместе с обвязочными балками диагоналг
обеспечивают (как для стены-диафрагмы) жесткость при восприя
тин горизонтальных нагрузок. Диагонали
воспринимают не только основную часть
ветровых нагрузок, но и работают как на-
клонные колонны
грузки.
на вертикальные на-
Рис. IV.23
В большинстве случаев сжатие от вертикальных нагрузок hi
превышается растяжением от горизонтальных сил. Подобное двой
ное функциональное назначение диагональных элементов делае
такую систему весьма эффективной для очень высоких зданий (при
мерно до 100 этажей при стальном каркасе).В этой схеме расстояни'
между колоннами можно принимать намного больше, чем в короб
'чатой схеме с безраскосной решеткой.
Существенной характерной особенностью этой системы являет
ся ее способность распределять сосредоточенную нагрузку практи
чески по всему сооружению, как показано на рис. IV.24, для первы:
56 этажей здания Джон Хэнкок Билдинг в Чикаго. Обвязочные бал
кн воспринимают вертикальные нагрузки между колоннами и ра
ботают как,связи, препятствующие деформированию перекрыти!
из плоскости. Таким образом повышается эффективность работы диа
гоналей^как основной системы перераспределения нагрузок.
Интересное решение’диагоналей в наружных железобетонны:
стенах было’предложенб^в студенческом проекте (рис. IV.20, г), гд
Диагонали^создавались путем заполнения оконных проемов по схе
ме раскосов.
1П
Решетчатая коробка из диагональных элементов. В этой системе
решетка коробки образуется с помощью близко расположенных
диагоналей без вертикальных колонн (рис. IV.20, к, л). Диагонали
работают как наклонные колонны, воспринимая все вертикальные
нагрузки и повышая жесткость сооружения при ветре. Диагонали
могут быть объединены горизонтальными балками.
Применение диагоналей для восприятия горизонтальных нагру-
зок является очень эффективным решением, однако они менее эко-
номичны с точки зрения передачи вертикальных нагрузок на осно-
вание, чем вертикальные колонны. Более того, большое число тре-
буемых соединений диагональных элементов и трудности в распо-
ложении оконных проемов делают решения в виде сетчатых труб,
как правило, неприемлемыми.
Наружная коробка с внутренними связями
Наружная решетчатая коробка может быть усилена в плане
устройством дополнительных диагоналей или постановкой внутри
здания стен-диафрагм и стволов жесткости. Несколько принципов
организации систем внутренних связей рассматриваются ниже.
Коробка с параллельными стенами-диафрагмами. Жесткость
наружной коробки может быть увеличена включением в конструк-
ции здания внутренних стен-диафрагм. Можно представить себе
стены наружной коробки в виде полок большой составной балочной
системы, в которой функции стенок выполняют стены-диафрагмы.
Напряжения в наружной коробке создаются в основном за счет осе-
вых усилий, а искажение от сдвига сведено к минимуму.
Примеры на рис. IV.25, а и б соответственно иллюстрируют два
принципа: широкий шаг наружных колонн с подкреплением их сте-
нами-диафрагмами и узкий шаг наружных колонн только с двумя
стенами-диафрагмами.
Коробка с центральным стволом. Жесткость здания коробчатой
схемы может быть существенно повышена устройством ствола жест-
кости для восприятия не только вертикальных, но и горизонталь-
ных нагрузок. Перекрытия связывают наружную коробку и внут-
ренний ствол, и при горизонтальных нагрузках обе конструкции
работают как единое целое.
Характер реакции коробчато-ствольной системы на ветер ана-
логичен работе каркаса с диафрагмами жесткости. Однако наружная
решетчатая коробка намного жестче, чем рамный каркас.
На рис. IV.26 показано, что наружная коробка воспринимает
бдльшую часть ветровой нагрузки в верхней части здания, в то вре-
мя как ствол воспринимает бдльшую часть нагрузки в нижней час-
ти.
Конструктивная коробчато-ствольная схема была использована
для 38-этажного здания Брансвнк Билдинг в Чикаго и 52-этажного
Уан Шелл Плаза Билдинг в Хьюстоне2(рис. IV.20, в).
X
Развивая в дальнейшем этот принцип, проектировщики 60-этаж-
ного административного здания в Токио (рис. IV.27) использовали
три коробки. В этой конструкции ветровые нагрузки воспринима-
ются только наружной коробкой, а все три коробки, соединенные
5)
•перекрытиями (горизонтальными диафрагмами), работают при вос-
. приятии сейсмических нагрузок, которые представляют собой важ-
ный фактор при проектировании зданий в Японии.
Рис. IV.26
Модифицированная коробка. Применение коробчатых схем наи-
более эффективно в круглых и почти квадратных в плане зданиях.
При искажении формы зданий для обеспечения совместной работы
109
конструкций необходимы специальные мероприятия, которые рас-
смотрены на двух следующих примерах.
Решетчатая коробка с жесткими рамами. Шестиугольная фор-
ма в плане 40-этажного административного здания в Шарлотте
(рис. 1V.28) вынудила проектировщиков видоизменить принципы
конструктивного решения коробчатой схемы. Острые углы этого
шестиугольного в плане здания вызывают концентрацию сдвига-
ющих усилий и таким образом затрудняют эффективное исполь-
зование коробчатой схемы. Установка дополнительных жестких
Рис. IV.28
рам в поперечном направлении позволяет связать наружные стены.
Таким образом стены по сторонам треугольников были усилены
жесткими рамами. Связь стен по периметру здания позволила обес-
печить эффективность работы сооружения как коробчатой системы.
Внутренняя коробка с наружными стенами-диафрагмами. Не-
регулярность в плане 32-этажного здания Вестерн Пенсильвания
Нэйшнл Бэнк в Питтсбурге (рис. IV.29) явилась причиной другого
подхода к созданию коробчатой системы. В большинстве зданий ха-
рактер работы системы как коробки обеспечивается наружными
стенами. В этом же здании два взаимно пересекающихся восьми-
угольника образуют в центральной части здания коробчатую кон-
струкцию.
Две крайние стороны здания усилены системами каркасных стен,
образующих в плане сечения типа швеллера. Ветровая нагрузка
воспринимается комбинацией внутренней коробки и развитых тор-
цовых наружных стен (стен-диафрагм).
Многосекционная коробка. Одно из направлений развития ко-
робчатых систем в последние годы связано с разработкой модуль-
ных или многосекционных коробок. Эта система применена для
ПО
знания Сирс Билдинг в Чикаго (рис. IV.20, з), самого высокого зда-
ния в мире в настоящее время.
Наружная решетчатая стеновая коробка усилена внутренними
взаимно перпендикулярными стенами (рис. IV.30). При этом обра-
зуется многосекционная коробка. Отдельные коробки обладают не-
зависимой несущей способностью, могут быть объединены в любую
форму и возведены до любого уровня. Другим преимуществом систе-
мы многосекционных коробок является возможность получения
весьма большого свободного пространства внутренних помещений.
Внутренние межсекционные стены работают на сдвиг как стенки
развитой консольной балки и таким образом снижают до минимума
перекос несущих конструкции.
Кроме того, они обладают допол-
нительной изгибной прочностью.
Работа такой системы харак-
теризуется эпюрой распределения
напряжений, приведенной на рис.
IV.30. Межсекционные стены, па-
раллельные направлению ветра,
воспринимают горизонтальный
сдвиг и вызывают концентрацию
напряжений в местах пересечения
с перпендикулярными к ним сте-
нами, подчеркивая индивидуальный
характер работы каждой коробки.
Отметим различие в распределе-
нии нормальных напряжений по
сравнению с одиночной коробкой
(когда внутренние стены отсутст-
вуют). Вертикальные стены-диаф-
рагмы стремятся равномерно рас-
Рис. IV.30
111
пределить осевые напряжения, но влияние перекоса при сдвиге
все же заметно. Однако отклонение от формы эпюры для идеальной
коробки,£которая показана пунктирной линией, является не очень
существенным.
ЗДАНИЯ комбинированной конструкции
В сооружениях комбинированной конструкции, получив-
ших развитие в последнее время для увеличения боковой жесткости
каркасов небоскребов, стремятся обеспечивать совместную работу
железобетонных и стальных конструкций. Этот принцип в течение
ряда лет использовался применительно к отдельным конструктив-
ным элементам, таким, как перекрытия (см. гл. VII) и колонны.
Однако проектирование всего здания из комбинированных конст-
рукций представляет собой совершенно новый подход. Ниже рас-
сматриваются два конкретных решения, использующих эту кон-
цепцию.
Здания с коробчатыми комбинированными конструкциями. В си-
стеме, предложенной Скидмором, Оуингсом и Мерриллом, наружный
стальной каркас усилен перфорированной стеной из монолитного
железобетона. В результате форма здания при горизонтальном про-
гибе напоминает схему работы жесткой консольной трубы короб-
чатого стержня. Такой подход обеспечивает скорость возведения
и высокую несущую способность стальных конструкций, их огне-
защиту, теплоизоляцию, боковую жесткость и удобство воз-
ведения железобетонных ограждающих стен. Это решение приме-
нено в 36-этажном здании Гэйтвэй III в Чикаго, 50-этажном Уан
Шелл Сквэр Тауэр в Нью-Орлеане, 24-этажном СДС Билдинг в
Хьюстоне, в которых предварительно изготовленные панели выпол-
няли функцию опалубки для монолитного железобетона.
Процесс возведения складывается из монтажа в первую оче-
редь стального каркаса на высоту 8—10 этажей. Поскольку наруж-
ные колонны воспринимают только монтажные нагрузки, они лег-
че внутренних колонн. Для боковой устойчивости наружная рама
временно раскрепляется тросами. Затем устанавливается ячеис-
тая стальная опалубка и бетонируются перекрытия, связывающие
каркас и вовлекающие в работу внутренние конструкции. После
установки арматурных каркасов и опалубки вокруг колонн и обвя-
зочных балок производится бетонирование неразрезных стен с прое-
мами. Этот процесс повторяется с интервалом 8—10 этажей (рис.
IV.31).
Различные перемещения наружных сталежелезобетонных ко-
лонн и внутренних стальных колонн вызывают определенные труд-
ности. Специальная конструкция сопряжения ригелей должна преду-
сматриваться для компенсации неодинакового укорочения колонн
вследствие упругих деформаций, усадки и ползучести (рис. IV.32).
Поскольку в этой системе все горизонтальные нагрузки воспри-
нимаются наружной коробкой (оболочкой), внутренние колонны и
112
ригели, работающие только на вертикальные нагрузки, могут быть
рачительно легче. На верхних этажах здания, где площадь ствола
ЛЕегткости уменьшается, полезная площадь перекрытий становится
больше.
Рис. IV.31. Схема здания с коробчатыми комбинированными конст-
рукциями
/ — колонна; 2 — перекрытие: 3 — арматурные каркасы; 4— гибкие связи;
® — железобетонная наружная стена
Компания «Рейд энд Тэрикс Ассошиэйтс» в Сан-Франциско раз-
работала другую систему комплексной коробчатой конструкции.
° качестве несущих элементов наружных стен использованы сталь-
Рис. 1V.32;
1 — внутренняя стальная колонна; 2 —
наружная обетонированная стальная
колонна; 3 — при завершении строи-
тельства; 4 — через несколько лет
Рис. IV.33 к
ные обвязочные ригели и трубчатые стальные колонны, заполнег
ные бетоном (рис. IV.33).
В этом случае наружная оболочка также обладает достаточно
жесткостью для восприятия всех горизонтальных нагрузок. Изгс
товленные на заводе блоки состоят из стер
“'г жня трубчатой колонны длиной на два этаж
Рис. IV.34:
/ — стальной лист; 2 —
ребро; 3 — окно; 4 —
внутренняя степа; 5 —
настил пола; 6 — бетон;
7 —ригель; 8 — уголок
жесткости
и двух консольных элементов стальных pi
гелей. Эти блоки соединяются на болтах в се
редине пролета балок и высоты колонн, т. е
в местах наименьших напряжений при гори
зонтальных нагрузках. Ригели не прерь
ваются в местах пересечения с колоннами
где имеют место наибольшие напряжения,
проходят через колонны, к которым присс
единяется только стенка. Таким образок
число мест концентрации напряжений в у:
ловых сопряжениях существенно уменьшенс
Плоские стены заполнения. Обычно н
стальные колонны навешиваются стеновы
панели. В этом случае они являются йене
сущими элементами и предназначены тольк
для ограждения внутреннего пространстве
Мис ван дер Роэ был первым архитекторок
который ввел стальное заполнение в систем
наружных стен высотных зданий. В жилы
зданиях 860 Лейк Шор Драйв он использова
стальные листы толщиной 8 мм для огражде
ния огнезащитного слоя бетона стальног
каркаса. Если это заполнение связать с пс
мощью анкеров с железобетоном, то оно вь
полняет не только функции защиты от внец
114
ней среды, оконных переплетов и элементов архитектуры, но и
служит для повышения жесткости (рис. IV.34). Первоначально
сопротивление горизонтальному перекосу обеспечивалось в наи-
более жестких каркасах с помощью ригелей. Однако совмест-
ная работа стальной оболочки сталежелезобетонной рамы увели-
чила прочность при горизонтальных нагрузках настолько, что ста-
ло возможным применение внутренних ригелей меньшей жесткости.
Более того, горизонтальный прогиб снижается на 20—50% без
увеличения веса здания. Поскольку стальное заполнение не защи-
щено от огня, нормы не разрешают использовать его в качестве опо-
ры для восприятия вертикальных нагрузок.
Принцип использования ограждающих стен для эффективного
восприятия горизонтальных нагрузок и комбинирования в конст-
рукции лучших свойств железобетона и стали в настоящее время
начинает применяться в практике проектирования и строительства.
Область его использования благодаря высокой эффективности кон-
структивного решения будет непрерывно расширяться.
СРАВНЕНИЕ СИСТЕМ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИИ
ВЫСОТНЫХ ЗДАНИИ
В этой части рассмотрены разные конструктивные схемы вы-
сотных зданий и показано, что каждая схема экономически целе-
сообразна для зданий определенной высоты или отношений высоты
к ширине. На рис. IV.35 приведены результаты такого сравнения,
выполненного Ф. Кханом. Конструктивные решения из стали и же-
лезобетона рассмотрены отдельно. Определенные высоты, указан-
ные для разных схем, не следует считать абсолютными. Так, 102-этаж-
ное здание Эмпайр Стэйт Билдинг, характеризуемое совместной
системой жесткого каркаса и стен-диафрагм, отмечено как зда-
ние, применимое для высот менее 40 этажей. График построен в по-
рядке экономической эффективности (оптимальности), показателем
которой принят расход материала в фунтах на 1 кв. фут (вес несу-
щих конструкций всего здания, поделенный на общую полезную
площадь).
' Здания низкой и средней этажности обычно рассчитываются на
вертикальные нагрузки, а затем проверяются при горизонтальных
воздействиях. Высотные здания значительно в большей степени под-
вержены горизонтальным воздействиям. Рис. IV.36 отражает резкий
рост расхода материалов, необходимых для восприятия горизон-
тальных нагрузок пятипролетным зданием со стальным каркасом.
В зависимости от вертикальных нагрузок вес здания увеличивается
пбчти линейно с ростом числа этажей. Однако расход материалов
’ при восприятии горизонтальных нагрузок возрастает со значитель-
но большей скоростью. Следующий пример иллюстрирует нецеле-
сообразность использования принципа жесткого каркаса с расхо-
дом стали около 55 фунт/кв. фут (268 кгс/м2) для 90-этажного зда-
ния по сравнению с коробчатой системой, имеющей расход только
115
34 фунт/кв. фут (166 кгс/м4) (например, для здания Стандард Ойл
Билдинг в Чикаго). Наиболее эффективным является конструктивное
решение, для которого суммарные напряжения от ветра и верти-
кальных нагрузок превышают напряжения от вертикальных нагру-
зок не более чем на 33%.
Рис. IV.35:
а — каркас; б — стена-диафрагма; в—каркас и стены-диафрагмы; г — наружная безрас-
косная решетчатая коробка; д — коробка с центральным стволом; е — многосекцнонная
коробка (предложение); ж — безраскосвая решетчатая коробка с внутренними стенамн-
днафрагмамн (предложение); з—фермы в шахматном порядке; и —каркас с жесткими
узлами; к — каркас и стены-диафрагмы; л — решетчатые пояса; м — безраскосная ре-
шетчатая коробка; к — раскосная решетчатая коробка с внутренними колоннами; о —
многосекцнонная коробка; л — мегасистема в виде наружной раскосной решетчатой ко-
робки (предложение)
Нормы позволяют увеличивать допускаемые напряжения для
материалов несущих конструкций на 33% в случае совместного уче-
та вертикальных и ветровых или сейсмических нагрузок. Выбор
конкретного конструктивного решения для определенной высоты
здания осуществляется в соответствии с пунктирной линией на
рнс. IV.36.
Удельный расход материалов для некоторых наиболее характер-
ных схем высотных зданий приведен в табл. IV. 1. Система в виде
1 1А
рам и стен-диафрагм здания Эмпайр Стэйт Билдинг далека от опти-
мального решения, поскольку расход стали 42,2 фунт/кв. фут
’(206 кгс/м2) достаточно велик по сравнению с 29,7 фунт/кв. фут
(145 кгс/м2) для коробчатой системы Джон Хэнкок Сентер. Еще
больший контраст наблюдается между 60-этажным зданием Чэйз
Рис. IV.36. Расход материалов несущих конструкций в фунтах на 1 кв. фут
площади перекрытий
I — при применении оптимальных конструктивных систем; 2 —колонны (стены); 3 — не-
сущие элементы перекрытий; 4 — материал, расходуемый на восприятие горизонтальных
нагрузок; 5 — материал, расходуемый на восприятие вертикальных нагрузок; 6 — мате-
рная, расходуемый на обеспечение прочности при вертикальных н горизонтальных на-
грузках
Манхэттен Билдинг с расходом 55 фунт/кв. фут (268 кгс/м2) и не-
много меньшим по высоте 54-этажиым зданием IDS Билдинг, имею-
щим расход только 17,9 фунт/кв. фут (87 кгс/м2).
Здание Чэйз Манхэттен Билдинг представляет собой больше-
пролетную жесткую раму, в которой для восприятия горизонталь-
ных ветровых нагрузок требуются ригели развитого сечения. Эф-
фективность конструкций IDS Билдинг обусловлена использованием
системы с решетчатыми поясами жесткости. Несопоставимость рас-
ходов стали необязательно свидетельствует о недостатках конструк-
тивного решения. Например, для здания Сивик Сентер в Чикаго
израсходовано почти вдвое больше стали, чем для других зданий по-
добной высоты. Но для этого здания необходимо было выполнить
117
Таблица IV.1
Год Число этажей Отношение высоты к ширине Расход метал- ла, кгс/м2 (фунт/кв. фут) Здание
1930 102 9,3 206 Эмпайр Стэйт Билдинг, Нью-Йорк
1968 100 7,9 (42,2/ 145 Джон Хэнкок Сентер, Чикаго
1972 ПО 6,9 (2»,/) 180 Уорлд Трэйд Сентер, Нью-Йорк
(37)
1974 109 6,4 161 Сирс энд Роенбук, Чикаго
1963 60 7,3 (Об) 268 Чэйз Манхэттен, Нью-Йорк
1969 60 5,7 (55,2) 185 Ферст Нэшнл Бэнк, Чикаго
1971 64 6,3 (38) 146 U S Стил Билдинг, Питтсбург
1971 57 6,1 (30) 87 IDS Сентер, Миннеаполис
(17,9)
1957 42 5,1 137 Сигрэм Билдинг, Нью-Йорк
1970 41 4,1 (28) 102 Бостон н К0 Билдинг, Бостон
1965 30 5,7 (21) 185 Снвнк Сентер, Чикаго
1969 26 4 (38) 127 Алкоа Билдинг, Сан-Фраицнско
1971 10 5,1 (2Ь) 30,7 Лоу Инкам Хаузинг, Броктон, Мас-
(6.3) сачусетс
функциональные требования к размерам и расположению внутрен-
них помещений. Поэтому пролет ригелей был принят равным 26,5 м,
а высота намного превышала обычную (общая высота 30 этажей рав-
нялась 195 м). Здания, предназначенные исключительно для адми-
нистративных целей, имеют большие нагрузки и значительную вы-
соту этажа 3,65—4,3 м. В случае использования части администра-
тивного здания под жилые помещения нагрузки снижаются и высо-
ты этажей принимаются меньшими — 2,74—3,35 м.
Анализируя разнообразные конструктивные решения, рассмот-
ренные в данной главе, по-видимому, можно выбрать оптимальную
схему для любого типа здания.
Глава V
ДРУГИЕ ПРИНЦИПЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
С УЧЕТОМ ОГРАНИЧЕНИЯ ПРОГИБА ЗДАНИИ
В последние годы ветровые и сейсмические воздействия ста-
новятся определяющими факторами проектирования высотных зда-
ний. В гл. I отмечалось, что использование высокопрочных матери-
алов для несущих конструкций приводит к уменьшению размеров
элементов и веса зданий, что в свою очередь обусловливает их боль-
шую гибкость и подверженность аэродинамическим воздействиям.
Современные небоскребы характеризуются повышенными проги-
бами и колебаниями по сравнению с тяжелыми высотными зданиями
строительства прошлых лет. Например, Эмпайр Стэйт Билдинг
(1931 г.) имеет прогиб только 16,5 см и амплитуду колебаний 18,3 см,
т. е. максимальный прогиб составляет 25,7 см при скорости ветра
36 м/с.
Ограничение динамической реакции высотных зданий может
быть достигнуто следующими методами:
увеличением жесткости путем применения эффективной конструк-
тивной схемы (глава IV);
увеличением веса здания (не приемлемо);
увеличением веса единицы объема здания применением больше-
го количества материалов несущих и ограждающих конструкций
(не приемлемо);
выбором эффективной формы здания;
созданием дополнительных усилий в здании для уравновешива-
ния внешних горизонтальных воздействий.
Два последних принципа кратко рассматриваются в последую-
щих разделах.
ЭФФЕКТИВНЫЕ ФОРМЫ ЗДАНИЙ
Как правило, многоэтажные здания выполняют в форме
прямоугольных призм, которые, с геометрической точки зрения,
подвержены горизонтальным перемещениям. Здания других форм
не столь восприимчивы к горизонтальным нагрузкам. Обладая проч-
ностью благодаря их геометрической форме, такие здания имеют
более высокие технико-экономические показатели или допускают
бдльшую высоту здания при меньшей стоимости. Некоторые из зда-
ний таких форм рассмотрены ниже.
Жесткость здания может быть существенно увеличена с помощью
наклона наружных колонн, что приводит к усеченной пирамиде —
довольно жесткой замкнутой форме (Джон Хэнкок Сентер в Чика-
119
го, рис. IV.20, д). Уменьшение величины горизонтального прогиба
достигает 10%—50%, причем в наибольшей степени это проявляется
в более высоких и узких зданиях. Расчеты на ЭВМ показали, что
при угле наклона наружных колонн всего 8° уменьшение горизон-
тального прогиба 40-этажного здания достигает 50% [V.2J.
Видоизменением усеченной пирамиды здания Джон Хэнкок Бил-
динг является полная пирамида 50-этажного здания Трансамерика
Рис. V.I. Рациональные формы зданий
а — треугольная призма; б — эллиптический цнлнндр; в — вертикальная оболочка; г —
форма, сужающаяся кверху; д — пирамида; в —круглый цилиндр
120
Билдинг в Сан-Франциско (рис. V.I, д). Это здание высотой 260 м,
состоит из наружной рамы с жесткими узлами, которая имеет толь-
ко четыре угловые колонны, образующие А-образную раму. Внут-
ренние вертикальные колонны ие пересекаются с наружными наклон-
ными колоннами. Они обрываются на уровне 4,6 м до пересечения
и только поддерживают перекрытия.
Уменьшение горизонтального прогиба здания может быть так-
же достигнуто сужением кверху наружного каркаса, как, например,
в 60-этажном здании Ферст Нэшнл Бэнк, Чикаго (рис. V.I, г). Пре-
имущества такой конструкции проявляются наиболее полно, ког-
да здание сужается по всей высоте. В здании Ферст Нэшнол Бэик
наклон наружных стальных колонн начинается с уровня одной трети
от низа здания.
Цилиндрическая форма здания обеспечивает пространственный
характер работы конструкции при горизонтальных нагрузках.
Здания Марина Сити Тауэрс (рис. V. 1, е и IV. 15, р) в Чикаго были
первыми зданиями такой формы. Типовая башня состоит из кольца
колонн по периметру и вокруг коридора, примыкающего к централь-
ному железобетонному стволу. Эти колонны уменьшают требуе-
мый размер радиальных балок и распределяют нагрузки на фун-
даменты глубокого заложения. Ствол жесткости воспринимает при-
мерно 70% горизонтальных нагрузок. Для сохранения горизон-
тальной жесткости ствола проемы в нем устраиваются вразбежку
от этажа к этажу.
Кроме преимущества в смысле пространственной работы здания
цилиндрической формы создают меньшую поверхность сопротивле-
ния ветровому напору, и по сравнению со зданиями призматической
формы величина ветрового давления на них существенно уменьша-
ется. Строительные нормы допускают снижать расчетное давление
ветра на здания цилиндрической формы на 20—40% по сравнению
с расчетными значениями для аналогичных зданий прямоугольной
формы.
Здания эллиптической формы обладают теми же преимущест-
; вами, что и цилиндрические. Архитектор здания «Франция» в Па-
риже (рис. V.1, б) утверждает, что ветровая нагрузка благодаря
эллиптической форме снижается на 27%, Горизонтальные нагрузки
воспринимаются центральным стволом, а также внутренними и на-
ружными стенами-диафрагмами. Поскольку система стен-диафрагм
распределяет горизонтальные нагрузки по широкой площади, тре-
. буемая глубина заложения фундаментов невелика. Строительные
нормы также рекомендуют для зданий эллиптической формы сни-
жать ветровую нагрузку на 20—40% по сравнению со зданиями
прямоугольной формы.
Другой эффективной конфигурацией здания является треуголь-
ная призма. В здании US Стил Билдинг в Питтсбурге (рис. VI 1.3, л)
использована треугольная призма со скошенными углами для сни-
жения параметров реакции здания при ветровых нагрузках.
121
Здание Америкэн Бродкастинг Компани Билдинг в Лос-Андже-
лесе (рис. V.1, а) также имеет форму треугольной призмы. Высо-
та здания 175 м, а в качестве конструкций наружных стен приня-
ты фермы Виренделя (безраскосная решетка из колонн и ригелей).
Ригели наружных стен передают вертикальные нагрузки на угло-
вые колонны, в то время как горизонтальные нагрузки передаются
диафрагмами перекрытий центральному стволу.
Здание для увеличения горизонтальной жесткости может иметь
серповидную или змеевидную форму. Его работа напоминает схе-
му деформирования гофрированного стального настила и складча-
тых или волнистых оболочек покрытий, эффективных при верти-
кальных нагрузках.
Здание Торонто Сити Холл (рис. V. 1, в), состоящее из двух сер-
повидных башен высотой 20 этажей (79 м) и 27 этажей (100 м), над
двухэтажным подиумом построено с использованием этого принци-
па. Конструкции башни состоят из наружной вертикальной оболоч-
ки без оконных проемов, от которой к центральному ряду колонн
уложены радиальные балки, имеющие консоли вылетом 2 м для опи-
рания панелей ограждения. Плиты перекрытия укладываются по
радиальным балкам. Вертикальные нагрузки воспринимаются ко-
лоннами и каркасом оболочки. Горизонтальные нагрузки воспри-
нимаются вертикальной оболочкой, жесткость которой увеличена
за счет работы плит перекрытий как ребер жесткости.
Серповидная оболочка является эффективной формой при сим-
метричном действии горизонтальных нагрузок. Однако при асим-
метричном нагружении она становится нерациональной. Это обус-
ловлено напряжениями от кручения, которые в здании Торонто Си-
ти Холл уравновешиваются высокими вертикальными торцовыми
балками по концам башен. Изогнутая форма оболочки в сочетании
с близким расположением башен приводит к значительному уве-
личению ветрового напора. Испытания в аэродинамической трубе
показали, что величина отсоса по концам здания почти в четыре ра-
за превышает нормативные нагрузки.
СИЛЫ И ПАРАМЕТРЫ ДИНАМИЧЕСКОЙ РЕАКЦИИ,
ПРОТИВОДЕЙСТВУЮЩИЕ НАГРУЗКАМ
Существует несколько способов ограничения перемещений
и колебаний здания нетрадиционными методами. Каждый из них
касается в большей мере динамической, а не статической реакции
здания, воспринимающего внешние воздействия.
Е. Фрейсинэ (Франция) и Л. Цетлин (США) предложили огра-
ничивать горизонтальные перемещения зданий путем включения
в конструкции вертикальных преднапряженных тросов, вызываю-
щих в здании деформации обратного знака (рис. V.2). Это исключа-
ет необходимость увеличения для создания горизонтальной жест-
кости здания массы конструкций, которая может потребоваться раз
в 100 лет для восприятия максимальных ветровых нагрузок.
-ЕЮ...
Тросы вблизи наружных стен присоединяются к домкратам в
основании здания. Датчик измеряет скорость и направление ветра.
Эта информация передается контрольному блоку, который включа-
ет домкраты для натяжения тросов. Такое внецентренное натяже-
ние вызывает изгибающий момент, противоположный моменту от
ветровых нагрузок. Таким образом, моменты уравновешиваются,
а горизонтальные прогибы существенно снижаются. Величина на-
тяжения в тросах и в напрягаемой части здания изменяется в со-
ответствии с величиной и направлением давления ветра. Этот прии
Рис. V.2:
а —ветровая нагрузка; б — работа тросов; в —совместная работа; / — датчик; 2 — тро-
сы; 3 — домкраты; 4 — контрольный блок
цип аналогичен напряжению, испытываемому мускулами вытяну-
той руки при подъеме тяжелого предмета, когда рука стремится
сохранить свое положение.
Затухание является еще одним принципом уменьшения влияния
порывов ветра на высотное здание. Подобно демпферам, применяе-
мым для медленного закрывания дверей, поглотители энергии из
ненесущих элементов могут быть использованы для снижения про-
гиба и амплитуд колебаний здания.
В здании Нью-Йорк Уорлд Трейд Сентер между нижними по-
ясами решетчатых стальных прогонов и соседними колоннами были
поставлены вязкоупругие демпферы (рис. V.3). Как следует из наи-
менования, вязкоупругий материал является одновременно упру-
гим (возвращается к первоначальному положению подобно рези-
новой ленте) и вязким (стремится течь под давлением подобно жид-
кости). Вязкоупругий материал работает под нагрузкой на срез.
Он не накапливает энергии как пружина, а превращает ее в тепло,
которое рассеивается в окружающую среду. Поэтому после сня-
тия нагрузок материал не восстанавливается как пружина, а мед-
ленно возвращается к ненапряженному состоянию. При наличии
затухания здание не испытывает колебаний. Вместо этого в связи
с работой демпферов при порывах ветра происходит излучение теп-
ла в здание [V.3],
123
Этот принцип может быть также использован в зданиях, основ-
ные несущие конструкции которых поддерживают второстепенную
каркасную систему, как в здании US Стил Билдинг в Питтсбурге.
Вспомогательная конструкция перекрытий, в значительной степе-
ни испытывающая горизонтальное перемещение, может присоеди-
вязкое трение
Рис. V.3:
а — без механических демпфирующих систем (только внутреннее затухание); б —с зату-
ханием; /—схема демпфера; 2 — вязкоупругая прокладка
няться к колоннам с помощью вязкоупругих демпферов, которые
превращают энергию колебаний в тепловую энергию (рис. V.4). В
другом случае температурные швы между перекрытиями и стволом
жесткости заполняются вязкоупругими демпферами. Относитель-
ное перемещение конструкций перекрытия и жесткого ствола также
превращает энергию колебаний в энергию, диссипируемую демпфе-
рами [V.3].
Ф. Кхан (компания «Скидмор, Оуингс энд Меррилл») и М. Фин-
тел (ассоциация «Портландцемент») разработали принцип^контро-
124
Рис. V.4:
1 — вязкоупругий демпфер
дирования степени повреждений при землетрясениях. В их работе
Принципы применения гибкого этажа, поглощающего энергию
колебаний», предполагается, что первый этаж деформируется при
землетрясениях, в то время как верхняя часть здания остается в
пределах упругой работы. Нижний
этаж имеет систему стабилизирую-
щих стен (рис. V.5), которые рас-
считываются на нагрузки больше
сейсмических и таким образом кон-
тролируются чрезмерные переме-
щения верхних этажей [V.2].
* Был разработан ряд других
Предложений, однако для их реа-
лизации не исследованы ни методы
возведения, ни четкие расчетные
схемы работы. Например, посколь-
ку положительное давление на подветренную фасадную поверх-
ность вызывает отсос на заветренных поверхностях, разница дав-
лений может привести к перемещению масс воздуха. При этом
уменьшится не только величина горизон-
тального давления, но и амплитуды коле-
баний, так как изменение скоростей ветра
приводит к перемещению воздуха в область
отрицательного давления и к возникнове-
нию толкающего эффекта в противополож-
ном направлении.
Р«С. V.5:
t — стены, обеспечивающие устойчивость; 2 — плита; 3 — стяжная муфта; 4 — прокладка
«в неопрена; 5 — преднапряжениый трос
Предлагалось также использовать ветровое давление в качест-
ве источника энергии для регулирования работы здания, допуская
проникание воздуха внутрь здания в определенных местах.
Принципы использования ветрового давления (кроме статичес-
кой составляющей) находятся в начальной стадии развития. Бу-
дущие исследования приведут к новым направлениям в этой обла-
Глава VI
ПРИБЛИЖЕННЫЕ МЕТОДЫ РАСЧЕТА
И ПРОЕКТИРОВАНИЯ НЕСУЩИХ конструкции
ЗДАНИИ
В этой главе рассматриваются аналитические методы рас-
чета высотных зданий со следующими системами несущих конструк-
ций:
несущие стены;
жесткий рамный каркас;
система из рамного каркаса и стен-диафрагм;
здания с балками Виренделя, установленными в уровне каж-
дого второго этажа;
коробчатая система.
приближенный расчет зданий с несущими
СТЕНАМИ
В заданиях VI. 1 и VI.2 рассматриваются здания с несущими
стенами при обычном расположении поперечных стен (рис. IV.3).
Задание VI.1. Здание с поперечными стенами.
Рассмотрим расчет обычной поперечной стены 10-этажного кирпичного здания
(см. рис. VI. 1). Расстояние между стенами равно ~4,5 м, а высота этажа
~3 м. Поперечные стены работают как несущие конструкции при вертикаль-
Рис. VI.1
/— несущие стены-диафрагмы; 2—стена-диафрагма для восприятия ветровой
нагрузки в продольном направлении; 3 — площадь перекрытия, поддерживае-
мая степами А и В
126
вых нагрузках и как стены-диафрагмы при ветровых нагрузках, направлен-
ных параллельно им. (В связи с переводом единиц США в метрические воз-
можны расхожденим между цифрами, приведенными в тексте и на рисунках.)
Горизонтальные силы вдоль здания, т. е. перпендикулярные поперечным
стенам, воспринимаются продольными стенами-диафрагмами вдоль коридора
(пунктирные линии на рис. VI.1).
Допускаемое напряжение на кладку при сжатии равно: fm= 21,1 кгс/сма
при прочности на сжатие 563 кгс/сма раствора марки N (без контроля
качества).
Допускаемое напряжение на сдвиг принято v = 1,27 кгс/сма. Принимаем
толщину стен t= 30,5 см постоянной, а объемную массу кладки 1,92 т/м3.
Приняты следующие величины нагрузок:
Постоянная нагрузка па перекрытие:
пустотелый настил 195 кгс/ма
выравнивающий слой 97,6 кгс/ма
292,6 кгс/ма = 0,293 тс/ма
Временная нагрузка на перекрытие:
в коридорах 488 кгс/ма
в комнатах 195 кгс/ма.
А. Нагрузки
Ветровые нагрузки, действующие параллельно поперечным стенам. На-
грузка от ветра определяется в соответствии со Строительным кодом штата
Нью-Йорк (гл. I). Распределение ветрового давления на типовую поперечную
стену показано па рис. VI.2.
Равнодействующие давления ветра:
я^/з-г-з^^г тс;
Я7, = 88-2-3-4,5 = 2,4 тс;
^„^=102,5-2-3-4,5= 2,8 тс;
117,2.4-3-4,5 = 6,32 тс;
U7tot = [13,52 тс].
Величины и места приложения ветровых нагрузок даны на рис. VI.3.
Вертикальные нагрузки на поперечные стены (рис. VI.3)
Постоянныенагрузки, которые должна воспринимать^аждая
поперечная стена, состоят из веса междуэтажных перекрытий и собственного
веса стены: PDL = 0,293 • 6,1 • 4,5 + 1,92 • 0,3 • 3 • 6,1 ~ 19 тс на одно
перекрытие; Р D; = 0,293 • 1,5 • 4,5 ~2 тс на одно перекрытие.
Суммируем вес всех этажей: 2Ррд =19-10= 190 тс; = 2 X
X 10 = 20 тс.
Общая полезная нагрузка на стену Ptot DL = 20 + 2 • 190 = 400 тс.
Временные нагрузки. Временные вертикальные нагрузки
равны:
PLLt = °-195 • 6,1 • 4,5 = 5,4 тс; PLLf = 0,488 . 1,5 - 4,5 = 3,4 тс.
Суммируя все временные нагрузки и пренебрегая их снижением, полу-
чаем: ZPLLi = 5,4 • 10 = 54 тс; ЪРLLi = 3,4 . 10 = 34 тс.
Общая полезная нагрузка на степу Ptot LL = 34 + 2 • 54 = 142 тс.
Таким образом, нагрузка на стену Plot DL + P(ot LL — 400 4-142 = 542 тс.
' Б. Расчет и проверка напряжений
Расчет на опрокидывание (рис. VI.4 и VI.5). Нормы требуют, чтобы вос-
станавливающий момент сооружении в уровне рассматриваемой горизон-
тальной плоскости не менее чем в 1,5 раза превышал опрокидывающий момент
°т ветра.
Приведем только проверку устойчивости поперечной стены в основании.
127
На рис. VI.4 показано, что опрокидывание может иметь место относи-
тельно уровней разных междуэтажных перекрытий, особенно в случае сни-
жения постоянных нагрузок (например, уменьшения толщины стен).
Разумным приближением будет расчет при пренебрежении взаимодей-
ствием поперечных стен вблизи коридора (см. рис. VI.5)*.
* Пренебрежение совместной работой поперечных и внутренних стен
создает излишние запасы прочности. (Прим, перев.)
Рис. VI.2
128
Рис. VI.3
Опрокидывающий момент от ветра М act = + IFaft2 + №sfts +
+ Vtht = 2 • 3 + 2,4 • 9,15 + 2,8 • 15,2 + 6,32 - 24,4 ~ 230 тс . м.
Предположим, что каждая из стен А и В воспринимает половину опроки-
дывающего момента1. Восстанавливающий момент от постоянной нагрузки для
одной стены: ;
L 400 6,1
Mreact = PDLy = = 610 Тс'М‘
1 Это предположение весьма условно. (Прим, перед.)
5 3»х. 897 129
Проверка устойчивости:
М react
Mact
610
----=5,3
115
1,5.
Напряжения скольжения и сдвига. Нормы требуют, чтобы сила сколь*
жения при горизонтальных нагрузках на сооружение выше рассматриваемого
Рис. VI.4. Схема расхож-
дения стен и перекрытий:
неустойчивость при опро-
кидывании
горизонтального уровня воспринималась либо анкерами, либо трением грун-
та. При этом полная восстанавливающая сила должна быть ие менее чем в 1,5
раза больше силы скольжения.
Суммарная горизонтальная нсгрузка от ветра BZtot = 13,52 тс.
Рис. VI.6:
а — разрушение при горизонтальном сдвиге (растяжение вдоль диагоналей); б — разруше-
ние при вертикальном сдвиге; в —сдвиговые деформации (проскальзывание этажей)
Максимальные сдвигающие напряжения от ветра в основании здания
(см. рис. VI.6)
П7._. 13520
Vact==-X7T^:3ot5 =0’37 кгс/см’< 1’27 1’33-
Действительные сдвигающие напряжения значительно меньше допускае-
мых.
Примечание. Влиянием постоянных нагрузок на прочность при
сдвиге (благодаря повышению величины треиия) в запас прочности пренебре-
гаем.
Несущая способность на сдвиг Vwan = 1,27.2.610-30,5 = 47 тс.
130
Действующая сила сдвига!
№tot = 13,52 тс;
Vwall
W'tot
47
13,52
= 3,4> 1,5.
Сжимающие напряжения. Максимальные сжимающие напряжения воз-
никают от постоянных и временных нагрузок, а также при изгибе от дейст>” •»
ветра (см. рис. VI.7).
Максимальные напряжения сжа-
тия от осевых нагрузок и изгиба
f = р/А + M/S.
Предполагается, что допуска-
емые напряжения от сжатия и изгиба
определяются тем же выражением,
а снижение допускаемых напряже-
ний от продольного изгиба несу-
щественно (см. обсуждение задаиня
V1.2).
Рис. VI.7. Разруше-
ние, вызванное разда-
вливанием конструк-
ций в уровне основа-
ния
Рис. V1.8
Площадь сечения стены А = 2 • 610 • 30,5 = 3,72 ма.
Момент сопротивления для одной стены
S =
tL3
6
30,5-610а
6
= 1,89.10е см3.
Сумма постоянных и временных нагрузок Ptot = 542 тс.
Изгибающий момент от ветра (для двух стеи) Mact = 230 тс-м.
Следовательно, максимальные напряжения сжатия
Р Л4 _ 542 000 230-1000.100 ~
" А + S~ 3,72-100а + 1,89.10» ~
~ 20 кгс/см2 < 1,33-21,1.
Несущая способность без учета ветра / = 14,6 < 21,1.
5*
131
Отметим, что основным расчетным фактором Является сжатие, поскольку
действующие напряжения близки к допускаемым.
Растягивающие напряжения. В конструкции следует избегать появления
растягивающих напряжений (рис. VI.8). Это достигается сохранением равно-
действующей сил в средней трети длины стены.
Максимальные растягивающие напряжения возникают от изгиба при дей-
ствии ветра и уравновешивании напряжений сжатия от осевых нагрузок.
Предполагая отсутствие растягивающих напряжений, получаем:
, Afact _ PDL
1 S А "
Заменяя изгибающий момент внецентренно действующей нагрузкой
Af act = Pdl е> получаем:
Pdl е Pdl
S ~ А " '
Максимальный допускаемый эксцентриситет, при котором отсутствует
растяжение, равен:
S tL* L L
е < V= “fi77-= V или емакс = —• (VI.1)
A biL о о
Действительный эксцентриситет постоинной нагрузки:
Afact 230/2
act~ Pdl ~ 400/2 -°’575’
L 6,1
£макс =(.= - = 1,02 > 0,575.
о о
В уровне второго этажа в стене не появится растягивающих напря-
жений. Аналогичный подход следует использовать для проверки возможности
появления растягивающих напряжений в других уроинях, особенно где тол-
щина стен уменьшается.
Рис. VI.9. План здания
1 — поперечные стены-диафрагмы; 2 — продольные несущие стены; 3 — часть плиты, на-
грузка от которой воспринимается простенком М — N
132
Задание VI.2. Здание с продольными стенами.
Рассчитаем наружную продольную стену 10-этажного кирпичного здания.
Продольные стены имеют толщину 19 см и поддерживают стальные балки
междуэтажных перекрытий (рис. VI.9). Наружные продольные стены
с проемами под нагрузкой рассматриваются в виде ряда отдельных вертикаль-
ных элементов стен длиной 1,52 м (например, стена MN на рис. VI.9). Таким
образом, только 50% площади наружных стен включается в расчет при провер-
ке несущей способности.
В настоящем задании ветровая нагрузка вдоль здания не рассматривает-
ся. Стены по рядам /, 2, 3 и 4 работают как система поперечных стен (см.
задание VI. 1) и воспринимают вет-
ровые нагрузки, пропорциональные
относительной жесткости отдельных
конструкций, в предположении о бес-
Рис. VI. 11. Поперечные стены-диа-
фрагмы
конечной жесткости горизонтальных дисков (междуэтажных перекрытий).
В связи с большим моментом инерции продольных стен здания и повы-
шением допускаемых напряжений на 33% расчет стен, по-видимому, не бу-
дет определяться напряжениями от совместного действия постоянных и вет-
ровых нагрузок.
Размеры здания приведены на рис. VI.9 и VI. 10. Допускаемое напря-
жение сжатия на кладку fm = 28,15 кгс/см* определяется предельной проч-
ностью 563 кгс/см* раствора марки N (с контролем качества). Допускаемое
напряжение иа сдвиг v = 1,55 кгс/см*, толщина стен t = 19 см.
Объемная масса кладки 1,92 т/м8 [VI. 13].
Принимаем следующие нагрузки:
постоянная нагрузка: на покрытие — 220 кгс/м*, на перекрытие —
268 кгс/м*;
временная нагрузка: на покрытие — 146 кгс/м*, на перекрытие —
195 кгс/м*.
Ветровые нагрузки поперек оси здания приводят к изгибу продольных
стен и передаются на междуэтажные перекрытия, которые в свою очередь пе-
рераспределяют их между шестью поперечными стенами (рис. VI. 11). Попе-
речные стены-диафрагмы воспринимают ветровые нагрузки пропорционально
133
их относительным жесткостям. Поскольку стены-диафрагмы связаны с про-
дольными несущими стенами, части этих стен будут работать как полки стен-
диафрагм при восприятии опрокидывающих моментов от горизонтальных на-
грузок.
Поперечные стены-диафрагмы в настоящем примере не рассчитываются,
поскольку характер их работы во многом аналогичен схеме деформирования
внутренних поперечных стен в задании VI. 1. Однако мы рассмотрим распре-
деление ветровых нагрузок пропорционально относительным жесткостям
стен-диафрагм, предполагая горизонтальные диски перекрытий абсолютно
жесткими.
А. Относительная жесткость поперечных стен-диафрагм
Стена 1—2 по ряду А. Жесткость этой стены предполагается одинаковой
с жесткостями стен 3—4 по ряду А и стен 1—2 и 3—4 по ряду С. Эта стена
с размерами, показанными на рис. VI. 12, будет рассмотрена в уровне
второго этажа.
В соответствии с рекомендациями строительных норм эффективная шири-
на полок L-и /-образных стен должна приниматься 6/ > Ье < Л/16для /-об-
разных стен и /г/6 для I-образных стен. Здесь h = 30,5 м — полная высота
стены выше рассматриваемого уровня; t = 19 см — толщина стены в прове-
ряемом сечении.
Тогда
30,5
Ье= —-----= 190,5 см; 6е = 6-19 = 1,14 м = 114 см < 190,5 см.
16
Эффективная ширина полки в коридоре Ье = 114 + 19 = 133 см.
Ширина полки по наружной стороне здания в действительности составля-
ет Ь = 76 см.
Система стен расчленяется на три отдельные стены, как показано на
рис. VI. 12, б. Площадь этих стен равна:
Л, = 7,08-0,19=1,35 м«;
Ла = 1,14-0,19= 0,22 м’;
Л3 = 0,57-0,19 = 0,11 м3;
^tot— 1 >68 м«.
Ось центров тяжести системы стен определяется с помощью статических
моментов стен относительно оси 2—2. Сумма этих моментов должна быть
равна статическому моменту общей площади относительно той же оси:
lz^tot = 2>4n /п = -41 К14-Л, Ка+Л8 Y8;
__ AjYi+Aj Уг+А3У3 _ 1,35-3,54 0,22-0,095 0,11-6,99 _
Г= Atot ~ 1,68 + 1,68 + 1,68
4,78+0,021+0,769 5,57
1,68 1,68
Момент инерции системы стен относительно оси, проходящей через центр
тяжести, определяется на основании теоремы о параллельном переносе осей:
/1 = 2/в + 2ЛпГп или Ig = ZIx-AtotY*.
Определим вначале моменты инерции отдельных площадей S/x относительно
оси 2—2\
Стена Лр- /Х1 =//.з/3 = Л1£3/3= 1,35-7,08’/3 = 22,56 м4;
Стена Л8: 1Х, = /£3/3 = Л8£’/3 = 0,22-0,19»/3«0;
Стена Л3; /х.«= Л3 П= 0,11-6,993 = 5,37 м‘
2/х =27,93 м*.
431
Следовательно, момент инерции ----------- -----
оси /с = £/х - Л tot Г’ = 27,93 - 1,68 • 3,32» = 27,93 - 18,52-9,41 м4.
Стена 1—2 по оси В. Поскольку жесткость стены 1—2 по ряду В принята
такой же, как жесткость стены 3—4 по ряду В, мы ограничимся рассмотре-
нием этой стены в уровне 1-го этажа.
Размеры стены указаны иа рис. VI. 13. Имеем Ье = h/б = 3050/6 —
= 508 см. Ширина Ьв = 6t = 114 см должна быть добавлена к каждой сторо-
не.
Рис. VI.12
Рис. VI.13
Эффективная ширина полки стены в коридоре Ьв = 2 • 114 + 19 =
= 247 < 508 см.
Действительная ширина полки наружной стены здания Ь = 152 см.
Система стен расчленяется, как показано иа рис. VI. 13, б. Площади от-
дельных стен:
4 = 7,08-0,19=1,35 м«;
4 = 2,28-0,19 = 0,44 м«;
Л, = 1,34-0,19 = 0,25 м»;
Xtot = 2,04 м».
Положение центра тяжести
Л1 Л + 4; Y3 1,35.3,54 + 0,44.0,095 +0,25.6,99
4tot 2,04
= 3,22 м.
Определяем моменты инерции отдельных стен S !х относительно оси 2—2'.
: /Xi=/L»/3 = X1L«/3 = l,35.7,08»/3 = 22,56 м4;
Д,: [ = 1L43 = Да£»/3 =0,44-0,19»/3 ® 0;
Мх,=Л,Г| =0,25-6,99» = 12,2 м4;
=34,76 м4.
Отсюда момент инерции системы стен
1с, =2/,.—4totra = 34,76 - 2,04-3,22» = 34,76 — 21,15=13,61 м4.
135
Распределение горизонтальных нагрузок. Относительная жесткость
каждой поперечной стены определяется отношением собственного момента
инерции к моменту всей системы поперечных стен /j/S/n.
Приведенные в табл. VI.I результаты расчетов показывают, что при аб-
солютно жестком горизонтальном диске (см. рис. VI. 14, а) каждая торцовая
стена воспринимает 14,53% общей горизонтальной нагрузки, а каждая
центральнаи поперечная стена воспринимает 20,88% нагрузки.
Таблица VI.1
Стена /,м« //X/ Распреде- ление вет- ровой наг- рузки и/ъп 100, % Длина здания L, м Часть нагрузки, воспринимаемой при распределе- нии пропорцио- нально
относи- тельным жесткостям Ш/Х/),м при- мыка- ющим пло- ща- дям, м
1—2 по ряду А 3—4 по ряду А 1—2 по ряду С 3—4 тю ряду С 1—2 по ряду В 3—4 по ряду В 9,41 9,41 9,41 9,41 13,61 13,61 0,1453 0,1453 0,1453 0,1453 0,2088 0,2088 14,53 14,53 14,53 14,53 20,88 20,88 30,5 30,5 30,5 30,5 30,5 30,5 4,43 4,43 4,43 4,43 6,36 6,36 3,81 3,81 3,81 3,81 7,62 7,62
S/ 64,86 | 0,9988 | 99,88 30,5 30,44 30,48
Рис. VI.14:
а— работа плиты перекрытия как же-
сткой диафрагмы; б — работа плиты пе-
рекрытия как полужесткой диафрагмы
Рис. VI. 15. Характерная стено-
вая панель
Если учитывать геометрию наружной стены и принять, что горизонтальные
диски полужесткие (деформирующиеся на изгиб — см. рис. VI.14, б), то на-
ружные стены воспринимают по 12,5%, а внутренние — по 25% нагрузки.
Отметим, что указанное предположение приводит к снижению нагрузок на на-
ружные стены (с 14,53 до 12,5%) и увеличению нагрузок на внутренние стены
(с 20,88 до 25%).
136
Если принять, что жесткости стен одинаковы (т. е. Rt = Rt = R), а го-
ризонтальные диски абсолютно жесткие, то каждая стена воспринимает оди-
наковую часть общей нагрузки. Другими словами, фасадная стена длиной
30,5 м поддерживается шестью стенами, каждая из которых несет нагрузку
с длины здания, т. е. 16,67% общей нагрузки.
Б* Нагрузки иа стену Af—/V
Грузовая площадь перекрытия, приходящаяся на стену M — N, А =
= 3,05 • 3,35 = 10,2 м«.
Постоянная нагрузка на перекрытие, воспринимаемая стеной
(см. рис. VI. 15):
покрытие: PDL1 = 0,22 . 10,2 — 2,24 тс;
перекрытие: PDtt = 0,268 10,2 = 2,73 тс;
стена: Pv = 0,39 (1,52 . 3,05 + 4 0,76 • 0,76) = 2,7 тс.
Суммарная постоянная нагрузка в уровне перекрытия первого этажа
2PdL = 2,24 • 1 4- (2,73 + 2,7) 9 = 51,11 тс.
Полезная нагрузка на перекрытие, воспринимаемая стеной:
кровля: PLLt — 0,146 • 10,2 = 1,49 тс;
перекрытие: Р^ = 0,195 • 10,2 = 1,99 тс.
Суммарная полезная нагрузка в уровне перекрытия первого этажа
2Pll = 1,49 + 1.99 - 9 = 19,4 тс.
Определяем общие полезные нагрузки с учетом их снижения в соответ-
ствии с рекомендациями гл. I:
S/,R£L= 1,49-0,8 +1,99-0,8-2 + 1,99-0,75 +1,99-0,7+1,99-0,65 +
+ 1,99-0,6 +1,99-0,55+ 1,99-0,5-2= 1,49-0,8 +1,99(0,8-2 + 0,75 +0,7 +
4-0,65+0,64-0,55-hO,5-2J=12,8 ст.
Эта величина эквивалентна снижению суммар-
ной полезной нагрузки на 34%. Общая нагрузка в
уровне перекрытия первого этажа
Prtl = Pdl-}-Prll = 51 , П +12,8 = 63,91 тс;
Ртд = Род+Рд/. = 51,И +19,4 = 70,54 тс.
F- Давление ветра в уровне перекрытия первого
этажа составляет 73 кгс/м2.
В. Вертикальные нагрузки на стену (нагрузки
DL+RLL)
• Изгибающий момент в месте сопряжения несу-
щих стеи с перекрытием первого этажа возникает в
связи с эксцентричной передачей постоянных на-
грузок. Можно представить стену в виде нераз-
резиого вертикального элемента, защемленного от
горизонтальных перемещений (см. рис. VI. 16) дис-
ками перекрытий.
Далее предполагается, что нагрузки иа пере-
крытие вызывают в стенах только локальный из-
гиб g перераспределяются по мере передачи на- Рис. VI.16
грузок к фундаментам, и таким образом линия дей-
ствия нагрузки совпадает с центром тяжести стены.
Стена в уровне первого этажа проверяется на максимальные сжимающие
иапряжеиия. Растягивающие усилия могут появиться только в уровне
верхнего этажа. Однако в других этажах и стенах не будут возникать растяги-
вающие напряжения, поскольку стены предварительно нагружены постоянны-
Действительный характер воздействия плит перекрытий на стену весьма
неопределенный. Можно принять треугольную эпюру распределения опорного
Давления, если длина опорной поверхности равна Ь (см. рис. VI. 17).
137
Эксцентриситет реакции плиты по отношению к главной осн стены при
b = 10,2 см равен:
Тогда внешний момент в уровне второго этажа Af]act = е (pdl, +
+ pllJ = 6-* ptot = 6,1 (2,73 4- 1,99) = 29 тс - см = 0,29 тс-м.
Сопротивление стены повороту (рис. VI. 18)
2 2
J^cap = ^>tot ~7“ i — ptot „ 19= 12,67Ptot-
3 3
Следовательно, Afcap ~ 2 Afact-
Узел „а"
t t
tn , иг
е-Цг-Ыз
Рнс. VI.17
Отсюда можно заключить, что половина изгибающего момента передается
верхней стене, а половина — нижней стене. Конечно, это несправедливо для
уровня кровли, когда стены не имеют парапета.
Момент, приходящийся на верхнюю часть стены (над перекрытием первого
этажа):
0,29
Л1а = —-—=0,145 тс-м.
Общаи осевая нагрузка в уровне перекрытия второго этажа Pt = +
+ 2Prll = 63,91 тс-
Вес стены Pw — 2,7 тс.
На рис. VI. 19 приведена часть стены с нагрузками, если принять схему
работы стены в соответствии с рис. VI. 16.
Из условия равновесия вертикальных сил получаем: SV = 0 — Pi +
+ Pv — Pi, Pi= Pi+ Pv= 63,91 + 2,7 = 66,61 тс.
Горизонтальные нагрузки, действующие в уровне перекрыти1Ьлервого
и второго этажа, на основании равновесии горизонтальных сил равны между
собой: Vi = V, = V.
Из таблиц для расчета балок половина изгибающего момента на свободной
опоре балок передается на защемленную опору
м
0,145
2
= 0,073 тс-м.
Из выражения равновесия изгибающих моментов относительно Рг получа-
ем: 5Л41 — 0 — Vg/t — — Afjj
М,4-Л!1 ЗЛ12 3-0,145
h ~ 2h ~ 2-3,05 “
Рис. VI.18:
/ — второй этаж (а, б, в)
Выполняем приближенную оценку
сжимающих напряжении в стене. Умень-
шением допускаемых сжимающих напря-
жений в связи с гибкостью стены и вли-
янием изгиба пренебрегаем. Снижение на-
пряжений находится в пределах 15%. От-
64,23 ТС
66.95ТС
Рис. VI.19
0146 тем
метим, что влияние изгиба сравнительно мало, а изгиб стены в двух напра-
влениях является благоприятным фактором (т. е. коэффициент жесткости
k < 1).
В уровне первого этажа сжимающие напряжения
. Р_ М 66610 7300
А + S “ 152-19 + 152- 19а/6 ’
/ — 23,06-4-0,8 = 23,86 кгс/см2 < 28,15 кгс/см2.
Даже если действительные напряжения будут увеличены на 20%, они
все же будут находиться в пределах допустимых. Следовательно, в отноше-
нии восприятия сжимающих наприжений работа стен может быть признана
удовлетворительной. Напряжения сдвига равны:
V 0,072
v= — = =0,025 кгс/см’ <1,54 кгс/см4.
fl 1• 1У
Таким образом, сдвиг не имеет решающего значения.
Г. Ветровые нагрузки иа стену (DL + LL 4- ветер)
Наружная продольная стена, работающая на изгиб, должна передавать
горизонтальные нагрузки горизонтальным дискам, которые в свою очередь
передают нагрузки на стены-диафрагмы. Продольная стена может рассматри-
ваться как неразрезной вертикальный элемент, работающий при горизонталь-
ной нагрузке по схеме, показанной на рис. VI.20.
Проверим максимальные сжимающие напряжения в стене в уровне пер-
вого этажа. Отметим, что при отсутствии вертикальных нагрузок растяги-
вающие напряжения могут появиться в стене
вблизи верхнего перекрытия.
Из рассмотрения деформированного со-
стояния стены (рис. VI.20) можно предполо-
жить, что стена при ветровой нагрузке (если
Рнс. V1.20 Рнс. VI.21
нагрузка считается равномерно распределенной по высоте здания) рабо-
тает как неразрезнаи балка, защемленная от поворота в уровне каждого
перекрытия. На рис. VI.21 показана предполагаемая схема работы стены.
Изгибающие моменты для двух нижних этажей равны:
Ма =
wh*
’’ПТ
73-3,05-3,054/12
1000
= 173 кгс-м = 0,173 тс-м,

а для четырех верхних этажей
М1 =
[117-3,05-3,054/12]
1000
= 276
кгс-м = 0,276 тс-м.
Изгибающий момент в стене в уровне второго этажа в связи с внецент-
ренной передачей усилий в узлах равен: Л1, = 0,145 тс • м (см. случай нагру-
жения DL 4- LL).
Суммарный момент от ветровой и постоянной нагрузки в уровне перекры-
тия второго этажа (рис. VI.22) Mti = 0,145 + 0,173 = 0,318 тс м.
. Суммарная осевая нагрузка в этом же уровне Pt = %PDL + Pi.l =
= 70,54 тс.
Нарве. VI.22 показаны свободный элемент стены первого этажа и силы,
приходящиеся на него при совместном действии ветровой и постоянной
нагрузок (рис. VI.22, б, в соответственно).
140
Выполним приблйженную проверку сжимающих напряжений. Заметим,
чтб деформации стены о\ветра и постоянных нагрузок взаимно уравновеши-
ваются и приводят к увеличению жесткости стены. Пренебрежение влиянием
гибкости н изгиба на снижение допускаемых напряжений имеет меньшее
значение, чем в случае сочетания нагрузок DL + LL.
а) 708 тс
0,32 тс м
73,6 тс
0,30 тс
0,30 тс
8) 70,8 тс
0,106тс м
0,072 тс
0,072 тс
0,073ТС м
73,6 тс
Рис. VI.22
Сжимающие напряжения в уровне перекрытия первого этажа
Р JA_ -70 540
А + S “ 152-19
31 800
152-19’/6
= 24,42 + 3,47 =
= 27,89 кгс/см’ < 28,2.1,33 кгс/см’.
Напряжения от внешних нагрузок меньше допускаемых.
Напряжения сдвига
V 412
v =—=------------= 0,142 кгс/см’ < 1,55-1,33 кгс/см’.
А 152-19
Сдвиг не имеет решающего значения.
НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ В ВИДЕ РАМ
С ЖЕСТКИМИ УЗЛАМИ
Несущие конструкции жестких каркасов состоят из колонн
и ригелей, жестко соединенных между собой. Жесткость здания
благодаря неразрезности его элементов необходима для восприя-
тия горизонтальных нагрузок и несимметричных вертикальных на-
грузок.
При равномерно распределенных вертикальных нагрузках жест-
кая рама деформируется, как показано на рис. VI.23, а. Рама явля-
ется многократно статически неопределимой конструкцией. Для
определения степени статической неопределимости представим себе
141
Рис. VI.23:
а — рама с жесткими узлами; б — рядовая внутренняя балка; в — балка с защемленны-
ми концами; г — шарнирно-опертая балка; д — сочетание случаев е и ж; е— чередова-
ние нагрузки по отдельным пролетам; ж — нагрузки на смежных пролетах; з — рядовая
внутренняя балка
статически определимую конструкцию (см., например, рис. VI.24, б).
Колонны совместно с консольными участками ригелей образуют
систему статически определимых элементов в форме деревьев, под-
держивающих шарнирно-опертые балки. Сравнение этой системы
с неразрезной рамой (рис. VI.24, а) показывает, что она образована
при рассечении неразрезных балок. Этим исключается возможность
восприятия изгибающего момента и продольных сил в катковой
опоре и изгибающего момента в месте шарнирной опоры.
Отсюда следует, что для превращения жесткой рамы в статичес-
ки определимую необходимо исключить по три неизвестных ве-
Рис. VI.24-
142
личины для каждой ригеля. Сумма всех неизвестных величин рав-
на степени статичейфй неопределимости сооружения.
Например, рама на\рис. VI.23, а имеет 35 балок. Каждая балка
характеризует три степени статической неопределимости. Следова-
тельно, рама в целом 35\ 3 = 105 раз статически неопределима.
В связи с высокой степенью статической неопределимости зда-
ний с жесткими каркасами Весьма целесообразна разработка мето-
дов приближенного расчета, йрторые полезны для предваритель-
ного подбора сечений в ранней стадии проектирования1. Специаль-
ные приближенные методы будут рассмотрены для вертикальных
и горизонтальных нагрузок, поскольку схемы деформирования жест-
кой рамы в этих случаях совершенно различны.
Приближенный метод расчета рам на вертикальные
нагрузки
Схема деформирования жесткой рамы при вертикальных
нагрузках показана на рис. VI.23, а. Форма изгиба типовой балки
характеризуется двумя точками перегиба (рис. VI.23, б), где изги-
бающие моменты равны нулю. Если расположение этих точек из-
вестно, то конструкция является статически определимой.
Приближенный метод расчета зависит от выбора точек переги-
ба. Для суждения о месте расположения этих точек следует рассмот-
реть граничные условия и различные схемы нагружения.
Защемление на опорах. При полной заделке на опоре (см.
рис. VI.23, в) точки перегиба находятся на расстоянии 0.21L от опо-
ры. Аналогичная кривая прогибов проявляется в неразрезной
балке при равномерно распределенной нагрузке.
Отсутствие заделки (рис. VI.23, г) приводит к смещению точек
перегиба к опорным сечениям, как имеет место в шарнирно опертой
балке.
Частичное (упругое) защемление, к которому относится случай
на рис. VI,23, б, приводит к расположению точек перегиба в про-
межутке между 0,21 L и 0.
Схема нагрузки. Огибающая различных эпюр изгибающих мо-
ментов в соответствии с нормами ACI 318-63 показана на рис. VI.
23, д. Максимальный положительный момент имеет место при
загрузке неразрезной балки через один пролет (рис. VI.23, е). Мак-
симальный отрицательный момент достигается при нагружении
смежных пролетов (рис. VI.23, ж). Рассматриваются только типо-
вые внутренние пролеты, а влиянием крайних пролетов пренебре-
гают. Точки перегиба для этих двух случаев находятся на расстоя-
ниях 0.3L и 0.15L.
Трудность точного определения временных нагрузок делает не-
возможным точное определение мест нулевых моментов. Однако
® настоящее время рамы, как правило, рассчитываются с помощью
'ЭВМ, и проектировщики редко прибегают к ручным, даже приближенным
методам расчета. (Прим, перев.)
143
разумно предположить, что в частично защемленной балке точки
перегиба расположены на расстоянии 0.1L отлпоры. Такое прибли-
жение является достаточно надежным при определении максималь-
ного по абсолютной величине изгибающего момента в балке.
Другими словами, выбор размеров балки на основании макси-
мального пролетного момента является достаточно обоснованным.
Величина опорного момента обычно бывает большей, но ее можно
ие учитывать при расчете опорной арматуры в железобетонных бал-
Рис. VI.26
ках. Если принять предположение о точках нулевых моментов, то
при вертикальных нагрузках] рама'может рассматриваться как
статически определимая. Можно представить себе жесткую раму за-
мененной колоннами с консолями, поддерживающими шарнирно-
опертые балки (рис. VI.24, б).
Расчетные предпосылки при анализе на вертикальные нагрузки
Балки:
осевые силы в связи с нх небольшими величинами принимаются
равными нулю;
точки перегиба принимаются на расстоянии пролета от каж-
дой опоры.
Максимальный изгибающий момент в балке, поддерживаемой
консолями колонн, равен (см. рис. VI.25, а):
М= —°’88L)1 =0,08а>£«- (VI.2)
Реакция на опоре балки
_ 0,8£w
R“—
«0,4wL.
144
Минимальный опорный момент
Г щ(0,1Д)2]
Ms= — р,Ш-0,1£ + —~2 7 = —0,045а>£2.
(VI.3)
Колонны:
максимальные нагрузки на внутренние колонны достигаются
при нагружении пролетов с обеих сторон колонны. Как правило,
моментами во внутренних колоннах можно пренебречь, поскольку
концевые моменты балок стремятся
взаимно уравновесить друг друга
(рис. VI.26, б);
крайняя колонна должна воспри-
нимать момент с балки, который рас-
пределяется между колоннами про-
порционально их жесткостям (рис.
VI.26, а). Выражения для моментов
В колоннах с различными моментами
инерции равны:
мьс-Ма- — 1ьс1^Ье , (VI.4)
*Ьс/м>с "Г'Ьа/^Ъа
.. Iba/L-ba
Mba = Ma —— •
1 Ьс/^Ьс +’ba/^ba
® ©
2.23 тс/м Т Т
.3,72 тс/м

7,62
4,57
Рис. VI.27
Н
Е
В
С

Условие равновесия моментов относительно узла (6) имеет вид
Alfca + ^bc— Mq.
Задание VI.3. Определить изгибающие моменты и осевые силы для
двухэтажной жесткой рамы, показанной на рис. VI.27. Предположим, что
инерционные характеристики колонн в уровне нижнего этажа иа 50% боль-
ше соответствующих величин для колони второго этажа.
А. Осевые усилия в колоннах
Предполагается, что колонны воспринимают по половине нагрузки с со-
ответствующих балок.
Колонна по ряду А:
V»— 2,23-3,81 = 8,49 тс;
^ = 8,49 + 3,72-3,81=22,66 тс.
Колонна по ряду В:
А/, = 8,49 + 2,23-2,28= 13,57 тс;
N1= 13,57 + 3,72(3,81+2,28) =36,22 тс.
Колонна по ряду С:
N»=2,23-2,28 = 5,1 тс;
^ = 3,72-2,28 + 5,1 = 13,58 тс.
Б. Изгибающие моменты в балках
Изгибающие моменты в пролете (растянуты нижние волокна):
М = 0,08и>7.2;
MGH =0,08-2,23-7,62 = 10,35
МН1 =0,08-2,23-4,572 = 3,73
MD£ = 0,08-3,72 7,6* = 17,25
M£F = 0,08-3,72.4,572 = 6,21
(VI.2)
тс-м;
тс-м;
тс-м;
тс • м.
Изгибающие моменты на опорах (растянуты верхние волокна):
Л1 = 0,045и>£2; (VI.3)
MCH=MBG = 0,045-2,23-7,62 = 5,82 тс-м;
Л1Н/=М/н = 0,045-2,23-4,572 = 2,1 тс-м;
A4D£ = JW£D =0,045-3,72-7,62 = 9,72 тс-м; ;
M£F = MF£=0,045-3,72-4,572 = 3,49 тс-м.
Б. Изгибающие моменты в колоннах (рис.
VI.28) «
Наружные колонны должны воспринимать
изгибающие моменты с опорных сечений
балок:
MDA — MDE
A1dx = 9,72
ida!lda
1Da!LDA + ^gI^DG
(VI-4)
1,57 ^q/3,66
l,5/o0/3,66+/oc/2,44
= 9,72-0,5=4,86 тем;
Рис. VI.28
Рис. VI.29
_ лл tpG^DG
MDG-MDE
idailda + ‘ dg/ldg
Ipg/M
Mdg~9' 2 i,5zdo/3i66 4-/dg/2,44
= 9,72.0,5 = 4,86 тс-м.
Проверка: ZMD = 0 = MDG + MDA — MDE = 4,86 + 4,86 — 9,72 (тс-м).
Условия равновесия моментов относительно узлов G и Г.
2Л10 =0 = 5,82— MGD; M0D = 5,82 тс-м;
= 0 = 2,1— MIF; = тс-м.
Рис. VI.30. Эпюры усилий
а —осевые силы, тс; б — изгибающие моменты, тс.м
Методика определения изгибающих моментов в колоннах узла F анало-
гична методике дли узла D:
MFC = MFI =0,5-3,49 = 1,75 тс-м.
Как правило, опорные моменты в балках вблизи внутренних колони стре-
мятся взаимно уравновеситься. В рассматриваемом нами случае в связи
с разными пролетами рамы при постоянной нагрузке возникает неуравнове-
шенный момент9,72 — 3,49 — 6,22 тс-м в узле Е (см. рис. VI.29). Этот момент
должен восприниматься колоннами ЕН и ЕВ. При использовании соотно-
шений между жесткостями элементов как для наружных колонн получаем:
мев = МЕн = 0,5 • 6,22 = 3,11 тс • м; МиЕ = 5,82 — 2,1 -3,73 тс • м.
Окончательные эпюры усилий в элементах рамы показаны на рнс. VI.30.
Приближенный метод расчета рам
на горизонтальные нагрузки
По мере увеличения высоты зданий важность горизонталь-
ных нагрузок (ветровых и сейсмических) возрастает. Схемы работы
жесткой рамы при горизонтальных и вертикальных нагрузках со-
вершенно различны (рис. VI.31 и рис. VI.23, а соответственно). Поэ-
тому предпосылки, сделанные при анализе работы рам на вертикаль-
147
ные нагрузки, совершенно неприменимы при горизонтальных воз-
действиях. В элементах рамы с жесткими узлами при горизонталь-
ных нагрузках точки перегиба расположены вблизи середины длин
балок и колонн (см. рис. VI.31). Метод жестких (портальных) рам
основан на этой особенности работы рам. Он является самым простым
приближенным методом определения напряжений в элементах рам
при горизонтальных нагрузках. Метод портальных рам, по-види-
мому, применим для расчета сооружений с регулярной структурой,
работающих на изгиб, высотой до 25 этажей с отношением высоты к
ширине здания меньше 5. Различия пролетов балок и высот колонн
должны быть минимальными. Кро-
ме того, здание должно иметь оди-
наковые параметры прочности (т. е.
жесткости концевых участков дол-
жны быть близкими), так как если
центр тяжести не совпадает с цент-
ром прочностных характеристик,
то возникает кручение элемента.
Хотя оптимальная высота зданий
для использования метода нор-
мальных рам, по-видимому, нахо-
дится в районе 25 этажей, он был
применен при проектировании бо-
лее высоких зданий, таких, как
здание Линкольн Сентер Билдинг
в Нью-Йорке высотой 213,4 м, построенное в конце 20-х годов.
Метод портальных рам основан на следующих предпосылках-,
горизонтальные нагрузки полностью воспринимаются каркасом
здания. Элементами жесткости (перекрытиями, стенами и другими
конструкциями заполнения) пренебрегают;
рамы деформируются таким образом, что точки перегиба (ну-
левых моментов) точно совпадают с серединами длин колонн и ба-
лок;
рама в целом работает как система независимых портальных
рам. Характерный этаж рамы на рис. VI.31 показан на рис.
VI.32, а.
Трехпролетная одноэтажная рама представляется в виде ряда
из трех раздельных портальных рам (рис. VI.32, б), каждая из ко-
торых содержит одну или две колонны с характеристиками, ана-
логичными характеристикам колонны соседнего портала. Каждая
портальная рама является трижды статически неопределимой. Од-
нако с учетом предположений о расположении трех точек нулевых
моментов в колоннах и балках (т. е. трех дополнительных условий)
рама является статически определимой.
Три разделенных портальных рамы высотой, равной половине
высоты этажа ( т. е. с учетом принятых точек перегиба), показаны
на рис. VI.33.
Метод портальных рам предполагает, что каждая портальная
рДМя воспринимает нагрузкку, пропорциональную ее пролету:
у, у, v_
Lj L$ В
вл*
__ WL»
w.=—-
2 в
(a)
WL
Wi =--!
В
m WL3
Рис. VI.32
Определяя сумму моментов относительно шарнирной опоры пра-
вой колонны портала (см. рис. VI.33, а) и подставляя величины на-
грузок из выражений (а), получаем:
Выражение для продольной силы в другой колонне определяется
аналогично:
Wh
2" 2£, " 2В
Внутренние колонны при ветровой нагрузке, как правило, не
испытывают продольных усилий. В этом можно легко убедиться,
сУммнруя и N2 для получения равнодействующей продольных
сил_во внутренней колонне (рис. VI.33, а).
Следовательно, как правило, момент от ветровой нагрузки вос-
принимается парой сил, образуемой продольными усилиями в наруж-
ных колоннах.
149
Для определения поперечных сил в колоннах составляем
уравнение моментов относительно середины пролета балки (см.
рис. VI.33, б):
Л, = — ... Vi —--------------
1 2 1 2 1 Л
(в)
Подставляя (б) в выражение (в), получаем:
1 lit h 2 2 В
Рис. VI.33
Аналогично:
2 2 2 В ’ 3 2 2 В
Следовательно, поперечные силы посредине высоты этажа (рис.
VI.34) равны:
WLi
2В
va=v;+vi =
2В
i/3=v;4-v' =
if да+^3)
2В
4 28
(VI-5)

Другими словами, полная поперечная нагрузка от ветра распре-
деляется между колоннами прямо пропорционально ширине (т. е.
поддерживаемой площади) перекрытия, приходящейся на каждую
колонну.
Отметим, что для рамы с равными пролетами поперечные силы
в наружных колоннах вдвое меньше сил во внутренних колоннах,
150
которые в свою очередь, равны между собой. Следовательно, при
= Lz = L3 = L
WL WL
их=и.=-^-; na=v3=— • (vi.6)
ZO D
Предполагалось, что размеры колонн в пределах одного этажа
примерно одинаковы. Если же размеры колонн значительно отли-
чаются, то поперечные силы должны распределяться пропорцио-
нально их моментам инерции.
Следует четко представлять себе возможные погрешности при
использовании метода портальных рам. Предпосылка о расположе-
нии точек перегиба посредине длин колонн и балок является вполне
J- у, J- Xv—
I*,'
,________Li_
8
Рис. VI.34
обоснованной для средней зоны рам с жесткими узлами, когда по-
гонная жесткость колонн S/c/Lc примерно равна погонной жесткости
балок 'ZIgILg. Однако примерно для двух верхних этажей рамы по-
гонная жесткость колонн мала по сравнению с погонной жесткостью
балок. В этой зоне точки перегиба колонн перемещаются вниз и часто
принимаются на расстоянии около 0,4Л. Для трех нижних этажей
справедливо обратное утверждение, поскольку погонная жесткость
колонн выше жесткости балок. Следовательно, здесь точки переги-
ба смещаются вверх. В обычных рамах они находятся на расстоянии
0,6ft (см. рис. VI.35, а). В крайних случаях, когда жесткость ко-
лонн существенно выше, точки перегиба могут находиться близко
к вышележащему этажу (рис. VI.35, б).
В предыдущих рассуждениях считалось, что высота первого
этажа равна высоте типового этажа. Увеличение высоты первого
этажа приводит к смещению точек перегиба вверх.
Другим важным фактором является степень суммарной заделки
колони в фундаментах. Она также может оказывать влияние на по-
ложение точек нулевых моментов. По мере уменьшения степени за-
делки колонн первого этажа в основании точки перегиба сдвигают-
ся вншз, достигая опор для случаев шарнирного сопряжения
Метод портальных рам также не учитывает случаев, когда уз-
ловые сопряжения не обеспечивают полной неразрезности элемен-
тов. В частности, узел может допускать подвижку , при этом степень
защемления снижается. Кроме того, дополнительные напряжения
от деформирования элементов рамы также не учитываются. Напри-
мер, различие в осевых деформациях наружных и внутренних ко-
Рис. VI.35
лонн приводит к дополнительным изгибающим моментам в примы-
кающих балках. Этими явлениями можно пренебречь для зданий
не выше 25 этажей и при отношении высоты к ширине не более 5
Рис. VI.36:
а —жесткая опора; б — шарнирная опора
Тем не менее указанные предположения показывают, что особенно*
стями пространственного деформирования здания в целом при рас-
чете пренебрегают.
Задание VI.4. Определить распределение напряжений в шести-
этажном здании с жестким каркасом при ветровых нагрузках (см. рис. VI.37K
Шаг рам составляет 6,1 м. Величины ветровых нагрузок принять в соот-
ветствии со Строительными нормами штата Нью-Йорк (рис. 1.6).
А. Нагрузки
Распределение напора ветра в соответствии со Строительными нормами
штата Нью-Йорк показано на рис. VI.37, 6. Заменяя распределенные нагруз-
ка в узлах рамы равнодействующими силами, получаем:
Ws =6,1-0,117-1,52 = 1,09 тс;
«75 = 6,1 (0,117-1,52 4-0,102-1,52) = 2,04 тс;
Г4 = 6,1-0,102-3,05=1,9 тс;
1ГЛ=6,1 (0,102-1,52 4-0,088-1,52)=!,77 тс;
W2 = 6,1 (0,088-1,52 4-0,073-1,52) = 1,49 тс;
Г/=6,1-0,073(1,52 4-2,13) = 1,63 тс.
Рис. VI.37:
а —разрез; б —схема рядовой рамы у
в раме
Б. Определение эпюр напряжений
В связи с симметричной схемой рамы рассматриваем только ее половину.
Поперечные силы в колоннах. В соответствии с выражением (VI.5) полная
поперечная нагрузка распределяется пропорционально грузовым площадям
каждой из колонн.
Определяем поперечные нагрузки в точках перегиба колони верхнего
этажа (рис. VI.38):
1,09-7,32
. =0,22 тс;
25-2/ 2-18,3
1,09(3,664-7,32)
V2S-22- 2.18з
=0,33 тс.
Диалогично дли колоии пятого этажа (рис. VI.38, б):
2,04-7,32
^21 — /7 = ®>22-1- 2>i8 з тс;
„ ____ 2,04(7,32 4-3,66) п
V,, .. = 0,334------5----------—=0,91 тс
22-м -г 2-18,3
153
a)
| M25-21 M26-22
^25-21 V26-22*
0,22tc -q*
6)
M2f-25 ^22-26
M21-17
6
^21-17
M22-18
^22-18
M27-23 M28-2k
M25-19
*28-21)
Ot22rc
M23-27 MU28
'23-19
^24-20
V24-20
1ft
1,52
1,52
Рис. VI.38
Для других этажей рамы:
1 9•7 32
v„_„-o.e3+^5--i.<iiTO
. .. 1.9(7.32 + 3,66)
Vie — 14 — 0,94+ „ ,„ „ —1,51
2-18,3
1,77-7,32
V,3_s = l,01 + 2 i8 3 =1,36 тс;
1,77(7,32 +3,66) „„
Vl4_/0 = l,51+------------------=2,04
тс;
2-18,3
1,49-7,32
Vs_s = 1.36 + ——— =1,68 тс;
£, * IO ,O
„ 1,49(7,32 + 3,66)
Vl0_s = 2,04 +--------= 2,49
тс;
2-18,3
1,63.7,32
^-'=1'68+w-=I’98 TC:
^ — 2 = 2,49+ 1’~3 =2,98 тс.
тс;
2-18,3
Поперечные силы в колоннах можно также определить, рассматривая
три свободных портала (см. рнс. VI.40).
Узловые изгибающие моменты в колоннах. С учетом уравнения равновесия
момент в типовой колонне может быть легко определен умножением попереч-
ной силы в колонне на половину ее высоты (рис. VI.39). Некоторые из узло-
вых моментов в колоннах показаны на рис. VI.38:
М 25—21= —^2/ —25=®’22‘ 1,52 =0,33 тс-м;
М26— 22 = —^22—26 =0,33-1,52 =0,5 тс-м;
Л42/_/7= — Л1/7_2; =0,63-1,52 = 0,95 тс-м;
1^22 — 18 ~ ~ М 18— 22=0>94,1,52 = 1 ,43 тс-м;
154
М 17_ 1з~ —Мis —17 ~ 1 >01'1 >52 = 1,53 тс-м;
М18 — Ц— —Л(/4_ /e= 1,51 • 1,52 = 2,3 тс-м;
М 13_9 = —М9 _ 13 = 1,36-1,52 = 2,07 тс-м;
М14_1д = — = 2,04-1,52 = 3,11 тс-м;
М5_5 = — М5 _ 9 =1,68-1,52 = 2,52 тс-м;
Мi0_s = — Ms _ /0=2,49-1,52 = 3,79 тс-м;
М5_1=— М,_ 5 =1,98-2,13 = 4,23 тс-м;
М6_2 = —М2_ 6 =2.98-2,13 = 6,35 тс-м.
Рис. VI.39
Рис. VI.40
Осевые силы в колоннах. Момент от ветровых нагрузок воспринимается
Парой сил, равных продольным усилиям в наружных колоннах. Внутренние
Колонны не испытывают осевых нагрузок. Осевая сила N2s—2i в колонне
Верхнего этажа определяется из уравнения моментов относительно точки
Другой наружной колонны (рис. VI.40, а): 2Л4а=0= 1,09х
XI,52 — N25_2j -18,3; V2J_2;= 0,091 тс (растяжение).
Из уравнения равновесия вертикальных сил 2 V = 0 =>= 0,091 —
“ "28—24< ^28—24 ~ 0,091 тс (сжатие).
Аналогично определяются осевые силы в колоннах пятого этажа
(рис. VI.40, б): 2Ма = 0 = 1,09 - 4,57 + 2,04 • 1,52 - 18,3 М2/_/7;
"21—17 ~ 0,44 тс (растяжение); N34—20 ~ ®Л4 тс (сжатие).
Для колонн других этажей:
ы 1,09-7,62 +2,04-4,57+1,9-1,52
Ni7-13 = ~N20-I6 =----------------------------= 1,12 тс;
18,3
N, ,, 1.09-10,67 + 2,04-7,62 + 1,9-4,57+1,77-1,52
13—9-----п 1g -12=-------------------------------------------= 2,1 тс;
18,3
155
„ , 1,09-13,72-|-2,04-10,67+1,9-7,62+1,77-4,57
N9_s = - NI2_s=----------------------—----------------------H
1,49-1,52 „ „„
+ —A~ =3,36 тс;
, 1,09.17,38 + 2,04.14,33+ 1,9-11,28+1,77-8,23
‘ = ~N*-<='---------------------------------------------
1,49.5,18 + 1,63-2,13 „„
+---------------------=5.21 тс.
a)
1г09гс *• ° ^25-26
I ^25-26 V?5 26
0,22 Tc
| 0,091 TC
I 0,091 Tc
—► 0?? тс
в)
2О9ТС-^ 4------------ ^2122
"21-22 ^21-22
<>
0,63me
у 0,99me
V25 26 M26 25 . .
N25 26*’\ ° ° ! “*~N26 27
J M?6 !7 v2s 27
*— 0,33 те
\o
♦fl
. —► fl,55rc
V?t К "22-21 >
^21-22~^\ 0 ’ \ ° I^~N22-23
M22-23 ^22 23
i»
•«— 0,99 те
Ifl
Рис. VI.41
Перерезывающие силы в балках. Перерезывающие’силы в балках опреде-
ляются простым суммированием вертикальных сил в отдельных узлах
(рис. VI.41):
по рис. VI. 41,a 2V=0 = 0,091 — V2S_26; V2J_2e=0,091 тс;
по рис. VI. 41,6 2V=0=0,091 — V2S_27; V2(5_27=0,091 тс;
по рис. VI. 41,в 2У=0 = 0,44 —0,091—V2/_22; V2/_22=0,35 тс;
по рис. VI. 41,г 2У=0=0,35—У22_2Л; У22_2Л=0,35 тс.
Аналогично для других балок:
У/7 — ts~^ТВ—19 = ^19—20 ~ ®>®2 —0,44 = 0,68 тс;
^тз— и~^Т4 —15=^15—16 = 2.1— 1,12 = 0,98 тс;
^9— то = ^то~ 1Т = ^н —12 = 3,36—2,1 = 1,26 тс;
V5_s = Vs_7 = V7_5 = 5,21-3,36=1,85 тс.
156
Примечание. Поскольку осевые силы во внутренних колоннах
равны нулю, перерезывающие силы в балках каждого этажа остаются посто-
янными по всей ширине рамы.
Узловые моменты в балках. Узловые моменты в балках теперь можно
найти, умножая перерезывающую силу в балке на половину ее пролета.
Некоторые нз моментов в балках показаны на рис. VI.41. Отметим анало-
гию с определением изгибающих моментов в колоннах.
М„ 9л“:—Мох ,г=0,091-3,66 =0,33 тс-м;
M2S_27 = —М27- 26 =0,091-1,83=0,17 тс-м;
Ма — 22~ ~~М22_21 ~ 0,35-3,66= 1,29 тс-м;
Л4 22_2з ~ —^23—22 =0,35-1,83 = 0,65 тс-м;
М17_18~ —/ 7 = 0,68-3,66 = 2,48 тс-м;
Л1 is—19— ~^19— is - А68-1,83 = 1,24 тс-м;
М13_14 '—— М I4_ =0,98-3,66 = 3,58 тс-м;
М11_15^—М15_,4-0,98-1,83= 1,79 тс-м;
М9_10 = —М J0_9 = 1,26-3,66 = 4,6 тс-м;
М10_п = —Mtl_l0= 1,26-1,83 = 2,3 тс-м;
М5_6 =— М6_5 =1,85-3,66 = 6,77 тс-м;
Mg_7=—M7_s = 1,85-1,83 = 3,39 тс-м.
Найденные узловые моменты в
колоннах и балках проверяются с
помощью равновесия моментов в уз-
ле. В качестве примера проверим
Sравновесие моментов для узла 22
рис. VI.42):
2Л422 = 0=1,29—1,43+0,65—
— 0,5=0,01 — 0.
Аналогичная проверка может
быть выполнена для других узлов.
Осевые силы в балках. Осевые си-
лы в балках определяются из урав-
нения равновесия горизонтальных
сил для каждого вырезанного узла
(см. рис. VI. 41):
'^-'0,33
033 '~'К
№4!
'^-'096
Рнс. V1.42
0,30
TV2J_2(f= 1,09— 0,22 = 0,87 тс;
N 26-27 =0,87—0,33=0,54 тс;
^27_м=°,54—0,33 =0,22 тс;
л,2/-22 = (2-04 + 0>22)-°.63=1.63 тс;
л/22-23=(1-63+°.33) — 0,94=1,02 тс;
л/23-2< = (1.02+°.33) —0,94 = 0,41 тс;
^7-М= О-9 +0,63) —1,01= 1,52 тс;
л//в-/9 = (1.52-]-0,94) —1,51=0,95 тс;
157
Л';9_2й-(°,95-| 0,94)-1,51 -0,38 тс;
N13-14 =(l,77-j-l,01) —1,36=1,41 тс;
NI4_ls = (\ ,41-|- 1,51)— 2,04 = 0,88 тс;
V/5_M = (0,88+1,51)—2,04 = 0,35 тс;
N9_l0 = (l,49+1,36) —1,68 = 1,2 тс;
— = (1.2 + 2,04)—2,49 = 0,75 тс;
Л/;/_/2 = (°,75 + 2,04)—2,49 = 0,3 тс;
N5_s = (1,63+1,68)— 1,98= 1,3 тс;
Л/в_7=(1,3+2,49)-2,98=0,82 тс;
Л/7_в = (0,82 + 2,49)—2,98 = 0,33 тс.
Рис. VI.43. Эпюры усилий
а — изгибающие моменты, тс-м; б — перерезывающие силы, тс; в —осевые силы, тс
Эпюры усилий в раме при горизонтальных ветровых нагрузках приведены
на рис. VI.43.
Приближенный расчет каркасных зданий
с жесткими узлами
Для предварительного подбора сечений элементов рамы рас-
смотрим два случая нагружения:
при действии только постоянных нагрузок;
совместное действие постоянных и ветровых или сейсмических
нагрузок (в этом случае допускаемые напряжения по нормам увели-
чиваются на 33%).
Элементы рам должны работать на сжатие и изгиб. Рассмотрен-
ный метод расчета основан на определении относительных величин
осевых сил и изгибающих моментов.
Балки. Поскольку осевые силы в балках рам сравнительно не-
велики, их расчет производится преимущественно на изгиб.
>RA
Момент сопротивления симметричной стальной прокатной бал-
ки определяется следующей формулой:
м
Sreq=—. (VI.7)
*ъ
где Sreq — требуемый момент сопротивления; М — максимальный внеш-
ний момент; Fb — допускаемое напряжение иа изгиб, например, Fb —
= 1690 кгс/см2 для стали класса А36.
При использовании формулы (VI.7) предполагается, что изгиб
действительно является определяющим для элемента и другие виды
напряженного состояния (сдвиг, перемещение, продольный изгиб
или боковое выпучивание) не оказывают влияния.
Размеры железобетонных балок зависят от площади сечення
арматуры. Высота балки может быть приближенно назначена на
основании рекомендаций ACI 318—71 по расчету на сдвиг и изгиб.
Для обычного бетона с прочностью [ё = 280 кгс/см2 минималь-
ная высота балки равна
L Vu
~^Г+2'5’ (VI-8)*
18,5 3230
где Уп — предельная сила сдвига на расстоянии b от грани опоры (фунт);
b — ширина балки (дюйм); L — пролет балки между центрами опор (дюйм);
h — высота балкн (дюйм).
Площадь арматуры можно приближенно определить по формуле
А = =—=—— /VI 9)**
s (ftfyz 0,9fu-0,9d 0,&\dfy ’ ’ ’
rjyt As — требуемая площадь растянутой арматуры (кв. дюйм); Мп — пре-
дельный момент (килофупт • дюйм); d — расстояние от крайнего сжатого
волокна до центра тяжести растянутой арматуры (дюйм); для однорядного
расположения растянутой арматуры d можно приближенно определить выра-
жением d = h — 2,5 дюйм (d - h — 6.35 см) |см. выражение (VI.8)]; fy —
предел текучести арматуры (килофунт/кв. дюйм).
Колонны. Большинство колонн жестких рам являются сравни-
тельно гибкими. Они воспринимают значительные осевые силы и,
самое главное, большие изгибающие моменты. Дополнительные мо-
менты возникают в связи с боковыми перемещениями колонн. При
горизонтальных прогибах в колоннах возникают дополнительные
моменты от осевых усилий. В настоящем разделе рассматриваются
только особенности приближенного расчета стальных колонн.
Обычные колонны балочного сечения разрушаются в связи с по-
терей устойчивости в неупругой стадии. Формула для расчета таких
колонн при изгибе в одном направлении в соответствии с рекомен-
* При подстановке силы в кгс и размеров балки в см правая часть фор-
мулы (VI.8) примет вид (Vu/22,7b) 4- 6,35. (Прим. науч, ред.)
** При подстановке величин в кгс и см правая часть формулы (VI.9)
примет вид 6,45 A4u/0,81 dfy. (Прим. науч, ред.)
159
дациями Американского
имеет вид
института AISC (1969, 1.6—1а)
f а . ____fb
Fa + l-(fa/F;) Fb
(а)
При предварительном назначении размеров колонн увеличени-
ем моментов от боковых деформаций и влиянием граничных усло-
вий пренебрегают, т. е.
Таким образом, соотношение (а) принимает вид
(б)
га гъ
Примечание. Рекомендации Американского института
AISC разрешают применять эту формулу для расчета эле-
ментов при небольших осевых усилиях (fa/Fa С 0,15).
Умножая соотношение (б) на Fa, получаем
fa-Vf.b~2 < Fa- (в)
Fb
Подставляя
fa=P/A, [b=M/S, Fa = Pali/A,
запишем
P M Fa Раи , ч
T+7V<_Т- (г)
A S гъ А
И, наконец, после умножения (г) на А имеем:
л F
Р+Тм <Ра11,
5 Fb
В справочнике Американского института AISC в таблицах
для сечеиий колонн даны значения А/S, которые обозначены
как коэффициент изгиба В:
Р+ВМ-^- > РаЦ'!1 (д)
Fb
Для начальной оценки размеров сечения отношение допускае-
мых напряжений при центральном нагружении и изгибе предпола-
гается равным 1.
Тогда
Ран >Р+ВМ.
Произведение ВМ рассматривается ^как фиктивная осевая сила
Р' в колонне. Значит, таблицы справочника для колонн могут быть
160
использованы для выбора сечения
Р + Р' =Р4-ВЛ4=Рап. (VI.10)
где Р — внешняя осевая сила; В — коэффициент изгиба (см-1); М — макси-
мальный внешний момент; Рац — требуемое табличное значение нагрузки
яд колонну.
Выражение (VI.10) определено из условия эквивалентной осевой
силы и всегда переоценивает размеры сечения. Поэтому обычно в
практике расчетов принимают не сечение, отвечающее нагрузке, а
ближайшее меньшее.
Другой иногда используемый
подход основан на тех же расчет-
ных предпосылках. Выражение (г)
при Fa/Fb 1 принимает вид
Р М
а А + S
Поскольку изгибающий момент
воспринимается в основном пол-
ками двутаврового профиля, пред-
полагается, что вся площадь се-
чения сконцентрирована в двух
полках, а стенка профиля отсутст-
вует (рис. VI.44).
Момент инерции такого гипотетического сечения, состоящего
только из полок, может быть записан в виде
Z [ Л f d Y12 АсР
“I 2 t 2 I ~ 4
~А/2

(a)
~<*[г
Нейтральна^ !
ТЩМГШМГЛ
Рис. VI.44
d
(VI. 11)
или через момент сопротивления
<,___________________________
d/2 2
Подставляя последнее выражение в соотношение (а), имеем:
Fa > P/A + M/(Ad/2).
Таким образом, минимальная требуемая площадь широкополоч-
ного профиля
Л мин=-7 (Р + 2Л4 / d).
а
Для расчета типовой колонны рамы с жесткими узлами необхо-
димо знать допускаемое напряжение на сжатие Fa (несущую способ-
ность колонны). Несущая способность непосредственно зависит от
гибкости колонны (KLIf), которая учитывает размеры и геометрию
сечения (радиус инерции г), длину L и условия закрепления по кон-
цам /<. Задача заключается в определении заделки колонны в бал-
ках рамы, примыкающих к верхнему и нижнему концам колонны.
Расчетная длина колонны (форма ее бокового прогиба) зависит от
6 3»к. 897 161
заделки по концам (т. е. от величины защемления при повороте).
Степень защемления определяется коэффициентом жесткости /С
по отношению к эквивалентной колонне с шарнирными опорами
= 1).
Для приближенной оценки коэффициента жесткости К необхо-
димо различать два типа рам с жесткими узлами, которые рассмот-
рены ниже (рамы с несмещающимися и смещающимися узлами).
Жесткая рама, устойчивость которой в боковом направлении
обеспечивается стенами-диафрагмами (или стволами жесткости) или
решетчатыми поясами, деформируется при вертикальных нагруз-
Рис. VI.45:
а — несмещающиеся узлы; б — смещающиеся узлы
ках, как показано на рис. VI.45, а. Предполагается, что все колон-
ны одного этажа теряют устойчивость одновременно. В зависимости
от изгибной жесткости балок коэффициент жесткости колонн /С на-
ходится в диапазоне 0,5—1. Для приближенного расчета приведен-
ная длина колонны KL может с определенным запасом приниматься
как для колонны без бокового раскрепления (К = 1). Эта предпо-
сылка строго справедлива для рам с шарнирными сопряжениями ко-
лонн и балок, однако является вполне разумной для рам с жесткими
узлами. Например, коэффициент жесткости К для нижнего этажа
рамы высокого здания равен примерно 0,8. Здания с жесткими ра-
мами, имеющие только легкие навесные стены, без боковых связей
являются неустойчивыми в горизонтальном направлении. При вер-
тикальных нагрузках они испытывают горизонтальные смещения.
В этих случаях коэффициенты жесткости колонн всегда больше еди-
ницы (рис. VI.45, б).
В идеальном случае, когда ригели перекрытий обеспечивают пол-
ную заделку, коэффициент К = 1 (рис. VI.46, а). \
По мере того как заделка против поворота концевого сечения
уменьшается, приведенная длина колонны увеличивается и всег-
да является больше, чем действительная длина. Степень заделки
162
ТЙКЖё зависит От типа узлового сопряжения балок с колоннами (шар-
нирное, полужесткое, жесткое сопряжение).
В конструкциях жестких каркасов приведенная длина или ко-
эффициент жесткости К увеличивается по мере уменьшения жест-
кости балок (при постоянной жесткости колонн). Например, при
изгибной жесткости балок (Slg/SLg), равной изгибной жесткости
колонн (Е/с/2Ае), коэффициент К = 1.3 (рис. VI.46, б). Характерное
значение коэффициента жесткости
для нижних этажей многоэтажной
рамы находится вблизи 1,6, слег-
ка увеличиваясь в направлении
верхних этажей. Как правило,
вполне оправдано в качестве пер-
вого грубого приближения при-
нимать К = 2.
В рамах зданий, где ригели
шарнирно примыкают к колоннам,
К, как правило, больше 2. Ис-
пользуя К = 2,5 в качестве первого
приближения, можно не достичь
требуемой степени надежности!
Предыдущее обсуждение отно-
силось к приведенной длине ко-
лони относительно любой оси (Кя,
Ку). Следует проводить проверку
относительно обеих осей. Если ко-
лонна может свободно перемещать-
ся относительно х, ио защемлена
от перемещения относительно оси
у, в качестве первого приближения
можно принять, что расчетной яв-
ляется проверка относительно бо-
лее слабой оси KxLlrx = Llrv.
Задание VI.5. Стальная рама, показанная на рнс. VI.47, б,
является характерной конструкцией 15-этажного здания. Такие рамы распо-
ложены с шагом 7,62 м. Ветровое давление равно приближенно 97,6 кгс/м*
(см. рис. 1.6 для более точных расчетов). Постоянная н временная нагрузка
на перекрытие равна 390 кгс/м2. Вес колони принят эквивалентным равномерно
распределенной нагрузке 68 кгс/м2. При расчете колони используйте сниже-
ние на 20% временных нагрузок иа перекрытие (см. гл. I). Нагрузку иа по-
2
крытие примите равной -у от нагрузок иа типовой этаж. При расчете балок
снижением временных нагрузок пренебрегите.
Запроектируйте колонны /—5 и 13—17 и балку 17—18 из стали класса
Лоо*
А. Расчет нагрузок
Ветровые нагрузки. Для определения искомых осевых и поперечных сил
рассмотрим рамы здания, отделенные сечениями в уровнях половин высот
колони (местах предполагаемых шарниров) 1-го, 4-го и 5-го этажа, как пока-
мно на рнс. VI.48.
163
Полная нагрузка от ветра Ий отдельные части раМЫ:
=0,098-7,62-53,03 = 39,4 тс;
Wt = 0,098-7,62-42,06 = 31,3 тс;
Г6 = 0,098-7,62-38,4 = 28,5 тс.
а) И)
Рис. VI.47:
а—разрез по наружной стене; б — разрез рядовой рамы у
Осевые силы определяются из уравнений моментов относительно на
ружных колонн наветренной стороны:
53,03
Л^ — з-18,3=39,4 —; Л/;_5 = 57,1 тс;
42,06
Nj3 — it 18,3 = 31,3 - ; Л/;з_/7 = 35,9 тс;
38,4
М/7_2/.18,3 = 28,5—; NI7_2j =30 тс.
164
Перерезывающие силы в колоннах найдены в соответствии с выраже-
нием (VI.5). Перерезывающие силы для наружных колонн равны:
Wih 39,4-6,1
^-8-^-=^г-6'6тс:
,;_Л1^А=5.22„.
13~17 2-18,3
28,5-6,1
V/, ,, ----—=4,8 тс.
,7~2‘ 2-18,3
На рис. VI.49 приведены все известные перерезывающие и осевые силы.
Из рассмотрения уравнений равновесия относительно узла 17 определяем
остальные силы в колоннах п балках.
1 ж._1
Рис. VI.49
Рис. VI.50
Условие равновесия вертикальных сил дает значение перерезывающей
силы в балке 2V = 0 = 35,9 — 30 — у/7_/8; VI7_I8 я? 6 тс.
Из условия равновесия горизонтальных сил осевая сила в балке 2 Я =
= 0 = 5,22 — 4,8 — NI7_I8; NI7_I8 = 0,42 тс.
Узловые моменты для узла 17 определяются умножением поперечных
сил в предполагаемых шарнирах иа соответствующие расстояния до узла:
М13_17 = 5,22-1,83 = 9,53 тс-м;
М17_21 =4,8-1,83 =8,69 тс-м;
Л1/7_/8 = 6.3,05 =18,22 тс-м;
Л4/_5=6,6-1,83 =12,01 тс-м.
Проверка условия равновесия узла 17:
2М = 0= 9,534-8,69—18,22 = 0.
Вертикальные нагрузки. Общая вертикальная нагрузка иа балку 17—18
? — 7,62 (0,39 + 0,39) = 5,94 тс/м.
В соответствии с выражением (VI.2) максимальный изгибающий момент
в пролете М = 0,08 wL2 = 0,08-5,94 - 6,Р = 17,7 тс - м. Согласно (VI.3)
максимальный момент иа опоре —М = 0,045 wL2 = 0,045 5,94 • 6,1а =
— 9,94 тс • м.
165
Изгибающий момент в колонне при ее постоянной жесткости опреде-
ляется по формуле (VI.4):
9,94
Л4/7_21 = М!3- 17 — —-— = 4,97 тс-м (см. рис. VI. 50);
Л4;_s = 4,97 тс-м.
Рядовая наружная колонна воспринимает нагрузку с площади пере-
крытия каждого этажа А = 7,62 3,05 = 23,2 м2.
Нагрузка на междуэтажное перекрытие с учетом снижения временных
нагрузок составляет: w = 390 + 0,8 • 390 + 68 = 770 кгс/м2, а без учета
снижения временных нагрузок ш' = 390 + 390 + 68 = 848 кгс/м2.
Тогда наружная колонна 1—5 первого этажа воспринимает соответствен-
но нагрузку М,_s = 23,2 (0,77 • 14 + 0,66 . 0,77 • 1] = 261,8 тс или
N'1-s = 23,2 [0,849 . 14 + 0,66 - 0,849 • 1] = 288,9 тс.
Аналогично наружная колонна 13—17 четвертого этажа:
N13-17 = 23>2 Ю.77 - 11 + 0,66 - 0,77 - 1] = 208,8 тс;
М'1з-17 = 23,2 [0,849 • 11 + 0,66 . 0,849 . 1] = 229,8 тс.
Б. расчет конструкций
Балка 17—18. Нагрузки от ветра: М = —18,22 тс - м, N = 0,42 тс (доста-
точно малая величина, которой можно пренебречь).
Вертикальные нагрузки: М = 17,7 тс • м; — М — 9,94 тс • м.
Совместное действие ветровых и вертикальных нагрузок —М = 18,22 +
+ 9,94 = 28,15 тс • м.
Для сочетания ветровых и вертикальных нагрузок нормами допускается
увеличение напряжений иа 33%, что эквивалентно снижению нагрузки
на 25%; — М = 28,15 - 0,75 = 21,11 тс - м.
Поскольку для этого сочетания изгибающий момент больше, чем при
действии вертикальных нагрузок, оно определяет расчет балки. Требуемый
момент сопротивления
Sreq Бь
2 111 000
1690
= 1250 см».
Задаемся сечением в виде двутавровой балки:
W 21 X 44; А = 83,85 см2; 1Х = 35 070,9 см4.
Колонна 13—17. Нагрузка от ветра: N = 35,9 тс; М — 9,53 тс • м.
Вертикальные нагрузки: N = 208,8 тс; N' = 229,8 тс; Л4 = 4,97 тс-м.
Совместное действие вертикальных и ветровых нагрузок N = 35,9 +
+ 229,8 = 265,7 тс; М = 9,53 + 4,97 = 14,5 тс • м.
Расчет при сочетании нагрузок. Для расчета исполь-
зуется справочник Американского института стальных конструкций. Коэф-
фициент жесткости принят равным К — 2, как для рамы без связей. Коэффи-
циент изгиба равен В = 0,185 дюйм-1 (Вх = 0,073 см-1).
Примечание. Вряд ли возможно изменение коэффициента Вх,
об этом свидетельствуют величины внизу на с. 3—15 и 3—16 справочника.
Эквивалентная осевая сила равна: Р + Р' = Р + ВХМХ = [265,7 +
+ 0,073 - 14,5 - 100] 0,75 = 278,6 тс. (VI. 10)
Для приведенной длины колоииы K.L = 2 • 3,66 — 7,32 принимаем се-
чение №14 X 127; Paii — 265,9 тс; Вх = 0,185 (Вх = 0,073 см-1). '
Проверка напряжений при вертикальных на-
грузках Р + ВХМХ = 208,8 + 0,073 • 4,97 - 100 = 245,1 тс < 265,9 тс.
Следовательно, расчетным случаем является сочетание нагрузок. При-
нимаем сечение №14 X 127; 1Х = 61 572 см4; А = 240,6 см2.
166
Колонна 1—5. Нагрузка от ветра: N = 57,1 тс; М = 12 тс • м.
Вертикальные нагрузки: N = 261,8 тс; N' = 288,9 тс; М = 4,97 тс • м.
Совместное действие ветровой и вертикальных нагрузок: N = 57,1 +
4- 288,9 = 346 тс; М = 12 + 4,97 = 16,97 тс • м.
Расчет прн сочетании нагрузок (согласно справочнику Американского
института стальных конструкций): KL = 2 • 3,66 = 7,32 м; Р + ВХМХ =
=» (346 + 0,0724 • 16,97 100) 0,75 = 351,8 тс.
Принимаем сечение: W44X158; Рац = 341,5тс; Вл = 0,184 (0,0724 см-1).
Проверка прн действии вертикальных и а г р у-
ао к: Р + ВХМХ = 261,8 + 0,0724 • 4,97 . 100 = 298 тс < 341,5 тс.
Следовательно, расчетным случаем является сочетание нагрузок. Прини-
маем сечение: 1Р14 х 158; 1Х — 79044,8 см4; А = 299,9 см2.
Горизонтальные прогибы рам с жесткими узлами
Суммарное горизонтальное перемещение здания должно
быть ограничено исходя из обеспечения комфорта людей и предот-
вращения повреждений архитектурных деталей и систем инженер-
ч кого оборудования. Обычно величина горизонтального перемеще-
ния принимается в диапазоне 0,0016—0,0035 от высоты здания в
зависимости от ветрового напора и высоты здания. Комитет по вет-
ровым связям Американского общества гражданских инженеров
рекомендовал, чтобы горизонтальное перемещение верха здания
при нормальном ветровом напоре не превышало 0,002 от высоты
здания.
Как показано на рис. IV. 12, горизонтальное перемещение (про-
гиб) зданий с рамным каркасом определяется сдвиговыми деформа-
циями, приводящими к изгибу колонн и балок, и работой рамы как
консоли, при которой возникают осевые усилия в колоннах. Наи-
большие напряжения возникают в наружных колоннах и балках,
поскольку они больше всего удалены от нейтральной оси здания.
При расчетном определении приближенного прогиба здания
жесткостью смежных рам и элементов заполнения обычно пренебре-
гают. Не учитывается также снижение жесткости в связи с подат-
ливостью и взаимными перемещениями элементов в узловых зонах.
Горизонтальное перемещение зданий при изгибе балок и колонн.
Предпосылки метода портальных рам могут быть использованы для
приближенной оценки горизонтального прогиба рамы при сдви-
говых деформациях каркаса. На рис. VI.51 показана схема дефор-
мирования пояса в пределах одного пролета при условии располо-
жения точек нулевых моментов посредине длин балок и колонн. На
рисунке приняты следующие обозначения:
Ф — угол поворота за счет изгиба балок;
“ — угол поворота за счет изгиба колони;
Де — прогиб за счет изгиба колонн;
Д* — прогиб за счет изгиба балок.
- Соотношение между углом поворота балки и прогибом имеет вид
(см. рис. VI.52, б)
Д»/2 Д„
^—=tg0==0 или 0 = —^-. (а)
£•/* L
167
Соотношение между углом поворота колонны и прогибом (см.
рис. VI.52, а)
Дс/2 Дс .-
—— = tg(psB(p или ф=— • (б)
Общий прогиб панели
д.
— = tg(0+<p)~0-b<p- (в)
п
Рис. VI.51
После подстановки (а) и
(б) в выражение (в) получаем:
Д1 Дс
А L + h
(г)
Горизонтальный прогиб за счет изгиба колонн. Форма прогиба
колонн представлена на рис. VI.52, а. При этом балки считаются
бесконечно жесткими. Горизонтальный прогиб за счет перерезы-
вающей силы, приложенной к месту предполагаемого шарнира, оп-
ределяется как для консольной балки
. „ УС(Л/2)3 УеЛЗ
Д с = 4 ————— = 1 •
ЗЕ1С 12Е1С
(VI. 12)
Горизонтальный прогиб за счет изгиба балок. Предполагая, что
колонны бесконечно жесткие, определяем прогиб ригеля от-пере-
резывающей силы, приложенной к середине пролета
v£(W = vdL<
* 3EIg \2Elg
Подставляя уравнения (VI. 12) и (VI. 13) в соотношение (г), по-
лучаем
Д1 Vg L3 ychs
h ~ l2ElgL + l2Elch
168
a)
Считаем, что отношение Д^й является постоянной величиной для
разных этажей. Но это несправедливо для промежуточной зоны
здания от заглубленного в грунт основания до деформированной
панели рассматриваемого уровня. Пренебрегая в запас прочности
деформациями в промежуточной зоне, получаем, что отношение го-
ризонтального перемещения этажа к его высоте (перекос этажа)
равно отношению прогиба верха
здания Д] макс к высоте зда-
ния Н. Поскольку величины Ig
и /с в нижних этажах выше, чем
в уровне третьего либо четверто-
го этажа, отношения VCHC и
Vg/Jg принимаются как для
верхних этажей и подставляют-
ся в выражение (VI. 14):
Д1 _Д1 макс _ Vg L? Ус h2 .
h ~ Н ~ !2EIg + 12Е1е ’
VgL2H , Vch2H
Д1макс- + 12£/с
(VI.14)
Горизонтальное перемещение
рамиых каркасов в связи с осе-
выми деформациями колонн.
Поскольку вертикальные на-
грузки увеличиваются в линей-
ной зависимости в направлении
основания здания, площади ко-
лони можно считать увеличи-
вающимися книзу в той же про-
порции. Другими словами, на-
пряжения в колоннах от ветро-
вой нагрузки можно считать ли-
нейно изменяющимися от нуля
вверху здания до максимальных
величин в основании. Следова-
Рис. VI.52
тельно, равнодействующая равномерно распределенных ветровых
нагрузок приложена в уровне верха здания и вызывает линейно
возрастающие осевые напряжения в колоннах.
Максимальное перемещение консоли при сосредоточенной на-
грузке (рис. VI.53, в)
д, = (и>Я) Я» = = МмаксЯ8
f = ЗЕ/д ЗЕ1В ЗЕ1В
(а)
где максимальный момент в основании здания
М ма кс ™ (»Я) Я -= wH*.
Максимальные напряжения в наружных колоннах
ных рам
, Ммакс (5/2) 2Лмакс 1в
/макс— , пли «'’’макс— 7 ' •
1В Я
После подстановки выражения (б) в (а) получаем:
., 27макс^а
симметрич-
ен
(VI. 15)
г)
Рис. VI.53:
а — схема деформирования; б — осевые напряжения в наружных колоннах; в —схема
предполагаемой работы при .горизонтальной нагрузке; г — предполагаемая эпюра момен-
тов в здании
Максимальные осевые напряжения в основании колонн здания
Уе
/ макс — ,
Ас
Следовательно,
ях колонн
горизонтальный прогиб при осевых деформаци-
2УСЯ3
с~ ЗЕАсВ
(VI. 15а)
Полный горизонтальный прогиб здания. Приближенное выра*
жеиие для полного прогиба здания с рамным каркасом получается
от суммирования перемещений при сдвиговых деформациях и из-
гибных деформациях здания по консольной схеме:
Амане = Ас + Ag+Ac';
HVch.2 HVgL* 2NC H2
\2Elc +l2EIg +3EACB '
(VI. 16)
где Ne — осевая нагрузка от ветра в осиоваиин наружных колони; Vjlc —
отношение перерезывающей силы в колонке к моменту инерции колонны;
это отношение принимается для конструкций здания выше третьего этаж^;
Е — модуль упругости; Ас — площадь сечеиия наружной колоииы в основа-
нии здания; Vgllg — отношение перерезывающей силы в балке к моменту
инерции балки относительно оси х, которое принимается для того же уровня,
что Vjlc\ Н — высота каркаса здания; h — высота типового этажа; В —
ширина каркаса здания; L — пролет балки.
170
Задание VI.6. Определим приближенное значение горизонтального
рогиба жесткой рамы здания, рассмотренной в задании VI.5, при следую-
gtnx исходных данных: Vc = 6,21 тс; Vg = 5,97 тс; Nc = 57,15тс;
I = 61 572 см4; lg = 35 071 см4; Ас = 299,9 см»; Л = 3,66 м; Н = 54,9 м;
д = 6,1 м; В = 18,3 м; Е = 2,04 10е кгс/см».
В соответствии с выражением (VI. 16) максимальный прогиб здания
_ Г 5,2-1000.366’ 5,97-1000-610» .
Дмако- ,9[ 12.2,04-10*.61 572 12-2,04• 10е-35071
2-57,15-1000-5490» 1
+ -~"----------------- =54,9 10,463-10»+2,6-10-»+0,187-10-’ =
' 3-2,04-10"-299,9-1830 J 1
= 54,9-3,25-10-3 = 0,1783 м=17,83 см.
Рекомендуемый максимальный горизонтальный прогиб Дмакс all =
0.002Я = 0,002 . 5490 = 10,98 см < 17,83 см.
Горизонтальный прогиб рамы достаточно большой. Поэтому следует
увеличить нзгибную жесткость балок в иижией части здания.
В процентном отношении доля отдельных составляющих в общем прогибе
здания равна:
изгиб колони (0,463 • 10-’/(3,25 • 10-’)] 100 = 14,25%;
изгиб балок [2,6 10-’/(3,25 - 10-’)]100 = 80%;
суммарная величина сдвиговых деформаций 94.25%.
Осевые деформации колонн (0,187 • 10“’/(3,25 • 10~*)100 = 5,75%.
Таким образом, горизонтальный прогиб здания определяется в основном
искажениями элементов рамы при сдвиге. Это четко указывает иа определяю-
щее влияние жесткости ригелей иа горизонтальные прогибы каркасных зда-
ний.
РАМНО-СВЯЗЕВЫЕ КАРКАСЫ СО СТЕНАМИ-
ДИАФРАГМАМИ
Взаимодействие жесткой рамы и стен-диафрагм будет рас-
смотрено в рамках следующего задания. Для определения части
горизонтальных нагрузок, воспринимаемых каждой системой не-
сущих конструкций, исследуются схемы их раздельной работы
(см. рис. IV. 17). '
Задание VI.7. 15-этажное здание с рамным каркасом (см. задание
VI.5) усилено двумя железобетонными стенами ствола жесткости (рис. VI.54).
Прочность железобетона f'c = 281,6 кгс/см’, а модуль упругости Е = 2,53 X
X 10* кгс/см». Определите процент ветровой нагрузки, воспринимаемой каж-
дой системой несущих конструкций.
Предполагая, что ветровая нагрузка воспринимается только жесткими
рамами, определим нагрузку иа одну раму W = 7,62 • 54,9 • 0,098 =
в 40,8 тс. !
Максимальный прогиб верха жесткой'рамы в соответствии с заданием
VI.6 равен Л/ = 17,83 см.
Следовательно, жесткость рамы иа изгиб kf = Р/Д. = 40,8/17.83 =
а 2,28 тс/см (см. рис. III.7).
Если теперь предположить, что нагрузка от ветра воспринимается только
железобетонными стенами, то иа одну стену приходится нагрузка
„ 54,$-38,12.0,098
W =------------1---—101,9 тс.
171
Полагаем, что стена работает по схеме консоли (рис. VI. 17, б), и эта
форма не изменяется в процессе деформирования. Тогда максимальный про-
гиб
_ WH3 = I°1.9-1000(54,9-100)» _
w~ 8EI ~ 8-2,53-Ю5 [30,48-6Ю»/12] =14, СМ‘
Изгибная жесткость стены
kw=~—= - =7,04 тс/см.
Дц/ 14,5
Рис. VI.54
Параметры жесткости рамы и стены-диафрагмы являются постоянными,
поскольку нагрузки и перемещения считаются прямо пропорциональными
и не зависят от действительных значений нагрузок на рамы и стены.
Общая жесткость здания с двумя стенами-диафрагмами и четырьмя ра-
мами 2kw + Zkf = 2 • 7,04 + 4 • 2,28 = 14,08 + 9,12 = 23,2 тс/см.
Следовательно, в процентном отношении нагрузка, воспринимаемая сте-
нами-диафрагмами, при абсолютно жестких дисках перекрытий составляет
——— 100 = -14'°- 100 = 60,62%,
Skw+Skf 23,20 ’ /0’
и только 39,38% ветровой нагрузки воспринимается четырьмя рамами. В об-
щем случае жесткость стен-диафрагм намного больше жесткости рам, и, как
свидетельствуют выполненные расчеты, иа стены приходится значительно
большая часть горизонтальных нагрузок.
НЕСУЩИЕ СИСТЕМЫ В ВИДЕ БАЛОК ВИРЕНДЕЛЯ
Консольные конструкции зданий, воспринимающие постоян-
ные горизонтальные воздействия (рис. VI.55, б), работают практи-
чески как балки при равномерно распределенных вертикальных
нагрузках (рис. VI.55, а).
Защемление консольной балки (рис. VI.55, б) в месте нулевого
угла поворота (т. е. при L/2) изгибаемой шарнирно-опертой конст-
рукции (рис. VI.55,’ а) приводит к перемещениям консоли, равным
179
максимальному прогибу балки в пролете:
' (wL/2) (£./2)3 w(L/2)*
Амане— А2 ^1» Амане — >
д 8wL* 3wL* л 5wL*
Амане = 384£/ ~^4£/ I АМакс = д84£/ •
Рис. VI.55.
Следовательно, балка', Виренделя, симметрично нагруженная
вертикальными силами, работает аналогично жесткой раме при го-
ризонтальных нагрузках. Поэтому можно применить метод порталь-
ных рам, предполагая, что места расположения шарниров совпада-
ют с полувысотой колонн и половинами пролетов балок в каждой
панели балки Виренделя.
Задание VI.8. Трехэтажиое здание поддерживается двумя парал-
лельными фасадными фермами, как показано иа рис. VI.56. Определим эпюры
поперечных и осевых усилий, а также изгибающих моментов в фермах и най-
дем ориентировочные размеры сечений. Нагрузки предполагаются приложен-
ными только к узлам верхнего пояса фермы (балки Виренделя). Рассматривают-
ся лишь вертикальные нагрузки.
При использовании метода портальных рам точки нулевых изгибающих
моментов (шарниров) принимаются посредине пролета и высоты каждой
панели (см. рис. VI.56). В связи с симметричностью нагрузки и конструкции
рассматривается только половина балки.
1Тв
Р=68тс
Рис. VI.56
А. Определение поперечных и осевых усилий
в элементах верхнего н инжнего поясов
Рассматриваем отдельные системы, образованные рассечением поясов
балки в середине пролетов в предположении, что в поясах развиваются толь-
ко поперечные и осевые силы.
Уравнение равновесия моментов относительно узловых точек позволяет
определить осевые усилия (рис. VI.57): 2Л4О = 0 = 272 • 10,67 — 34 X
X 10,67 — 68 • 7,62 — 68 -4,57 - 68 • 1,52 —
—3,05 Na = 527,3 тс — сжатие.
Из условий равновесия горизонтальных
сил определяем осевое усилие в нижнем по-
исе 2 Н = 0 == Nib — 527,3; Nib = 527,3 тс—
растяжение. Сумма проекций вертикальных
сил дает значение поперечной силы 2 V = 0 =
= 272 — 34 — 3 • 68 — 2 V4; = 17 тс.
Аналогичные вычисления выполняются для
определении усилий в других панелях (рис.
VI.58):
Л
SMb = 0 = 272-7,62— 34-7,62 — 68-4,57—
—68-1,52—3,05А/3(;
V3t =459 тс —сжатие;
2Z7=0=VSb—459; У3ь = 459 тс—
растяжение;
Р/2 Р
4,57
1------
SV = 0=\2 — 34 — 2-68—2VS; V3=51 тс;
ZMc = 0=272\57—34-4,57—68-4,57—3,05.V2(;
=^23,2 тс—сжатие;
27/ = 0 = N2ь—323,2 ;\Л/аь = 323,2 тс—растяжен ие;
27=0=272 — 34 A68—272; 7a=85 тс;
SMd = 0 = 272-1,52 —34-1,52 — 3,05.Vit;
Nit — 119 тс—сжатие;
2N=0 = Nib—119; Ntb=»U9 тс—растяжение;
27=0=272—34—27x; Иг = 119 тс.
Б. Определение поперечных и осевых усилий в колоннах,
а также изгибающих моментов в поясах и колоннах
Балка Виренделя расчленяется на отдельные элементы, как показано на
pic. VI.59, для определения пока неизвестных внутренних усилий. Каждый
мемент рассекается в месте расположения шарнира. Неизвестные внутрен-
ние усилия, показанные на рис. VI.60, определяются по найденным ранее
внутренним усилиям в поясах.
212,2 тс
Рис. VI.59
Из условия равновесия горизонтальных сил перерезывающая сила в ко-
лонне равна: 2// = 0 = 119 — 7{; 7[ = 119 тс.
Из условия равновесия вертикальных сил определяется осевая сила в ко-
лонне 2 7 = 0 = 34 + 119— N{\ = 153 тс.
Максимальные изгибающие моменты в узле пересечения поясов и колони
находятся из условия равновесия моментов относительно этого узла, т. е.
-путем умножения поперечных сил на соответствующее плечо (рис. VI.61):
= Vj . 1,52 = 119 • 1,52 = 181,1 тс • м; М", = 7{ • 1,52 = 119 X
’X 1,52= 181,1 тс • м.
Условие равновесия моментов может быть использовано для контроль-
ной проверки вычислений 2М = 0 = 181,1 — 181,1 = 0.
Аналогичные расчеты выполняются для других узлов конструкций.
Направление сил указано на вырезанных узлах (рис. VI.62):
2//=0 = 323,2 —119 —7а; 7£ = 204,2 тс «204 тс;
27= 0 = 684-85—119—N2; N£ = 34tc;
Af,= 119-1,52= 181,1 тс-м;
Л1а = 85-1,52= 129,4 тс-м;
Л4' = 204-1,52 = 310,5 тс-м.
176
Проверка : ZM — —129,4 —181,1 4-310,5 =0;
= 0 = 459 —323,2—Уз; W3~ 136,1 тс;
ZV = 0 = 684-51 —85—Л'з; /^=34тс;
М3 = 85-1,52 = 129,4 тс-м;
Мз = 51 • 1,52 = 77,6 тс-м;
136,1-1,52=207 тс-м.
Проверка: SM =207— 77,6— 129,4 = 0.
=0=527,3—459—V[; У4' «68 тс;
ZV = 0 = 684-17—51-^; A/J=34 тс;
М< = 51 • 1,52 = 77,6 тс-м;
М; = 17-1,52 = 25,9 тс-м;
МJ =68-1,52= 103,5 тс-м.
Проверка: SM = 103,5—77,6-25,9 = 0.
Эпюры усилий в элементах балки Вирен-
деля показаны на рис. VI.63.
В. Приближенный расчет
наиболее нагруженных элементов
Материал конструкции — сталь класса А36
с допускаемым напряжением на изгиб Fb =
= 1690 кгс/см2. Снижение напряжений в связи с

Рис. VI.62
Рис. VI.60 (Рис. VI.61
недостаточным боковым закреплением элементов не производится. Допу-
скаемое напряжение иа сжатие зависит от гибкости колонны, а максималь-
ное значение Fa = 1550 кгс/см2. В связи с большой крутильной жесткостью
примыкающих конструкций и пренебрегая деформациями колони для
приближенного расчета элементов можно принить допускаемое напряжение
Fa = 1408 кгс/см2.
Приближенная формула для коЛонн двутаврового сечения
A=^-(P+2M/d). (VI. 11)
Fa \
Проверим сначала верхний пояс, поскольку напряжения сжатия в нем
более опасны, чем растяжение в нижнем поясе.
Принимаем сечение в виде двутаврового элемента W44 высотой d =
45,72 см.
17Й
В пролете
1 1000
А = .Л - (527,3 4-25,9-100-2/45,72) = 455,4 см« -
На опоре
1-1000
А= 1408
(323,2 + 181,1-100-2/45,72)=793 см* >455,4 см».
Такую площадь сечения обеспечивает профиль 4714x426 (более вы-
сокий профиль имеет меньший расход металла).
Укажем на то, что неравномерность распределения напряжений можно
исправить, увеличивая средние панели, как показано на рис. VI.64. Это обес-
Рис. VI.63. Эпюры усилий
в — эпюра осевых усилий, тс; б — эпюра перерезывающих сил, тс; в — эпюра изгибаю-
“WX моментов, тс-м
&
177
печивает увеличение напряжений в центральной части пояса и уменьшение
напряжений около опор.
Проверка наиболее напряженных стоек при высоте d = 45,72 см.
Крайние стойки
1-1000
А = “йов” 53 + 181 •1 •1<Х>*2 /45,72) = 677,4 см».
Стойки, смежные с крайними
Ы000
Л =-^-(344-310,5-100-2/45,72) =987 см* > 677,4 см*.
Сечения стоек могут быть достаточно близ-
кими, если размеры панелей уменьшаются к опо-
I I I рам, так как при этом уменьшаются изгибающие
моменты (рис. VI.64). На рисунке также пока-
зано, что при постоянной длине панелей сечения
элементов верхнего пояса и стоек увеличивают-
ся к опорам, а при уменьшении панелей к опо-
1111 | рам сечения могут быть приняты практически
ПОСТОЯННЫМИ.
4I Задание' VI.9. Выполнить приближеи-
„ иый расчет верхнего пояса балки Виренделя
Рис. Vl.b4 для несущих конструкций с чередующимися об-
вязочными балками (рис. VI.65). Шаг балок
6,1 м. Типовая балка несет равномерно распределенную нагрузку 14,9 тс/м.
Высота балки 3,05 м. Каждая балка имеет по десять панелей длиной 3,05 м.
Предполагается, что наибольшие напряжения в верхнем поясе возника-
ют в середине пролетз балки. Заделка, обеспечиваемая мощными неразрез-
Рис. VI.65

14,9 тс/м
иыми колоннами здания и консольными участками, приводит к появлению зон
растяжения в верхних поясах и сжатия в нижних поясах вблизи опор в проти-
воположность балке, рассмотренной в задании VI.8. Это благоприятно влияет
на проектирование верхних крайних панелей. С другой стороны, в сврзи с за-
делкой поясов точки нулевых моментов расположены не посредине панелей,
а сдвигаются от опор. В связи с изменением местоположения нулевых момен-
тов изгибающие моменты в крайних панелях увеличиваются, что также от-
личает расчет от задания VI.8.
В первом приближении рассматриваются шарнирно-опертые балки, для
которых максимальные моменты расположены в середине пролета.
При равномерно распределенной нагрузке изгибающий момент
14,9.30,5»
макс=—□-------------□------=1732,6 тс-м
О о
В\ балке
Предполагая, что этот момент воспринимается парой внутренних усилий
в верхнем и нижнем поисах, имеем: 1732,6 = N • 3,05; N = 566,3 тс.
178
Такой подход является достаточно условным, так как изгибающий мо-
ивжт принят посредине пролетахРавиомерио распределенная нагрузка заме-
ИЯвгся ее равнодействующей Р (км. рис. VI.66): Р = 14,9 • 3,05 — 45,3 тс.
Uf условия равновесия вертикальных сил поперечная сила:
45,3
SV = 0=45,3-4V; V=------— =11,3 тс.
4
Изгибающий моменте центральной панели М = 11,3 • 1,52= 17,2тс-м.
Рис. VI.66
Верхний пояс должен быть рассчитан иа осевую силу N = 566,3 тс и
вгибающий момент М = 17,2 тс • м. Для приближенного подбора сечения
стойки обратимся к заданию VI.8. Принимая в качестве материала сталь клас-
са А 36 и сечение IF14 с высотой 40,64 см, получаем:
1 1-1000
А=------(P+2M/d) = ——-(566,34-2.17,2-100/40,64) =464,4 см».
Fa 1408
Увеличение высоты профиля не приводит к существенному снижению
расхода стали, так как в этом случае величина изгибающего момента сравни-
тельно невелика.
Задание VI. 10. Определить усилия при ветровой нагрузке в на-
ружных колоннах однопролетиого здания с чередующимися конструкциями.
Балки Виреиделя высотой в этаж при приближенном расчете можно
рассматривать как бесконечно жесткие, В противоположность рамам с жест-
179
кими узлами высокие балки не искажаются при сдвиге, деформируются толь-
ко колонны открытых этажей (см. рис. IV. 14, а).
Усилия в колоннах определяются аналогично методам расчета рам с
жесткими узлами (см., например, задание VI.4). Для типового этажа эти
усилия показаны на рис. VI.67. Если же балки размещаются в шахматном
порядке, то колонны здания не деформируются. Тогда они не должны воспри-
нимать изгибающих моментов и работают только на осевые нагрузки, указан-
ные иа рисунке.
НЕСУЩИЕ СИСТЕМЫ В ВИДЕ КОРОБКИ (ПОЛОЙ ТРУБЫ)
В качестве примера конструктивного решения зданий с не-
сущими системами в виде трубы рассмотрим 110-этажное здание
Уорлд Трейд Сентер в Нью-Йорке.
Задание VI.11*. Одно из зданий Уорлд Трейд Сентер размером
в плане 63,4 X 63,4 м можно представить в виде большой коробчатого се-
чения балки, возвышающейся над землей на 411,5 м. Наружная оболочка
подкреплена в боковом направлении составными
Рис. VI.68
междуэтажными перекрытиями, играющими роль
жестких диафрагм и связывающими наружные сте-
ны с центральным стволом жесткости. Конструкции
в виде балок Виренделя жестко соединены друг с
другом в углах, которые в свою очередь подкрепле-
ны конструкциями неразрезиых в обоих направле-
ниях ферм междуэтажных перекрытий. Таким обра-
зом, сдвиговые деформации в угловых зонах снижа-
ются до минимума.
В последующем аналязе предполагается, что
горизонтальные нагрузки воспринимаются только
колоннами наружной оболочки. При этом пренебре-
гаем сдвиговыми деформациями в местах пересече-
ния стен, работающих на поперечную силу, и пер-
пендикулярных им участков стен, воспринимающих
осевые силы (рис. VI.68).
Шаг колони в плоскости наружных стен 3,05 м.
Площадь поперечного коробчатого сечения типовой
колонны размером 68,6X81,3 см принята равной
Лс=2632 см2.
На участках стен, перпендикулярных направ-
лению ветра (полках коробчатого профиля), распо-
ложено по 19 колонн (рис. VI.69).
Для расчета реального здания принято давле-
ние ветра 268,4 кгс/м1 иа верхнюю часть здания
высотой 30,4 м и 219,7 кгс/м2 на остальную поверх-
ность.
Если принять, что только давление 219,7 кгс/м2 действует по всей вы-
соте здания, то максимальный изгибающий момент в консольной трубе равен:
0,2197-63,4-411,5»
М==----------;--------==1
179 000 тс-м.
2
Момент инерции колони оболочки относительно нейтральной оси здания
/ = 2Л/Сс^, х (а)
где Ай — площадь поперечного сечения колонны i;
сгу — расстояние от колонны » до нейтральной оси.
* Приведенный в этом задании расчет в силу использования ряда упро-
щений следует рассматривать как первое приближение. (Прим, перев.)
180
Если сечения всех колонн для одного уровня приняты одинаковыми (что
в действительности несправедливо для угловых
(а) имеем:
колонн), то из выражения
(б)
Зависимость (б) неудобна для определения моментов инерции колонн
вдоль полок трубы, поэтому они заменяются эквивалентной площадью полок.
Площадь колонны Ас определяется между соседними колоннами, располо-
женными с шагом s, при эквивалентной толщине полки t (см. рис. VI.69, б):

Рис, VI.69
Тогда момент инерции полок здания
"• I gP(2c)3>l_g 2сЗЛс
ш 2\ 12 J 3s ’
(в)
Момент инерции трубы в соответствии с выражениями (б) и (в) равен
12сЗ Лс\ / d \
/=2Лспс2+2 ——S илн / = 2Лсс2 л + — , (VI -17)
\ 3s / \ 3s /
где п — число колонн с подветренной стороны без учета угловых колони
(VI.69, б).
Для рассматриваемого случая Ас = 2632 см2 = 0,2632 м2; с = d/2 =
= 31,7 м; п = 19 и s = 3,05 м.
Следовательно, момент инерции здания
/ = 2-0,2632-31,72
/ 63,4 \
19+ —~ 13 700 м*.
\ 3-3,05/
Максимальные сжимающие напряжения в колоннах заветренной стороны
Мс
/макс— j
1 179000-31,7-1000-100-100
13 700-100*
=273 кгс/см2.
Осевая сила для рядовой колонны в уровне основания Nc = fAc —
= 273 • 2632 = 718 тс.
Пренебрегая сопротивлением стенок профиля и предполагая, что стены
по полкам воспринимают весь изгибающий момент, получаем завышенные
значения осевых сил
„ м 1 179000
Nc =---------—--------—----= 885 тс.
(n+2)d (19+2)63,4
Это указывает, что примерно 20% изгибающего момента воспринимаются
стеной, параллельной направлению ветра.
181
Максимальный прогиб консольной балки при равномерно распределен-
ной нагрузке Д = wL*l& El. Однако параметры инерции коробчатой системы
здании непостоянны. Они уменьшаются с уменьшением площади колонн [Лс
в выражении (VI. 17)]. Прн приближенном расчете принимаем, что площадь
колонн увеличивается от нуля в верху здания до максимальной величины в ос-
новании. Тогда максимальный прогиб здания
wH* 0,2197-63,4-411,5*.1000 Л „„
д =------— —:11---------------------=0,72 м.
2£/ 2-2,04-10‘-100»-13 700
Этот прогиб меньше рекомендуемой максимальной величины 0,002/7 =
= 0,002 • 411,5 = 0,82 м.
По-видимому, более рационально определить горизонтальное перемеще-
ние трубы с помощью выражения (VI. 15), в котором максимальные напряже-
ния в колоннах в основании здания приняты от сосредоточенной равнодейст-
вующей силы для ветровых нагрузок, приложенной к верху здания.Тогда
предполагаемый момент в два раза больше действительного и / — 2 • 273 =
= 546 кгс/см»;
2/макс
ЗЕВ
2-546-411,5»-100»
3-2,04-10"-63,4-100
= 48 см = 0,48 м.
Полученное значение прогиба составляет »/а от результата расчета по
более условному методу.
Найденный прогиб здания может рассматриваться только как грубое
приближение, так как деформациями сдвига мы пренебрегали, а давление
ветра рассматривается как постоянное.
При этом не учитываются колебания относительно деформированного со-
стоиния. Впрочем эта особенность косвенно учтена путем введения в расчет
более высокого постоянного давления ветра.
Глава VII
КОНСТРУКЦИИ ПЕРЕКРЫТИЙ
ИЛИ КОМПОНОВКА СИСТЕМ ЗДАНИЙ В ПЛАНЕ
Конструкции перекрытий образуют горизонтальные жест-
кие диски. Они усиливают и объединяют вертикальные несущие
конструкции здания, обеспечивая его работу при внешних нагруз-
ках как единого целого. Перекрытия передают вертикальные и го-
ризонтальные нагрузки на колонны или стены.
> Компоновка элементов перекрытий определяется формой и не-
сущими конструкциями здания. Характерные типы компоновки
рассматриваются в следующих разделах.
Правильный выбор конструкций перекрытий имеет очень боль-
шое значение, поскольку они определяют схему передачи ветровых
и вертикальных нагрузок и влияют на выбор несущих систем. Вы-
сота перекрытий при заданном расстоянии от пола до потолка опре-
деляет также общую высоту здания.
• Высоту перекрытий следует выбирать оптимальным образом,
поскольку при увеличении высоты здания возрастают общие зат-
раты на архитектурное и конструктивное решение здания, систе-
мы его инженерного оборудования.
Высота перекрытия непосредственно связана с устройством кана-
лов, которые могут проходить между несущими конструкциями (фер-
мами, балками) или ниже их уровня.
В данной главе системы перекрытий рассматриваются со сле-
дующих точек зрения:
конструкции перекрытий обычных по своему решению зданий,
распределяющие вертикальные нагрузки;
конструкции перекрытий, распределяющие горизонтальные на-
грузки;
совместная работа балочных конструкций перекрытий и железо-
бетонных плит.
Рассматриваются только составные системы перекрытий, так
мк с конструктивной точки зрения лишь они позволяют получить
оптимальное решение для высотных зданий. По этой причине систе-
МЫ в виде плит, применяемые для зданий малой и средней этажно-
сти» не анализируются.
НЕСУЩИЕ СИСТЕМЫ ПЕРЕКРЫТИИ
, Вертикальные нагрузки передаются на колонны и стены ли-
бо непосредственно с плит перекрытий, либо с помощью несущих
конструкций перекрытий. Железобетонные плиты могут перерас-
пределять вертикальные нагрузки при работе:
183
как плоские (двухмерные) системы: плиты, работающие в двух
направлениях, плоские настилы, многослойные плиты;
как одномерные системы: несущие настилы, плиты-перемычки.
Обычно отношение пролета к высоте перекрытия определяется
несущей способностью и жесткостью и, как правило, изменяется в
пределах 20—24. Следующие эмпирические формулы применяются
проектировщиками для грубой (предварительной) оценки высоты
перекрытия d (в дюймах) по отношению к пролету L (в футах):
d«= 1/1,5—для близкорасположенных открытых стальных балок и ригелей;
d=£/2—для стальных балок, неразрезных железобетонных балок и однопро-
летных железобетонных настилов (что соответствует /./</= 24);
d=LI'd—для неразрезных железобетонных плнт, многопустотных плнт,
плит-перемычек.
В этом разделе рассматриваются в первую очередь характерные
системы несущих конструкций перекрытий и их место в общем
конструктивном решении здания. Эти системы подразделяются
на типовые системы перекрытий для жестких рамных каркасов
(рис. IV. 10) с регулярной сеткой и типовые системы перекрытий с
несущими конструкциями в виде наружных оболочек и стволов жест-
кости.
В каркасных сооружениях компоновки колонн определяют сис-
тему горизонтальных конструкций. Главные балки образуют ос-
новную систему, выполняя одновременно функцию несущих эле-
ментов вертикальных рам. В зависимости от размеров основной
ячейки она может быть разделена второстепенными балками. Эти
балки имеют пролет 6,1—12,2 м и расположены на расстоянии 2,4—
3 м друг от друга. Конструкции несущих систем перекрытий для
каркасных зданий средней этажности (см. рис. VI 1.2) выбираются
в соответствии со схемой передачи усилий (рис. VII. 1) в виде попе-
речных, продольных и пространственных рам (в двух направлениях).
В системах с поперечными рамами вертикальные нагрузки пере-
даются внутренним рамам, размеры которых определяются шири-
ной здания. Эти рамы должны воспринимать не только вертикаль-
ные, но и основную часть горизонтальных нагрузок. Плиты пере-
крытий могут укладываться непосредственно на ригели рам
(рис. VII. 1, а) при небольшом шаге рам и малых нагрузках. В 20-
этажном здании на рис. VII.2, а железобетонные плиты пролетом
2,7 м укладываются на двутавровые железобетонные балки высотой
107 см, которые опираются на несущие межоконные импосты. В этом
здании горизонтальные нагрузки воспринимаются торцовыми ство-
лами жесткости. Такой же принцип использован в семиэтажном
здании с несущими фермами, расположенными в шахматном
порядке (рис. VII.2, в). Здесь стальные прокатные балки высотой
40,6 см, установленные с шагом 0,76 м, и железобетонные плиты
толщиной 6,4 см опираются на фермы Пратта высотой 203 см при
шаге 17,1 м в каждом этаже.
По мере увеличения пролетов рам необходимо переходить на
балочные клетки (рис. VII. 1, б, в, г), в которых второстепенные бал-
184
ки передают вертикальные нагрузки на ригели рам. Такой подход
характерен для жестких каркасов зданий. В 18-этажном здании на
рис. VI 1.2, г применены второстепенные балки посередине основно-
го пролета. Система перекрытий состоит из комбинированной плиты
с профилированным стальным настилом высотой волны 7,6 см и верх-
него слоя из легкого бетона толщиной 8,3 см.
Рис. VII.1. Характерные решения междуэтажных перекрытий
1 — поперечные; 2 — продольные; 3 — перекрестные; 4 — сочетание разных типов рам
Второстепенные балки могут быть расположены в третях или
четвертях основного пролета, как показано на рис. VII.2, д и е для
9- и 10-этажных зданий. В обоих зданиях применены стальные на-
стилы с покрытием из легкого бетона толщиной 6,4 см. В 11-этажном
каркасном здании (рис. VII.2, з) использованы близкорасположен-
ные стальные прокатные балки открытого профиля с железобетон-
ной плитой толщиной 6,4 см.
В несущих системах с продольными рамами (см. рис. VII. 1, д—з)
вертикальные нагрузки передаются рамам, параллельным длинной
стороне здания. В этом случае поперечные рамы работают в основ-
ном на горизонтальные нагрузки. Как и в несущих системах с по-

a
перечными рамами, плиты перекрытий могут опираться непосред-
ственно на ригели, если пролеты и нагрузки малы, либо на второсте-
пенные балки. В восьмиэтажном здании (рис. VI 1.2, е) стальные
балки открытого профиля перекрывают ширину здания и пролет
4,72 м между главными балками. Поперечные конструкции для
восприятия ветровых нагрузок расположены с шагом 6,7 м.
Если сетка колонн здания близка к квадрату, то обычно применя-
ют несущие системы, работающие в двух направлениях (рис. VII.1, и
к, л, м). Железобетонные плиты с перекрестным армированием
распределяют нагрузки по обоим направлениям. Аналогичный эф-
фект достигается расположением балок в одном направлении в
уровне определенного перекрытия и в перпендикулярном направле-
нии для смежных перекрытий. Такое расположение вспомогатель-
ных балок также позволяет равномерно распределить вертикальные
нагрузки.
Возможные сочетания несущих систем перекрытий показаны
на рис. VII. 1, н, о. Например, в жилых зданиях нагрузки в цент-
ральном коридоре передаются продольным балкам, а в жилых по-
мещениях воспринимаются поперечными балками.
Характер распределения нагрузок не всегда определяется ком-
поновкой здания в плане. Примером такого решения является
21-этажное здание (рис. VII.2, и) с нерегулярной сеткой колонн.
Необычная компоновка несущих балок перекрытий применена
в 15-этажном здании, показанном на рис. VII.3, к. Диагональное
расположение балок перекрытий требует постановки всего восьми
колонн в пределах внутреннего пространства, обеспечивая таким
образом свободную планировку помещения. Комбинированная
система перекрытия из легкобетонного слоя покрытия толщиной
8,9 см по стальному настилу работает как диафрагма, передаю-
щая горизонтальные силы к скошенным углам здания, вдоль кото-
рых устроены вертикальные связи жесткости.
Семиэтажное каркасное здание усеченной эллиптической формы
(рис. VII.3, г) требует устройства необычной системы конструкций
перекрытий, поскольку одинаковый шаг колонн по фасаду и внутри
здания не позволяет создать систему параллельных балок. Конст-
рукции перекрытий необходимо решить в виде поясов связей, пере-
дающих ветровые нагрузки к соответствующим колоннам (см. рис.
В большинстве примеров на рис. VII.3 используются централь-
ный ствол жесткости и конструкции по контуру здания. Как пра-
вило, балки перекрывают наименьший пролет от внутреннего ство-
ла до наружной оболочки.
В круглых зданиях естественно стремление создать систему ра-
диальных балок от центрального ствола и балок, связывающих их
Вместе в кольцевом направлении (рис. VII.3, а, д, и).
На плане здания (рис. VII.3, а) требуется устройство только
П1ести высоких железобетонных радиальных балок, опирающихся
иа внутренний ствол и колонны наружного кольца, так как приме-
187
иена предварительно напряженная система конструкций. Здание
на рис. VI 1.3, д шире и выше (183 м по сравнению с 55,5 м) и имеет
коробчатую форму. Железобетонные балки (высотой 51,4 см) пере-
крывают в радиальном направлении пролет 10,67 м между централь-
Рис. VII.3. Обычные конструкции перекрытий
1 — нечетные перекрытия; 2 —четные перекрытия; 3 — консольные балки; 4 — опорные
ригели; 5 —бетонная балка высотой 51,4 см; 6 — диагональные подвески; 7 — вертикаль*
ный пояс связей; 8 — железобетонная многослойная плита; 9 — решетчатая балка высо*
той 101,6 см
ным железобетонным стволом и колоннами по периметру. Между
балками устроена железобетонная плита толщиной 11,4 см.
В связи с относительно небольшой высотой (11 этажей) здания
на рис. VII.3, и для него использованы принципы компоновки рам-
ных каркасов. Балки снова размещены в радиальном направлении,
но с опорой на внутренний прямоугольный каркас. Ограниченная
Высота перекрытия (использовались низкие балки) не позволила
1<Ю
усТройть консоли балок. Их пришлось опереть по периметру на диа-
гонально растянутые стержни, которые присоединялись к наружным
колоннам. Между радиальными балками выполнена железобе-
тонная плита толщиной 10,2 см.
В зданиях, выполненных по коробчатой схеме при прямоуголь-
ном плане, несущие конструкции по периметру могут состоять из
угловых стволов жесткости, системы взаимосвязанных колонн с
балками или фермами или из оболочки с равноудаленными колонна-
ми. Как и в круглых в плане зданиях, балки перекрывают простран-
ство от ствола до конструкций наружных стен пролетом 13,7—19,8 м,
за исключением решения на рис. VI 1.3, п. Определенные трудности
возникают с компоновкой угловых зон. Обычно устраивают либо
диагональный ригель, связывающий углы ствола и наружной сте-
ны и таким образом увеличивающий нагрузку на угловые колонны,
либо более мощные балки, параллельные стенам ствола, которые
снимают угловые нагрузки, и, работая как плиты в обоих направ-
лениях, передают большую часть нагрузки на колонны наружной
оболочки, к которым эти балки примыкают. Распределение угло-
вых нагрузок по двум направлениям может быть также достигнуто
с помощью системы одномерных элементов, если их направление
в смежных этажах изменяется.
Основная подсистема несущих конструкций 27-этажного здания
(см. рис. VI 1.2, б) состоит из центрального ствола жесткости и рамы-
оболочки по периметру. Балки пролетом 13,7 м и высотой 76,2 см рас-
положены между стволом и наружными колоннами. В угловых зо-
нах эти балки опираются па сварные ригели высотой 101,6 см, свя-
зывающие ствол с поперечными рамами наружных стен. Перекрытия
решены в виде настнла из стальных профилированных листов с вы-
сотой волны 7,6 см и слоя легкого бетона.
В 52-этажном здании коробчато-ствольной системы (труба в тру-
бе) (рис. VII.3, н и IV.20, в) пространство между решетчатой несу-
щей наружной стеной и внутренним стволом перекрыто одиопролет-
Ными элементами. В угловых зонах они заменены двухмерной много-
слойной плитой, которая увеличивает долю нагрузки, восприни-
маемой прогонами между углом ствола жесткости и наружными ко-
лоннами увеличенных размеров. Увеличение размеров колонны мо-
жет выполняться по фасаду здания (как показано на рисунке) или
внутрь здания для создания выразительности наружных стен.
Принцип устройства конструкций перекрытий на рис. VII. 3, з
(34-этажное здание с жестким стволом и шарнирно примыкающим
каркасом) аналогичен решению здания на рис. VI 1.3, н. Составная
Железобетонная система перекрытия между стволом жесткости и
наружной стеной дополнена в углах многопустотной плитой настила
Толщиной 19 см, работающей в двух направлениях.
Вместо применения оболочки с колоннами, как в предыдущем
решении, в 19-этажном здании рамно-ствольной конструкции
(рис. VII.3, б) в качестве элементов наружного каркаса использо-
ваны две основные колонны (сечением W 14x426) по каждой стороне
189
фасада. Угловые зоны здесь решены устройством консольных участ-
ков балок по периметру здания. Для уменьшения их прогиба и для
восприятия неуравновешенных нагрузок на одно из перекрытий кон-
сольные участки балок связаны по вертикали стальными трубами
диаметром 10,2 см. Направление вспомогательных балок в угловых
зонах изменяется через этаж для более равномерного распределения
нагрузок (показаны пунктиром).
В 65-этажном здании со стволом жесткости и каркасом
(см. рис. VI 1.3, е) использована аналогичная система колонн, за
исключением консольных участков.
10-этажное здание на рис. VII.3, в поддерживается четырьмя
жесткими пилонами, расположенными по середине наружных стен.
Система перекрытий решена в виде многослойной решетчатой пли-
ты толщиной 76,2 см, поддерживаемой ригелями, которые диагональ-
но соединяют пилоны здания. Поскольку угловые консоли длиной
16,8 м могли получать существенные деформации, решетчатая плита
перекрытия была выполнена с последующим натяжением.
Угловые несущие конструкции перекрытий зданий со стволами
жесткости и наружными несущими оболочками могут быть реше-
ны путем установки ригелей по диагонали между углами стволов
жесткости и наружными угловыми конструкциями (рис. VII.3, о, л,
ж, м).
23-этажное здание со стволом жесткости (рис. VI 1.3, ж) состоит
из четырех круглых железобетонных угловых башен, соединенных
высокими стальными ригелями, и центрального ствола для лифтов.
Пять пустотелых трубчатых колонн поддерживают стальные кон-
струкции перекрытий и железобетонную плиту (см. также рис.III.
12, ж).
41-этажное здание на рис. VII.3, л имеет по наружным стенам
системы К-образных рам (рис. III. 12, б). Диагонали связей воспри-
нимают горизонтальные нагрузки и передают их на четыре угловые
колонны. Составные колонны по углам воспринимают также допол-
нительную нагрузку на угловые зоны перекрытий в связи с устрой-
ством диагональных ригелей.
83-этажное здание с несущей системой' типа «труба в трубе»
(рис. VI 1.3, о) с близко расположенными треугольными колоннами
составного профиля (рис. IV.20, е) построено с системой конструкций
перекрытий, аналогичной принятой для здания на рис. VII.3, л.
Фермы высотой 96,5 см и пролетом 13,7 м располагаются между кон-
струкциями наружных стен и стволом с шагом 3,05 м. Они имеют
шарнирные опоры (воспринимающие только сдвигающукхнагрузку)
и расположены в шахматном порядке, примыкая в разиыхНерекры-
тиях к противоположным сторонам колонн и снижая таким образом
эксцентричность передачи нагрузок. Диагональные ригели перекры-
вают пролеты между угловыми колоннами уголкового профиля с
входящими углами и угловыми колоннами внутреннего ствола
жесткости. Перекрытие состоит из профилированного настила высо-
той 3,8 см, работающего совместно с верхним слоем легкого бетона
190
уодп^иной 11,7 см (см. рис. VII.5, а). Конструкции перекрытий не
только воспринимают вертикальные нагрузки, но и работают как
диафрагмы, подкрепляющие наружные стены и распределяющие го-
ризонтальные нагрузки на внутренний ствол.
• 78-этажное треугольное в плане здание (рис. VI 1.3, м) имеет от-
крытые наружные колонны коробчатого сечения, расположенные с
щагом 11,9 м и связанные коробчатыми ригелями в уровне каждого
третьего перекрытия, и треугольный в плане внутренний ствол для
инженерных коммуникаций (см. также рис. III.12, к). Ствол жест-
кости имеет диагональные связи через три этажа, а верхняя про-
странственная рама связывает наружные колонны и верх ствола.
Здание составлено из ряда трехэтажных конструкций, причем каж-
дое третье перекрытие является несущим и сопрягается с наруж-
ными колоннами. Вспомогательные перекрытия поддерживаются
стволом и основными перекрытиями вблизи наружной оболочки.
Принцип устройства зданий в виде многосекционной коробки
проиллюстрирован на рис. VI 1.3, п (см. также рис. IV.20,3). Решет-
чатые стены каждой из коробок (секции) состоят из колонн, распо-
ложенных на расстоянии 4,57 м, и высоких балок в уровне каждого
перекрытия. Две соседние коробки имеют общие колонны и балки.
Каждая коробка подкреплена однопролетной, шарнирно-опертой
фермой высотой 101,6 см и пролетом 22,9 м. Фермы работают сов-
местно с системой плит перекрытий из легкого бетона толщиной
6,4 см и стального профилированного настила. Направление ферм
изменяется на взаимно перпендикулярное через каждые шесть эта-
жей для более равномерного распределения вертикальных нагрузок
между колоннами и увеличения жесткости вертикальной трубы.
ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ СВЯЗИ
Конструкции перекрытий не только передают вертикальные
нагрузки на колонны, но и работают как диафрагмы при горизон-
тальных нагрузках. Их можно рассматривать как высокие горизон-
тальные балки (или жесткие плиты), передающие горизонтальные
нагрузки системам рам или стен-диафрагм. При монолитных железо-
бетонных конструкциях перекрытий их работа как диафрагм жест-
кости редко требует дополнительных мероприятий. Однако если
жесткость дисков перекрытий должна быть увеличена, то может по-
требоваться установка дополнительной системы горизонтальных
связей, особенно при широко расставленных шарнирно-опертых бал-
ках из стальных или предварительно изготовленных железобетон-
ных элементов.
На рис. VII.4, а—в приведены в качестве примеров различные
системы горизонтальных связей, которые повышают жесткость кон-
струкций перекрытий и распределяют горизонтальные нагрузки
пропорционально жесткостям вертикальных несущих элементов
(показанным жирной линией). Элементы горизонтальных связей
—' 191
обеспечивают совместную работу системы вертикальных стен-диа-
фрагм.
Когда наружные колонны не раскреплены балками перекрытий
в горизонтальном направлении или когда необходимо повысить кру-
тильную жесткость обвязочных балок (например, в коробчатых си-
Распределение горизонтальных нагрузок между
г) поясами сбязей jj)
Рис. VI 1.4. Системы горизонтальных связей
/ — пояс связей
стемах), связи по перекрытиям могут быть устроены по периметру
здания между поперечными балками (рис. VII.4, г, д).
В 25-этажном здании (рис. VII.4, е) применена необычная систе-
ма связей по перекрытиям. Несущие конструкции здания состоят
из двух частей: 10-этажной башни, возвышающейся на 15-этажной
1ПО
нижней части. Горизонтальные нагрузки воспринимаются рамным
каркасом башни и наружной оболочкой нижней части здания. Из-
менение конструктивной системы при переходе от башни к основа-
нию требует устройства развитой системы горизонтальных связей
в переходной зоне в уровне 15-го и 16-го этажа. Эта система гори-
зонтальных связей передает горизонтальные нагрузки с колонн баш-
ни наружным колоннам нижней части. Аналогично в здании Сирс
Тауэр (рис. IV.20,3) двухэтажные фермы размещены там, где закан-
чиваются отдельные секции. Фермы перераспределяют ветровые и
вертикальные нагрузки между большим числом нижерасположен-
ных труб.
СОСТАВНЫЕ СИСТЕМЫ МЕЖДУЭТАЖНЫХ ПЕРЕКРЫТИЙ
Как правило, несущая способность и жесткость сопряжений
несущих элементов значительно увеличиваются, если эти элементы
работают как единое целое. Другими словами, несущая способность
составных конструкций намного выше, чем суммарная прочность
отдельных элементов. В комбинированных конструкциях недостатки
одного элемента могут быть компенсированы за счет прочности дру-
гого.
Составные системы перекрытий (из разных материалов несущих
конструкций) являются оптимальным решением для высотных зда-
ний со стальным каркасом. Профилированный стальной настил, ра-
ботающий совместно с бетонными плитами, начал использоваться
с 1960-х годов. Количество высотных зданий с применением состав-
ных балок непрерывно возрастает.
Составные настилы перекрытий. Большинство систем из профи-
лированного стального настила имеет небольшие гребни н впадины
для обеспечения сцепления с бетонной плитой. Как правило, сталь-
ные профилированные листы имеют высоту 3,8 и 7,6 см. Настил вы-
сотой 7,6 см обладает значительно большей несущей способностью
и используется для пролетов 3,7—4,6 м при совместной работе с бе-
тонной плитой. При настиле толщиной 3,8 см, напротив, требуется
меньшая высота плиты н таким образом снижается общая высота
здания. В связи с разнообразием применяемых профилей стального
иастила и конструкций их соединений общая методика расчета со-
ставного настила пока еще не разработана. Расчеты выполняются с
использованием таблиц нагрузок, составляемых изготовителями из-
делий.
Укажем на основные преимущества применения профилирован-
ных настилов, которые работают совместно с бетонными плитами:
увеличение жесткости перекрытий в горизонтальной и верти-
кальной плоскостях;
увеличение пролетов и расстояний между балками, уменьшение
числа балок, снижение веса перекрытий, которое определяет умень-
шение стоимости несущих конструкций и фундаментов;
ускорение процесса строительства, существенное снижение рас-
хода материалов на опалубку и леса для бетонных плит, непосред-
7 Зак. 897 193
ственное создание пространства для складирования строительных
материалов;
обеспечение опор для проводов, гибкое размещение электричес-
ких систем.
Примером составной плиты перекрытий является конструкция
перекрытий здания Стандард Ойл оф Индиана в г. Чикаго
(рис. VII.5, а). Использовались следующие изделия: стальные про-
филированные листы шириной 0,915 м, профиля 18 с волнами высо-
той от 2,5 до 3,8 см, чередующиеся с листами шириной 0,61 м, про-
филя 18/20 из ячеистого настила высотой 2,5—3,8 см для пропуска
систем электроснабжения и связи. По стальным листам уложен слой
Рис. VII.5. Составные системы перекрытий
а — составной настнл перекрытия: / — бетонная плита толщиной 14 см; 2 — стальной про-
филированный настнл высотой 3,8 см; 3 —сетка из проволоки; 4 —ферма; oV- состав-
ные системы с фермами: / — бетонная плита толщиной 11,75 см; 2 — стальной настнл
высотой 3,8 см; 4 — ферма; 5 — поперечная ферма; 6 — арматурный стержень, приварен-
ный к плите; в — составные системы с балками: / — бетонная плита толщиной 11 см;
2 —стальной настнл высотой 3,8 см; 7 —опорная плита; 8 —ребро жесткости; а —со-
ставной ригель с подставками: / — бетонная плита толщиной 13,3 см; 2 — стальной на-
стил высотой 3,8 см; 9 — балка-подставка; 10 — ригель; д —составная плита с тавровыми
балками: / — бетонная плита толщиной 15 см: // — арматурные стержни; /2 — стальной
тавровый профиль, приваренный к арматурным стержням
194
из легкого бетона прочностью 352 кгс/см*. Для обеспечения огнес
кости поверхности настила по бетонной плите уложены сетки из
волоки, которые обеспечивают необходимую способность к восп;
тлю растягивающих напряжений. В данном случае вопросы эю
мики требовали отказаться от учета при проектировании совы
•ной работы настила и бетонной плиты.
Составные балки. При строительстве высотных зданий различ
типы балок (прокатные, составные, балки-фермы и др.) рассч!
деются исходя из совместной работы с железобетонными плитами
комбинированные системы. Для обеспечения совместной работы i
ты и балки необходимо предусматривать специальные типы со<
иеиий, передающих сдвигающие усилия, для восприятия попе;
иых сил между двумя элементами. Это устраняет возможность i
скальзывания между плитой и полкой балки. Обычно в качестве
ких соединительных элементов используют отрезки круглой ст<
привариваемые к полкам балок. Применяются также другие ti
соединительных элементов в виде спиралей, уголков и швелле;
В системе перекрытия, показанного на рис. VII.6, а, балка и i
та работают под нагрузкой раздельно. Каждый элемент испытьп
растяжение нижних волокон и сжатие верхних волокон. При та
-подходе силами взаимодействия в виде трения между поверхно!
ми плиты и полки балки пренебрегают. Предполагается, что по з
•границе происходит свободное относительное перемещение эле»
тов. Если система перекрытия работает как составной элел
Рис. VI 1.6:
Ра®ота плиты и балки; б — приведенная ширина пояса; в — совмест
uZfl2Ia плнты И балки; / — нейтральная ось плиты; 1 — нейтральная ось балки;
нейтральная ось составного сечения
7*
(рис. VII.6, в), то считается, что проскальзывания между плитой и
балкой не происходит. В этом случае конструкции работают отно-
сительно общей нейтральной оси. Часть бетонной плиты работает
как сжатая полка комбинированной системы. Приведенная ширина
сжатого пояса назначается по рекомендациям Американского ин-
ститута бетона или Американского йнститута стальных конструк-
ций (см. задание VII. 1). При совместной работе элементов жесткость
и прочность системы перекрытия могут быть повышены на 15—30%
по сравнению с их значениями при раздельной работе. Несколько
типов систем перекрытий с составными конструкциями, показанные
на рис. VII.5, кратко рассматриваются в следующих разделах.
Составные балки с комбинированными перекрытиями. Соедини-
тельные элементы, работающие на срез, привариваются на монтаже
через стальной настил к верхней полке балки и обеспечивают совмест-
ную работу бетонной плиты со стальным настилом и балками. Волны
стального настила могут располагаться параллельно или перпенди-
кулярно направлениям балок. Характер совместной работы пере-
крытия в этих случаях совершенно различен. Схема работы системы
при расположении волн параллельно балкам подобна деформациям
сплошной плиты. На рис. VII.5, в показан стальной настил высотой
3,8 см, который работает совместно с плитой толщиной 11 см из бе-
тона прочностью 211 кгс/см2 и балками перекрытия. Особенностью
такого конструктивного решения является возможность уменьше-
ния высоты балки в пролете и пропуска каналов в пределах пере-
крытия. Этот принцип позволяет снизить высоту этажа и примерно
на 9 м высоту здания.
Составные системы с фермами. Фермы междуэтажных перекры-
тий здания Уорлд Трейд Сентер (рис. VII.5, б) имеют необычные
соединительные элементы, работающие на сдвиг и состоящие из не-
разрезных стержней арматуры, которые в каждой панели присоеди-
нены к настилу и размещены в центре плиты перекрытия толщиной
11,7 см. Стальной настил 22 профиля высотой 3,8 см не является не-
сущим элементом. Он служит только в качестве опалубки и исполь-
зуется для монтажных работ.
Система в виде ригеля с подставками (рис. VII.5, г) совместно с
плитой образует своеобразную балку Виренделя. Составная плита
перекрытия высотой 13,3 см работает совместно с балками-подстав-
ками, приваренными к главным балкам.
Составная плита с тавровыми балками. Т-обрэзные элементы за-
водского изготовления на рис. VII.5, д состоят из широкого верхнего
железобетонного пояса и перевернутого Т-образного профиля, по-
крытого огнезащитным слоем бетона. Арматура плиты перекрытия,
приваренная к верху стенки таврового профиля, обеспечивает сов-
местность работы перекрытий.
Приближенный расчет составных балок. При определении разме-
ров балок и числа соединительных элементов в приближенной фор-
муле используется величина предельной несущей способности ком-
бинированного сечения. Как правило, нейтральная ось сечения рас-
tcia.
полагается близко к верху балки и может находиться в пределах
плиты или в пределах высоты балки (рис. VII.7, б, в). Здесь мы пред-
полагаем, что бетонная плита проектируется для восприятия сжи-
мающих напряжений, т. е. нейтральная ось расположена в пределах
толщины плиты. Прочностью плиты на растяжение в зоне ниже ней-
тральной оси пренебрегаем (рис. VII.7, в).
Равнодействующие предельных сжимающих С и растягивающих
Т напряжений при прямоугольных эпюрах их распределений пока-
заны на рис. VII.7, в,
где Л, — площадь стальной балки; 0,85 fc — среднее напряжение в бетоне
при разрушении от сжатия, fv — предел текучести стали; b — приведенная
ширина бетонного пояса.
Предельный изгибающий момент записывается в функции усилия
в стальной балке
I d а \
Mu = A,fy +<— — j •
Высота а сжатой зоны определяется из уравнения равновесия сил
сжатия и растяжения:
Ту^Си- A, fy*=0,85f' ab; а = • (VII.1)
и,00^ и
В качестве грубого приближения высота сжатой зоны может
быть принята равной высоте плиты. При этом предельный момент
или требуемая площадь сечения стальной балки
2МЦ
’= fy (d+t)
При коэффициенте перегрузки, равном 2, необходимая площадь
сечения стальной балки определяется по эксплуатационному момен-
ту М : Ми = 2М
4М
ty (d 4-t)
(VII. 2)
,7в Зак. 897
197
Рис. VII.8
Соединительные детали должны воспринимать сдвиг по площади
контакта плиты и балки. Предельная горизонтальная нагрузка, вы-
зывающая проскальзывание, определяется из уравнения равнове-
сия (рис. VII.7, г)
Ту = Aj fy — Vhu^^h.
При коэффициенте перегрузки 2 предельная сдвигающая сила
при действии полезных нагрузок для половины пролета равна
Vh=^> (VII.3>
Количество соединительных эле-
ментов определяется делением силы
Vh на прочность одного элемента.
Задание VII. 1. Определить раз-
мер второстепенных балок ВМ, показан-
ных на рис. VII.8. Балки работают с бе-
тонной плитой толщиной 10,2 см при
прочности бетона 282 кгс/см’. Материал
балок — сталь класса А 36 (предел теку-
чести 2540 кгс/см’), полезная нагрузка
488 кгс/м*.
В связи с применением систем под-
мостей они воспринимают нагрузки от
перекрытий в период строительства. После
укладки бетона подмости убираются и си-
стема работает как единое целое. Таким
образом, при удаленных подмостях балка должна самостоятельно воспри-
нимать вес опалубки, свежего бетона и некоторую часть полезных нагрузок.
Нагрузка: полезная нагрузка LL 488 кгс/м*
постоянная нагрузка от плиты толщиной 10,2 см 244 кгс/м*
вес потолка, перекрытия и иес балок____________122 кгс/м*
Итого 854 кгс/м*.
Нагрузка на балку w = 854 • 2,44 = 2,08 тс иа I м.
Для шарнирно-опертой балки максимальный момент
5:
b0-2,W bf-1^
Приближенная площадь сечения балки в соответствии с выражением
(VII.2) при высоте 40,6 см:
4Л4 4-21,7.100
'= М<Ж) = 2,54(40,6+10,2) ’9 С '
В качестве пробного сечении принимаем профиль W16X36; А, — 68,4 см*;
S, = 926 см»; bf = 17,75 см. \
Приведенная ширина полки в соответствии с рекомендациями Американ-
ского института стальных конструкций (1969 г., разд. 1.11.1):
L 9,15
b <•=—-—=2,29м; 5 <5*—2,44 м;
4 4
b < 5/+16/«=17,75 + 16-10,2-180,9 см-1,8 м-
198
Последнее значение является определяющим.
Проверим плиту исходя из выражения (VI 1.1):
' Л» fy
а~ 0,%,f'cb
68,4-2,54
0,85-0,282.180
=4,03 < /=10,2 см,
<г. е. плита удовлетворяет этому условию. Используется только 40% площади
пояса плиты. Можно принять и несколько меньшую плиту, поскольку
О < Оа»» ~
Полная горизонтальная нагрузка, передаваемая по поверхности контакта
балки и плиты, из выражения (VII.3) раина:
Несущая способность на сдвиг одного элемента (см. рекомендации._Аме-
риканского института стальных конструкций, 1969, табл. 1.11.4) равна:
q = 2,67 тс.
Требуемое количество соединительных элементов
86 5
tf=—£=32,4.
2,67
Принимаем 34 элемента, равномерно распределенных по пролету балки.
Для балок, воспринимающих сосредоточенные нагрузки, следует отказаться
от равномерного размещения соединительных элементов1.
При раздельной работе балок требуемый момент сопротивления попереч-
ного сечения (высота 40,64 см):
М
f=—; f=l,69 тс/см2; 5 = 21,7-100/1,69=1290 см»,
ъ
Принимаем №16 X 50; 5 = 1324 см’» 926 + 30% (1324).
Совместная работа перекрытия обеспечивает повышение приведенной
прочности балки примерно на 30%. Приближенно размеры балок, подбирае-
мые из условия раздельной работы, можно затем уменьшить на 30%, что дает
экономию материалов.
1 Даже при равномерно распределенной нагрузке наа балку более рацио-
нально размещать соединительные элементы в соответствии с эпюрой попереч-
ных сил, т. е. концентрировать их около опор. (Прим, перев.)
7в*
Глава VII)
ВЫСОТНЫЕ ЗДАНИЯ ИЗ СБОРНЫХ
КОНСТРУКЦИИ
Принцип массового изготовления элементов здания и по-
следующей их сборки был разработан в значительной степени Джо-
зефом Пекстоном (здание Кристалл Палас в Лондоне, 1851).
В середине XIX столетия в американских каталогах содержались
стандартные элементы массового изготовления для строительства.
Предлагаемые строительные элементы включали в себя конструкции
складов, системы кровельных покрытий, целые стены зданий
вместе с несущими конструкциями, коммуникационными устройст-
вами и элементами отделки. Развитие примерно в то же время зданий
с деревянными каркасами характеризовалось переходом от индиви-
дуального квалифицированного труда к изготовлению на заводе
со сборкой стандартных элементов за сравнительно короткое время
менее квалифицированными рабочими. Вальтер Гропиус в 1910 г.
провозглашал идеи индустриализации жилых зданий из стандартных
элементов заводского изготовления.
Заводское изготовление строительных изделий является только
небольшим шагом на пути к индустриализации строительства, кото-
рое включает в себя координацию вопросов проектирования, изго-
товления, производства работ на строительной площадке, продажи,
финансирования и управления законченным зданием. Они выходят
за рамки этой книги. Поэтому ниже кратко рассматриваются эле-
менты заводского изготовления как таковые.
К преимуществам заводского изготовления строительных деталей
и сборки их на площадке относятся:
массовое производство;
максимальный контроль качества;
сокращение сроков строительства;
относительная независимость процессов сборки от погодных ус-
ловий;
потребность в небольшом количестве квалифицированных рабо-
чих на строительной площадке.
Несущий элемент заводского изготовления характеризуется
следующими показателями:
форма — одномерный, двухмерный, пространственный; >
масса — легкий (могут поднять один или двое рабочих), тяжелый
(необходимо специальное подъемное оборудование);
площадь — размер панели;
материал — традиционные материалы, бумага, пластики, ком-
позитные материалы;
200
внутренняя структура — плотные, полые, ребристые;
назначение при сборке — балка, плита, колонна, стена, лестни-
ла;
степень сборности — от простого несущего элемента здания (на-
пример, плита перекрытия) до законченного элемента (например,
транспортируемый комплект заводского изготовления).
Форма и размеры составляющих элементов зависят от структу-
ры здания. Модульная система требует создания стандартных эле-
ментов. Основное назначение заводского изготовления — исполь-
зование минимального числа типоразмеров, повторяющихся в мак-
симальном числе вариаций.
Элемент должен подходить к тому месту, которое для него пред-
назначено. Поскольку в процессе изготовления и монтажа невоз-
можно обеспечить абсолютно точные размеры, следует учитывать
возможные допуски. Наиболее ответственным является сопряжение
элементов. Оно должно проектироваться выполнимым в условиях
строительной площадки и обеспечивать надежность сборных кон-
струкций. Методы сборки элементов заводского изготовления яв-
ляются самой трудной частью процесса проектирования строитель-
Таблица VIII.1
I Крнгерни сопряжения элементов
| Технические |---------------------
-| Эксплуатационная способность
L Атмосферные условия;
влажность, ветер,
температура, шум
-I Нагрузка
Г Жесткое соединение
~| Пректичносте^
ограничены поступательные
перемещения или повороты
(например, рама с жесткими
узлами)
удобство установки
скорость монтажа
допуски
стоимость
простота восстановления
Характер усилия. связанный с
-| Податливое соединение |
допускает ограниченную подвижку
при усадке, ползучести,
температурных перепадах и упругих
деформациях (например, эластичные
несущие прокладки)
расположением соединения
растяжение: элементы ферм и подвесок
Внешнее оформление ]
закрытые соединения
архитектурно подчеркнутые соединения
сжатие: составные элементы колонн в системе стены
сдвиг и изгибающий момент, соединения балок и
колонн (стен), плит и
колони перекрытий
~| Огнезащита |
соединения |
кручение: соединения плит с колонками, обвязочных
балок с колоннами, консольных элементов
сочетание разных усилии
без применения мокрых процессов (например, болтовые,
сварные, с хегюльэомнмем прляирнтслыюго напряжения)
с применением мокрых процессов
открытые и, наоборот, скрытые соединения
201
ных систем. Расчет соединений включает в себя много вопросов.
В табл. VIII. 1 приведены некоторые критерии, которыми приходит-
ся руководствоваться проектировщику. Как правило, следует сво-
дить до минимума монтажные сопряжения и располагать их так,
чтобы погодные условия оказывали минимальное влияние.
Проектировщик должен помнить, что последовательность мон-
тажа является важным компонентом проекта. В процессе монтажа
связанные между собой предварительно изготовленные элементы
Рис. VIII.1
должны раскрепляться в горизонтальном направлении. Этого можно
достичь с помощью центрального ствола жесткости (например, лест-
ничных шахт), используемого в качестве раскрепляющих конструк-
ций. Грузоподъемность и размещение крана определяют максималь-
ный вес элемента. Грузоподъемность кранов относится к минималь-
ному вылету (наибольшему углу подъема стрелы), но такое положе-
ние не является обычным при работе крана. Подъем вертикальных
несущих элементов достаточно сложен, поскольку они должны быть
повернуты из горизонтального положения в вертикальное. Строи-
тельный элемент должен рассчитываться не только на полезные на-
грузки, которые он воспринимает после монтажа, но и на монтаж-
ные нагрузки. Монтажные нагрузки могут определять размеры и
армирование элементов. На рис. VIII.1 показаныэпюры перерезы-
вающих сил и изгибающих моментов в сплошной панели для при-
нятой системы строповки.
Вес, размер и форма предварительно изготовленных элементов
определяют число грузовиков, необходимых для их транспортиров-
—— Каркасные системы
“I системы плоских рам "**
нс раз резн ые
элементы колонн
элементы колонн с
консолями
— Т-образные элементы
крестообразные
элементы
— кольцевые элементы
___ элементы в аиле
портальных рем - б
пространственные
** каркасные системы
в
крестообреэиые
элементы
Системы несущих конструкций
Таблица Vlll.2
Панельные стеновые системы — Каркасно-панельные системы
несущие системы
стен
элементы сопряжения
колони с плитами
2ZZ1__________
Коробчатые системы
(из объемных блоков)
форма объемных
блоков
системы
— с продольными
стенами
системы
с поперечными
стенами
системы
перекрестных стен
системы стен в виде
__наружной коробки
(оболочки)
и ствола жесткости
размер панели
системы
наружных стен
элементы
типа тентов (зонтов)
-б
элементы
типа навесов
конструкции
объемных блоков
элементы сопряжения
балок с плитами
плиты швеллерного
сечения
широкополочные
паровые пакты
вертикальные
стеновые панели
методы
компоновки
блоков
системы ячеистых
конструкций
системы
неплоских рем
ки. Характерные габариты груза для автомобиля: ширина 2,44 м,
высота 2,44 м, длина 12,2 м, нагрузка 18 тс.
В следующих разделах рассматривается большинство высотных
систем с точки зрения сборного строительства. В табл. VIII.2 при-
ведена классификация рассматриваемых систем.
СИСТЕМЫ С РАМНЫМ КАРКАСОМ
В рамных каркасах функции несущих и ограждающих кон-
струкций разделены. Применение навесных панелей и перегородок
из легкого бетона существенно снижает вес зданий по сравнению
с несущими крупнопанельными стенами, рассматриваемыми в сле-
дующем разделе.
Системы с рамным каркасом содержат горизонтальные элементы
(балки) и вертикальные элементы (колонны). Простая рама, состоя-
щая из балки, соединенной с двумя колоннами, называется порталь-
ной рамой. Рамы высотных зданий можно представить себе как со-
вокупность портальных рам. Некоторые основные типы портальных
рам представлены на рис. VIII.2. Они в свою очередь могут состоять
из различных элементов, собираемых на площадке с шарнирными
узлами, которые соответствуют монтажным соединениям.
203
На рис. VIII.3 показаны примеры компоновки рамных каркасов
зданий из предварительно изготовленных элементов. Первая груп-
па по наружному кольцу рисунка характеризует типы сопряжений
балок и колонн. При этом рамы образуются из одинаковых линейных
элементов. Колонны могут либо разрезаться в уровне каждого пе-
Рис. VI11.2. Основные типы портальных рам
1 — жесткий узел — изгибающий момент, перерезывающая и осевая сила; 2 — подвиж-
ный узел — изгибающий момент и перерезывающая сила; 3 — точечный шарнир — пере-
резывающая и осевая сила; 4 — подвижная опора — осевая сила; 5 — сечение — нет уси-
лий
рекрытия (рис. VIII.3, б), быть неразрезными на два этажа и рас-
полагаться вразбежку (рис. VIII.3, в), либо выполняться неразрез-
ными на несколько этажей. Балки и колонны соединяются друг с
другом жестко, образуя рамы с элементами, воспринимающими из-
гибающие моменты. Балки могут также присоединяться шарнирно
к неразрезным колоннам (рис. VIII.3, г), которые работают как
стержни, передавая горизонтальные силы консольным колоннам,
защемленным в основании.
Следующая группа включает в себя предварительно изготовлен-
ные узловые сопряжения. Элемент высотой на. несколько этажей
(см. рис. VIII.3, д) состоит из неразрезной колонны с короткими кон-
сольными балками, которые поддерживают простые балки. Шарниры
204
располагаются около мест нулевых моментов при равномерно рас-
пределенных вертикальных нагрузках. Другими характерными
дборными элементами являются Т- и L-образные конструкции.
Элементы Т-образной формы могут соединяться шарнирами в сере-
дине пролетов балок (рис. VIII.3, е), в местах нулевых моментов

Рис. VIII.3. Системы модульных элементов для каркасных зданий
а —несущая рама; б, в, г — элементы соединений балок с колоннами; д, е, ж. з. и —
тавровые, крестообразные и Н-образиые элементы соединений; к, л, м — элементы в
виде портальных рам; к, о, п — стабилизирующие (подкрепляющие) системы; р, с, т —
сочетание систем модульных элементов; 1 — заводской жесткий узел; 2 — монтажный
жесткий узел; 3 — заводской или монтажный жесткий узел; 4 — шарнирный узел
при горизонтальных нагрузках или примыкать к следующим рядам
колонн (рис. VIII.3, ж).
Еще один тип сборного элемента имеет крестовую или Н-образ-
ную форму (рис. VIII.3, и). Соединения колонн Н-образных эле-
ментов могут располагаться либо посередине высоты этажа, либо
в одной трети высоты.
В последней группе решений, показанных в наружном кольце
(рис. VIII.3, к—м), в качестве составного элемента используется
портальная рама. Одноэтажные рамные элементы устанавливаются
один на другой и шарнирно сопрягаются, обладая при этом способ-
ностью передавать только горизонтальные и вертикальные силы от
этажа к этажу.
20а
Шарнирные рамы должны быть раскреплены при горизонталь-
ных и несимметричных вертикальных нагрузках. Три случая, пока-
занных на рис. VIII.3, н, о, п, соответственно представляют собой
возможное боковое раскрепление рамы с помощью связевых панелей,
вертикальной рамы Виренделя и сплошной стены-диафрагмы.
Конечно, в необходимых случаях компоновки здания каждая рас-
смотренная система сборных элементов может быть скомбинирова-
на с другой. Примеры таких решений показаны на рис. VIII.3, р—т.
Рис. VII 1.4
Хотя в качестве характерных примеров компоновки каркасов
рассматривались только плоские рамы, существует много других
методов реализации принципа сопряжения балок с колоннами. На-
пример, колонны на рис. VIII.4, а поддерживают на консольных
выступах балки, располагаемые поперек здания. В этом случае в
плоскости колонн не устанавливаются балки для создания плоской
рамы.
Сопряжение балок с колоннами крестового типа (см. рис. VIII.4, б)
представляет собой предварительно изготовленный пространствен-
ный элемент. Их сопряжения устраивают в местах наименьших на-
пряжений, удаляя таким образом от мест пересечения вертикаль-
ных^ горизонтальных элементов, где возникают максимальные на-
пряжения.
Форма основного типового элемента и методы сопряжения эле-
ментов (шарнирные и неразрезные) оказывают непосредственное
206
влияние на работу рамного каркаса. Как правило, на заводе изго-
товляют жесткие элементы. Например, узел колонны и балки вы-
полняется неразрезным и рассчитан на восприятие изгибающих
моментов. Затем такие элементы собираются на площадке и шарнир-
Рис. VII 1.5
S)
хно сопрягаются, передавая в узле только поперечные силы. Таким
'образом, создается физический шарнир, который не может переда-
вать изгибающих моментов.
Рис. VIII.6
Рама на рис. VIII.5, в состоит из крестообразных элементов, шар-
нирно сопрягаемых друг с другом посередине высоты колонн и про-
летов балок. Места шарниров практически совпадают с точками пе-
региба в неразрезной жесткой раме при горизонтальных нагрузках
(рис. VIII.5, а, б, IV.12, VI.31). Размеры элементов назначаются
в соответствии с эпюрой внутренних усилий. При этом они больше
в местах пересечения колонн и балок, где развиваются максималь-
ные напряжения от изгиба и сдвига, и меньше в пролете и в середине
207
высоты колонн, так как в этих сечениях передаются только напряже-
ния сдвига.
На рис. VIII.6, в предварительно изготовленные Т- н L-образные
элементы соединяются шарнирами для создания рамного высотного
каркаса. При горизонтальных нагрузках рама деформируется ана-
логично системе из двушарнирных портальных рам, установленных
рядом и друг на друга (рис. VIII.6, а, б). В этом случае сечения эле-
ментов также непосредственно зависят от эпюры возникающих в них
усилий.
СИСТЕМЫ С НЕСУЩИМИ ПАНЕЛЬНЫМИ СТЕНАМИ
В этом разделе основное внимание уделено наружным сте-
нам, поскольку проектировщик должен не только определять несу-
щие и ограждающие конструкции, но и заботиться о внешнем виде
зданий.
Системы несущих стен зданий рассматривались в гл. III и IV.
В этом разделе дано краткое описание наиболее широко применяе-
мых несущих панелей.
В целом панели наружных стен по конструктивному принципу
можно подразделить иа три группы:
панели навесных стен, опирающиеся на конструкции каркаса и
передающие только нагрузки от ветра;
панели самонесущих стен, которые воспринимают и передают на
фундаменты только нагрузку от собственного веса, так как они не
опираются на конструкции каркаса и не воспринимают нагрузок от
перекрытий;
панели несущих стен, которые образуют непосредственно часть
несущих конструкций здания (гл. IV).
Любой из перечисленных типов панелей может включать в себя
элементы солнцезащиты, внутренней отделки и оконных переплетов.
Они могут иметь также конструкции систем освещения, кондициони-
рования и отопления.
Стена может быть изготовлена из блоков или панелей. Блок пред-
ставляет собой панель небольших размеров с соединениями в преде-
лах стены комнаты, а большие панели не имеют соединений в пре-
делах комнаты. При применении блоков требуется много элементов
и их соединений. По этой причине блочные системы в США широко
не применяются.
Большие панели могут располагаться горизонтально и соеди-
няться с каждым перекрытием (например, панели стен с несколькими
оконными проемами) или устанавливаться вертикально на несколь-
ко этажей (рис. VII 1.7). Панели стен применяются в форме замкнув
тых элементов, таких, как оконная коробка на рис. VIII.7, к, или
открытого профиля, как Х-образные элементы на рис. VIII.7, л.
Замкнутые элементы имеют большую жесткость и достаточно прос-
то монтируются.
208
Стеновые панели могут изготовляться из разных материалов, из
обычного железобетона и железобетона на легких заполнителях,
кирпичей, камней, металла, дерева, пластика, а также из любой их
комбинации. Некоторые системы стеновых панелей рассмотрены в
следующих разделах.
Железобетонные стеновые панели. Железобетонные панели мо-
гут иметь осевое преднапряжение для ограничения трещи нообразо-
вания при температурных изменениях, а также уменьшения гори-
зонтальных деформаций.
Железобетонные панели могут изготовляться различной формы
в зависимости от того, какую они несут функциональную или эсте-
тическую нагрузку. Некоторые стандартные типы панелей заводско-
го изготовления показаны на рис. VIII.7.
Сплошные панели. Эти панели могут выполняться однослойными
или многослойными, включая изоляционный слой. Например, теп-
лоизоляционный слой толщиной 5 см в центре многослойной панели
может защищаться наружным слоем ненесущего бетона толщиной
5 см. Для уменьшения температурных напряжений слой несущего
железобетона должен располагаться с внутренней стороны, а защит-
ный слой — снаружи.
Пустотелые панели. Внутренние пустоты панелей предназначе-
ны для теплоизоляции. В них могут располагаться системы каналов
отопления и электропроводки.
Панели типа «одно Т». Элементы стен типа «одно Т или два Т» яв-
ляются распространенными конструкциями заводского изготовле-
ния. Они представляют собой хорошую опору для несущих конст-
рукций перекрытий. Сосредоточенные нагрузки от балок перекры-
тий на стены воспринимаются непосредственно Т-образными пило-
нами (колоннами), а полки стен работают как элементы ограждения.
Рис. VIII.7. Системы панелей наружных несущих стен
а- * — сплошные панели; б, в, з, и — ребристые панели; г. к —панели замкнутого ко-
робчатого профиля; д. л — решетчатые рамные панели; е, м — пространственные панели
209
Волнистые и складчатые панели. Панели-складки и панели типа
оболочек применяются для наружных стен. К ним присоединяются
плоские изоляционные панели, обращенные к внутреннему объему
здания. Возможно также устройство многослойных панелей такого
типа со слоем теплоизоляции.
Ребристые панели (рис. VIII.7, б, в, з, и). Толщину стены можно
уменьшить с помощью вертикальных ребер, которые одновременно
увеличивают прочность и устойчивость панелей при продольном из-
гибе. В зависимости от протяженности панелей и числа оконных
проемов можно обеспечить пространственный характер работы па-
нелей как оболочек.
Панели замкнутого коробчатого сечения (puc.VIII.7, г, к). Рам-
ные элементы, ограждающие оконные проемы, могут быть объедине-
ны в конструктивную панель стены. Отдельные элементы соединяют-
ся в горизонтальном направлении для создания конструкций типа
балок Виренделя, которые воспринимают горизонтальные нагрузки
с одного или нескольких этажей в зависимости от высоты панелей.
Вертикальные нагрузки передаются стойкам решетчатых стен.
Решетчатые рамные панели (рис. VIII.7, д, л). В этом случае
балки Виренделя заменяются решетчатой конструкцией определен-
ной конфигурации. Необходимым условием является геометрия эле-
мента, которая позволяет создать требуемую прочность.
.Пространственные панели (рис. VIII.7, е, м). Ранее рассмотрен-
ные конструктивные системы панелей были плоскими или двухмер-
ными. Если, например, плита изогнута в форме швеллера с относи-
тельно широкими полками, то получаемая пространственная форма
обеспечивает существенное повышение жесткости стены. При созда-
нии подобных жестких элементов возможно применение ненесущих
перемычек, перекрывающих пролет между несущими конструкциями.
Стеновые панели из кладки. Традиционно низкая прочность не-
армированной кладки на растяжение, сдвиг и сцепление вынуждает
проектировщиков создавать тяжелые здания из кирпича. Исследова-
ния в области создания облегченных решений для кирпичного строи-
тельства привели к разработке специальных добавок в раствор, ко-
торые повышают сцепление и прочность на растяжение таким обра-
зом, что механические свойства растворов приближаются к проч-
ности кладочных материалов. В связи с повышенной прочностью
панели из кладки могут изготовляться без применения арматуры.
Панельные конструкции из других материалов (кроме бетона и
кирпича) применяются только в малоэтажном строительстве.
Металлические стеновые панели. Металлические стеновые пане-
ли выполняются из стальных листов или листов алюминиевого спла-
ва. Обычно применяются два типа стеновых конструкций: стено-
вые панели типа «сэндвич» (трехслойные) и панели с обрамляющими
элементами.
Панели типа ^сэндвич» с одним или двумя листами. Типовая па-
нель типа «сэндвич» состоит из ограждающего тонкого металличес-
кого плоского или профилированного листа, а также листа, усилен-
2Ю
яого вертикальными ребрами. Для достижения повышенной несу-
щей способности и уменьшения числа горизонтальных опор несущая
оболочка (лист) может быть также предусмотрена с внутренней сто-
роны панели. В качестве изоляционного слоя между двумя металли-
ческими обшивками применяется пенополиуретан или стекловолок-
но.
Панели с обрамляющими элементами. Системы панелей с каркас-
ным обрамлением конструируются по принципу традиционных стен
из деревянных брусьев. Листовые и фасонные элементы изготавли-
ваются из металлических листов холодной прокатки. Фасонные эле-
менты привариваются к внешней или внутренней поверхности на-
ружного металлического листа.
Комбинированные стеновые системы
Разработано много типов комбинированных несущих стен€ вклю-
чая системы со слоем пенополиуретана между асбестоцементными
обшивками и экструдированными алюминиевыми профилями. На-
ружный слой может покрываться эпоксидной смолой и каменной
крошкой. Более подробное описание комбинированных стеновых
систем выходит за рамки книги, поскольку эти системы в настоящее
время не применяются в высотном строительстве.
КАРКАСНО-ПАНЕЛЬНЫЕ СИСТЕМЫ
Из чисто геометрических соображений существует бесконеч-
ное число возможных случаев совместного использования разных
плоских панелей с линейными элементами. Здесь упоминаем только
самые распространенные случаи их использования в строительстве.
Каркасно-панельные системы подразделяются на следующие
группы:
элементы, включающие колонны и плиты, — типа тентов и наве-
сов;
элементы из балок и колонн— плиты швеллерного и широкопо-
лочного таврового профиля;
вертикальные стеновые панели — используются для развязки
в горизонтальном направлении зданий с каркасами из шарнирно со-
прягаемых .рам.
Примеры разных типов систем из колонн и плит приведены на
рис. VIII.8. Сетка колонн принята примерно 6x6 м, что характерно
для многих зданий. Однако рассматриваемые в настоящем разделе
решения применимы при других сетках.
Внутреннее кольцо на рис. VIII.8 характеризует расположение
элементов плит по отношению к основной сетке колонн:
в случае 1 элемент плиты совпадает по размерам с сеткой колонн,
в результате создается четырехстоечная конструкция навеса;
в случае 2 плита сдвигается по горизонтали по отношению к сетке
колонн, образуя двустоечную конструкцию навеса;
в случае 3 плита сдвигается относительно сетки колонн в двух
направлениях и образует одностоечную конструкцию типа тента
или зонта;
211
к случаям 4, 5 и 6 относятся «тентовые» (зонтичные) конструкции
рассмотренного выше типа. При этом образуется новая сетка ко-
лонн за счет деления основной сетки по диагоналям;
случай 7 представляет собой комбинированную систему для боль-
ших пролетов. Плита перекрытия, работающая в двух направле-
Рис. VIII.8. Системы модульных элементов сопряжения плит с колоннами
Ниях, поддерживается плитами-ригелями, которые в свою очередь
опираются на капительные плиты, жестко связанные с колоннами.
Каждый из рассмотренных случаев затем подразделяется в зави-
симости от расположения навеса в пределах сетки колонн. Простран-
ство между навесами заполняется промежуточными плитами.
Все конструкции на рис. VIII.8 в результате объединения имеют
вид плоского перекрытия. Расположение модульных сборных кон-
струкций и тип их соединения определяют характер распределения
напряжений (передачи усилий), который отличен от характера ра-
боты неразрезных монолитных плит или конструкций, строящихся
212
методом подъема этажей. Величины напряжений и конструктивное
решение модульного элемента определяют тип плиты. Она может вы-
полняться сплошной, многослойной или с радиальными ребрами,
как в случае «зонтичных» модульных элементов.
Из многочисленных систем плитно-балочных перекрытий остано-
вимся только на двух для пояснения принципа компоновки из мо-
дульных элементов.
Плита швеллерного сечения,
опирающаяся на неразрезные
колонны, показана на рис.
VII 1.9, а. Можно представить
себе такую плиту применитель-
но к сетке колонн для случая 1
на рис. VIII.8. Пространство
между плитами заполняется мо-
нолитным железобетоном, при
этом обеспечиваются связь ко-
лонн с плитами и рамный харак-
тер работы системы. В случае
стальных каркасов элементы
сборных перекрытий могут вклю-
чать в себя прогоны, обвязочные
ригели открытого сечения и гип-
собетонные вставки для созда-
ния плоскости полов.
Другим примером плитно-
балочной системы являются ши-
рокополочные элементы типа
«одно Т» перекрытий на рис.
VII 1.9, б. Представьте себе стен-
ку широкополочного элемента в
виде плиты типа «одно Т» и
полки в виде обвязочных балок.
Большая часть нагрузки на пе-
рекрытия непосредственно пере-
дается через Т-образные балки
на неразрезные колонны;
Преимущества рассмотренных
чаются в минимальном числе элементов перекрытий и неразрезнос-
ти колонн, которые обеспечивают устойчивость сооружения и прос-
тоту монтажа.
плитно-балочных систем заклю-
МНОГОЭТАЖНЫЕ СИСТЕМЫ ИЗ ОБЪЕМНЫХ БЛОКОВ
В данном разделе рассматриваются простые трехмерные пря-
моугольные элементы (объемные модульные блоки). Они образуют
специальный тип ячеистых систем с большим числом открытых и
замкнутых элементов.
U13
Основные типы модульных объемных блоков для зданий прямо-
угольной формы показаны на рис. VIII. 10. Определяющие парамет-
ры блоков приводятся ниже и указаны фигурными скобками на
рис. VIII. 10:
блоки в виде трубы — длинные и узкие — вертикальные (2, а)
и горизонтальные (2, б);
блоки замкнутого профиля — небольшой длины — вертикаль-
ные (3, а) и горизонтальные (3, б);
Рис. VIII.10. Основные модульные объемные блоки
блоки из стен и перекрытия — длинные и узкие (4, а, в):
короткие, большой ширины (5, а, в);
ориентированные вверх (4, в) или в сторону (4, г, 5, б);
Н-образные элементы (6, а, б); ‘
наборные блоки — для всех форм (см., например, 2, в, 3, в).
С точки зрения пространственных размеров различают три ос-
новные формы:
длинные горизонтальные профили замкнутого сечения с возмож-
ным последовательным сопряжением, при этом образуются конст-
рукции типа туннелей;
вертикальные, замкнутого сечения элементы, объединяющие
объемы на два этажа;
широкие, длинные, секционные или наборные из узких элемен-
тов, позволяющие произвольно делить внутреннее пространство.
Модульные элементы изготавливаются либо на заводе (т.Х вне
площадки), либо на строительной площадке. Размеры модульных
214
элементов заводского изготовления ограничены возможностями
транспортировки по автострадам (ширина до 4,27 ми длина 18,3 м).
Имеются, однако, и другие транспортные средства, например верто-
леты. Для преодоления ряда ограничений на форму и размеры мо-
дульный элемент может быть складным, расчленяемым (4, в) или на-
бираемым из более мелких элементов (2, в, 3, в).
Три конструктивных принципа используются при строительстве
с применением объемных элементов. Кроме экономических требова-
ний выбор конструкции зависит от формы основного модульного
элемента, суммарной нагрузки на опоры, условий соединения эле-
ментов. Конструкция ячейки может быть одного из трех типов.
Каркасная конструкция. Жесткие или шарнирно сопряженные
рамы из стали, алюминия или бетона с заполнением из ненесущих
элементов. Система обладает определенной свободой планировки
в связи с применением ненесущего заполнителя, который может и
отсутствовать.
Конструкция с напряженной обшивкой. Возможна совместная
работа каркаса и обшивки, например стальных листов по стальному
каркасу, обшивка из фанеры по деревянному каркасу, железобе-
тонной оболочки с рамными элементами или в конструкциях типа
«сэндвич» с применением гофрированных ячеек нз высокопрочного
картона. Такие конструкции ограничивают гибкость внутренней пла-
нировки, поскольку несущая оболочка должна иметь минимальное
число проемов.
Монолитные оболочки. Оболочка выполняется как несущая кон-
струкция. Она является неразрезным элементом, соединяющим пе-
рекрытия и стены, и работает как пустотелая труба. Для таких
ячеистых конструкций подходят бетон (например, самонапрягаю-
щийся) и пластики (например, стеклоткань со спиральными волок-
нами).
Объемные модульные элементы могут объединяться в системы
самой разнообразной конфигурации. Несколько следующих приме-
ров иллюстрируют потенциальные возможности компоновки соору-
жений из одного модульного элемента, в том числе по их взаимному
расположению.
Три метода компоновки показаны на рис. VIII. 10:
параллельное соединение (2, г, 4, д, 6, в);
соединение с раздвижкой элементов (2, е, 4, ж);
взаимно перпендикулярное соединение (2, д, 4, ё).
Блоки замкнутого сечения могут также использоваться как полые
балки. Практически не ограничены возможности компоновки раз-
ных типов модульных объемных элементов, а также объемных блоков
с другими стандартными одно-, двух- и трехмерными элементами.
Три основных принципа опирания объемных блоков используют-
ся в строительстве.
1. Самонесущие опорные устройства. Объемные модульные эле-
менты собираются вместе с установкой в основании более прочных
элементов для восприятия вертикальных нагрузок. Горизонтальные
521
стыковые соединения выполняются в виде простых точечных сопря-
жений или с помощью последующего напряжения смонтированных
конструкций.
2. Соединение системы объемных модульных элементов со ста-
билизирующей несущей конструкцией. Модульные элементы обра-
зуют самонесущую систему в отношении вертикальных нагрузок, а
горизонтальные нагрузки воспринимаются независимыми несущими
системами (например, конструкциями для вертикального транспор-
та). Соединение указанных систем выполняется в виде горизонталь-
ных связей.
3. Объемные элементы устанавливаются на основных несущих
системах в виде пространственных каркасов или решеток. Модуль-
ные элементы устанавливаются внутрь каркасов или закрепляются
на них. Поскольку блоки являются самонесущими элементами, они
могут иметь одинаковую форму и размеры.
Г л а в a IX
ДРУГИЕ НЕСУЩИЕ СИСТЕМЫ ВЫСОТНЫХ
ЗДАНИЙ
Эта глава посвящена нетрадиционным решениям высотных
зданий. Несмотря на то что любой из рассмотренных конструктивных
принципов не является новым, они начинают применяться в настоя-
щее время для несущих и ненесущих конструктивных систем зданий.
СИСТЕМЫ С ВЫСОКИМИ БАЛКАМИ
На рис. IX. 1 представлены некоторые из всевозможных ре-
шений с использованием высоких балок1.
Вся конструкция наружных стен может быть выполнена как
единая балка-стенка, опирающаяся на колонны или портальные кон-
струкции первого этажа. Такие балки наружных стен располагают-
ся параллельно продольной оси здания (рис. IX. 1, а), по периметру
зданий при их форме в плане, близкой к квадрату (рис.IX.1, б),
или пересекают здание в обоих направлениях, образуя жесткую про-
странственную систему (рис. IX. 1, в).
Высокие балки на один этаж могут устанавливаться так, чтобы
в уровне одного или нескольких этажей создавалось свободное от
колонн пространство. В этом случае они располагаются вдоль двух
параллельных сторон фасада, по всем четырем сторонам (рис. IX. 1, г,
д), или в виде пространственной решетки (рис.1Х.1, е). Дополни-
тельные перекрытия устраиваются по верхним поясам балок или
подвешиваются к нижним поясам (рис. IX. 1, и).
Параллельные балки высотой на один этаж могут располагаться
по ширине здания вразбежку (рис. IX.1, ж) или перпендикулярно
друг другу (рис. IX. 1, з).
ПОДВЕСНЫЕ СИСТЕМЫ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИИ
Подвесные системы находят применение в связи с рацио-
нальным использованием строительных материалов и перспектив-
ностью для зданий с большими пролетами. В системах подвесок все
нагрузки воспринимаются растянутыми элементами, поэтому нет
необходимости уменьшать допускаемые напряжения, как в элемеи-
1 Высокие балки являются сравнительно сложными и дорогостоящими
конструкциями и применяются, когда необходимо существенно повысить
жесткость здания или обеспечить свободное внутреннее пространство.
(Прим, перед.)
8 Зак. 897
217
to
00
Рис. IX.1. Системы с высокими балками
тах, где возможна потеря устойчивости при изгибе и внецентренном
сжатии. По этой причине сечения растянутых элементов уменьшают-
ся до минимума. Кроме того, экономия материалов достигается за
счет применения высокопрочных канатов, несущая способность
которых более чем в 6 раз выше, чем обычных строительных сталей.
Однако недостаточная изгибная жесткость ванты вызывает переме-
щения подвесных конструкций при изменении нагрузок.
Неустойчивость, присущая висячим системам (например, аэро-
динамическая неустойчивость или флатер), усложняет методы про-
ектирования и строительства, а вопросы обеспечения общей устой-
чивости зданий становятся одним из решающих моментов при проек-
тировании. Кроме того, высокая концентрация напряжений в рас-
тянутых элементах создает определенные трудности по их анкеров-
ке1.
В течение последних четырех-пяти десятилетий в ряде многоэтаж-
ных зданий и в многочисленных проектных разработках использо-
вался принцип подвески для создания основной системы несущих
конструкций. Эти подвесные системы характеризуются разнообра-
зием геометрических форм, которые зависят от методов монтажа,
1 Повышенные деформации вант могут также приводить к искажениям
депланациям) перекрытий. (Прим, перед.).
Таблица IX. 1
Классификация подвесных систем для высотных эдакий
§ а
§5
Подвески вдоль
ствола
•|Жесткий каркас
Консольный оголовок
на одиночном стволе
Консольные балки по
ряду стволов
Вогнутые формы
Системы типа
висячих мостов
Рамные системы в
форме деревьев и ферм
—| Выпуклые формы |
8
Арочные формы
Сочетание форм |
Плоский сжатый
элемент
Формы с замкнутой
поверхностью
Выпуклой формы ~|
Рамы в форме —
дерева илн фермы Z"
Формы с незамкну-
той поверхностью
L| Вогнутой формы
Основные
элементы
Повторяющиеся
элементы
Сочетание выпуклых
и вогнутых форм
Основные и вспомо-
гательные элементы

Простые
пространственные
зонтика
Прямолинейные
сжатые элементы
8*
О S
И
Сложные
пространственные
Пространственные
формы
Наклонные
сжатые элементы
219

стоимости, продолжительности возведения и объемно-планировоч-
ных требований. ! I >
^ЦНиже предпринята попытка систематизировать решения высот-
ных зданий с подвесными конструкциями. Общая классификация
дана в табл. IX. 1. Основное подразделение осуществлено по следую-
щим конструктивным признакам:
принципы создания жесткого^ствола;
Рис. 1Х.2
। принципы создания вантово-стоечной конструкции;
принципы создания единой вантовой системы с распорками.
Г? Каждый из указанных принципов в дальнейшем подразделяется
в зависимости от следующих факторов:
типа несущих конструкций, типа системы подвесок, геометричес-
кой формы.
При проектировании большинства современных зданий исполь-
зуются принципы жесткого ствола. Ствол или несколько стволов вос-
принимают полный вес здания и работают как консоли при ветровой
нагрузке.
На рис. IX.2—IX.5 приведены разные типы несущих стволов
жесткости, к которым подвешиваются перекрытия (системы с под-
вешенными этажами). Эти системы имеют следующие недостатки:
горизонтальные нагрузки должны полностью восприниматься
только стволом;
необходимо учитывать относительные перемещения между ство-
лом и конструкциями подвешенных этажей;
увеличивается общая протяженность передачи вертикальных на-
грузок основанию;
для опирания ствола требуется развитая конструкция фундамен-
тов.
Другая большая группа высотных зданий с подвесными конструк-
циями относится к вантово-стоечным конструкциям (рис. IX.6 —
IX. 10). Гибкие ванты предварительно напрягаются и заанкеривают-
ся непосредственно в основании или в другой системе несущих кон-
струкций. Сжатые стойки уравновешивают растягивающие усилия
в вантах и обеспечиваютобщую устойчивость объема здания. Таким
образом, вся конструкция оказывается предварительно напряжен-
ной, а натянутые ванты воспринимают горизонтальные нагрузки и
поддерживают подвесные перекрытия, в основном сохраняя свою
форму.
221
Третья группа вантовых конструкций с распорками представ-
ляет собой внутренне уравновешенные системы, состоящие из нераз-
резных растянутых элементов и отдельных ненесущих сжатых стерж-
ней. Для устойчивости вся система должна быть предварительно
напряженной. До настоящего времени этот принцип использовался
художниками (рис. IX. 11) или исследовался на моделях. Хотя такие
Рис. IX.4
системы представляют собой оптимальное решение с точки зрения
экономного расхода материалов и состоят из повторяющихся элемен-
тов, их сложная пространственная конфигурация вызывает опасения
проектировщиков и строителей. Для их внедрения следует полностью
пересмотреть традиционные подходы к проектированию зданий
(принципы восприятия вертикальных нагрузок), процессы монтажа,
определения схемы работы конструкций и методы конструирования.
ВЫСОТНЫЕ ЗДАНИЯ С ПНЕВМАТИЧЕСКИМИ
КОНСТРУКЦИЯМИ
Хотя идея создания пневматических конструкций выдвинута
около 200 лет назад (надувные летающие шары), ее приложение к
строительным задачам началось только недавно. В течение прошед-
OQQ
ших десяти лет начали возводить выставочные залы и стадионы про-
летом до 220 м из пневматических конструкций при невысоком из-
быточном внутреннем давлении (например, стадион в Понтиаке,
1975). Наиболее часто эти конструкции предназначены для создания
многофункциональных объемов, в которых в одном уровне собирает-
ся большое число людей. В тех случаях когда требуется создать бо-
лее одного уровня, внутреннее пространство делится по вертикали
Рис. IX.5
с помощью традиционных конструкций. При этом не предусматри-
вается сопряжение пневматических и обычных конструкций.
Принцип пневматических конструкций заключается в создании
тонкой мембранной оболочки, поддерживаемой разностью давлений
воздуха, т. е. давление во внутреннем объеме сооружения должно
быть выше, чем атмосферное. Указанная разность давлений создает
в мембране растягивающие напряжения, так как пневматическая
оболочка может быть устойчивой только при растягивающих уси-
лиях. Любое напряжение сжатия, вызываемое внешними нагруз-
ками, должно быть компенсировано повышением внутреннего дав-
ления или за счет приобретения гибкой мембраной формы дейст-
223
вующего извне объекта. Напряжения в мембране не должны пре-
восходить допускаемых для конкретного материала оболочки.
эд Существуют два типа пневматических конструкций: воздухоопор-
ные и воздухонадувные.
В воздухоопорных конструкциях используется небольшое избы-
точное давление 15—30 кгс/м2 для поддержания мембранной обо-
лочки над заданной площадью. Воздух необходимо подавать по-
Рис. IX.6
стоянно в связи с непрерывной утечкой, особенно через устройства
для входа в здание. На рис. IX. 12 даны примеры пневматических
конструкций этого типа.
Воздухонадувные конструкции образуют обычные несущие эле-
менты (стены, балки, колонны, арки и т. п.). Жесткость этих элемен-
тов создается за счет высокого избыточного давления воздуха в мем-
бранной форме 146—195 кгс/м2; отметим, что в шинах автомобилей
давление достигает 20 984 кгс/м2. В настоящее время применяются
два вида воздухонадувных конструкций: с парными стенами
(рис. IX. 13, б) и надувные ребристые системы (рис. IXM3, а).
Пока наиболее часто применяются воздухоопорные системы, так
как их стоимость сравнительно невелика, они просты в проектиро-
вании и изготовлении, а материалы для пневматических конструкций
недефицитны. Эти системы обладают большими потенциальными воз-
можностями для высотного строительства, так как могут быть не
только самонесущими, ио и поддерживать другие конструкции.
За последние несколько лет ряд исследователей занимался
вопросами пневматических конструкций для высотных зданий1.
Дж. П. Джангменн, используя принцип воздухонадувных конструк-
Рис. IX.7
ций, разработал решение для многоуровневого жилого помещения,
обладающего потенциальной возможностью в отношении увеличения
этажности (рис. IX.14).
Профессор Дж. Г. Пол из Калифорнийского государственного по-
литехнического университета в Сан-Луис Обиспо предложил прин-
цип возведения многоэтажных пневматических систем, новых с точ-
ки зрения теоретических предпосылок и применения.
Основную идею Пола можно объяснить иа примере воздухона-
полненной трубы, замкнутой по обоим концам (рис. IX.15). Когда
воздух заполнит внутреннее пространство, внутреннее давление
создаст растягивающие напряжения в трубе, а верхний оголовок
поднимется в проектное положение. В таком состоянии верхний ого-
1 Ниже изложены результаты поисковых работ. (Прим, мрев.)
225
под
А Несущие Занты
В. Стабилизирующие Занты
С. Подвесна
Рис. IX.10
Рис. IX.ll
Рис. IX. 14. Экспериментальный дом с пневматическими конструкциями
Ловок может воспринимать как внешние нагрузки, приходящиеся
HS него, так и подвешенные снизу нагрузки.
I Сопротивление надувной трубы (колонны) изгибу, продольному
изгибу и кручению определяется гибкостью колонны и отношением
нагрузки к внутреннему давлению. В большинстве случаев гибкая
колонна может «разрушиться», когда осевые напряжения сжатия и
изгибающий момент погасят растягивающие напряжения в оболоч-
ке колонны. Несущая способность также быстро снижается при уве-
личении момента в случае горизонтальных колебаний здания. Пол
предложил несколько методов решения этой задачи среди других
технических проблем высоких пневматических конструкций.
Ряс. IX. 15. Принцип предложения Дж. Пола
Одна из основных недостаточно исследованных проблем отно-
сится к изучению физиологического влияния сжатого воздуха внут-
ри помещения. Эта сторона вопроса мало изучена, известны лишь
сведения о людях, работавших в глубоких кессонах под землей и под
водой. В настоящее время представляется допустимой работа при
давлении 1—2 атм (т. е. избыточном давлении 0—1 кгс/см2), что впол-
не достаточно для обеспечения устойчивости высоких пневматичес-
ких зданий.
Обычная нагрузка на перекрытие высотного здания может быть
принята w ~ 683 кгс/м2. Следовательно, для поддержания каждого
перекрытия потребуется избыточное давление 0,0703 кгс/см2 =
— 703 кгс/м2. Эго давление следует увеличить в связи со снижением
прочности оболочек при учете их гибкости. Пол показал, что для
8-этажного здания высотой 30,4 м и шириной 15,2 м избыточное дав-
ление должно достигать 6230 кгс/м2 [IX. 10].
Исходя из необходимости давления 0,0703 кгс/см2 на одно пере-
крытие для 8-этажного здания требуется 0,5624 кгс/см2 — 5624кгс/м2.
В связи с влиянием гибкости оболочки принимается 6230 кгс/м2, что
соответствует увеличению суммарного давления примерно на 10%.
Это давление значительно ниже величины 1 кгс/см2 —10 000 кгс/м2,
которая признана в настоящее время безопасной для работы.
Грбкая_оболрчка в многоэтажных пневматических конструкциях
является одновременно несущим и ограждающим элементом. В ка-
честве несущей системы она должна воспринимать нагрузки как обыч-
229
ные здания. Однако промышленность
пока еще не позволяет создать эконо-
мичные мягкие ткани, достаточно проч-
ные для создания таких самонесущих
конструкций.
Для указанного 8-этажного здания
(рис. IX. 16) кольцевое усилие Т рг
= 6230-7,62 = 473 кгс/см.
Для мембраны толщиной 0,33 см
растягивающие напряжения равны: /=
— Т/А = 473/(1-0,33) = 1436 кгс/см2.
При коэффициенте запаса, равном
2, прочность материала на растяжение
должна быть /и((=2-1436 = 2872 кгс/см'2.
Восприятие больших растягиваю-
щих напряжений является основной
причиной введения в систему сетки из
канатов. Сетка работает совместно с
мембраной, позволяя в случае необхо-
димости воспринимать более высокое
давление. На рис. IX. 16 приведена воз-
Рис. IX.16 можная схема сетки из тросов.
Как элемент ограждения зданий
оболочка должна препятствовать про-
никанию и утечке тепла, пропускать свет и, что наиболее важно
для пневматических конструкций, локализовать возможные по-
вреждения для предупреждения потери давления.
Несколько нерешенных проблем связаны с выбором давления,
включая трудности организации входа и выхода, надежностью си-
Рис. IX. 17
230
S)
стемы (поддержание расчетного давления и огнезащита), структурой
и особенностями использования материалов для оболочек, некото-
рые из которых рассмотрены ранее.
уПол разработал несколько конструктивных решений для
10-втажного пневматического здания. Учитывая, что остается много
нерешенных проблем, связанных с проживанием людей в помеще-
ниях с повышенным давлением, он разработал несколько схем вы-
сотных конструкций, внутри которых не требуется создание избы-
точного давления. Например, верхняя несущая конструкция может
поддерживаться либо центральной колонной из оболочки с высоким
внутренним давлением (рис. IX. 17, а), либо таким же наружным
цилиндром (рис. IX.17, б). В каждом из случаев повышенного внут-
реннего давления оно используется в основном для поддержания
верхнего оголовника, к которому подвешены все этажи [IX. 11].
ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ РАМЫ ПРИМЕНИТЕЛЬНО
К ВЫСОТНЫМ ЗДАНИЯМ
Пространственные рамы представляют собой трехмерные си-
стемы из плоских элементов. Эти элементы (стержни) соединены
между собой жестко, шарнирно или комбинированно. В системе из
шарнирно-соединенных элементов внешние нагрузки любого направ-
ления, приложенные в узлах, вызывают только осевые усилия. Из-
гиб может возникнуть только за счет деформирования элементов.
Пространственные каркасы представляют собой наиболее жесткие
сооружения с минимальным расходом материалов, поскольку внеш-
ние нагрузки непосредственно воспринимаются несущими элемента-
ми.
Пространственные каркасы могут быть собраны из минимального
числа типоразмеров предварительно изготовленных элементов. По-
этому их можно демонтировать (в зависимости от типа узлов) и снова
возвести без дополнительного расхода материала. Другим сущест-
венным их преимуществом является возможность расчленения объе-
мов сооружения.
Пространственные каркасы в основном применялись в больше-
пролетных системах для создания перекрытий там, где необходимо
свободное от колонн пространство (плавательные бассейны, заводы,
зрительные залы и др.). Они также использовались при строитель-
стве башен линий электропередач и геодезических двухслойных ку-
полов.
Пространственные каркасы, по-видимому, отвечают функцио-
нальным требованиям высотных зданий: рамы могут заменять такие
традиционные конструкции, как стены и перекрытия (балки), или
разделять внутренний объем на отдельные замкнутые пространст-
ва. Здание VAB для сборки космических кораблей на мысе Кеннеди,
штат Флорида, запроектированное архит. М. О. Урбаном, решено
с использованием первого принципа строительства (рис. IX. 18). По
размерам внутреннего объема это здание является самым большим
ЛО1
в мире, его высота равна высоте 50-этажного небоскреба. Здание
состоит из трех башен, которые работают при горизонтальных на-
грузках как консоли. В плане они имеют вид двух букв Е, располо-
женных параллельно длинными сторонами. Два блока здания свя-
заны горизонтальными диафрагмами (рис. IX. 19).
Рис. IX.18. Здание сборки космических аппаратов, мыс Кеннеди, Флорида
По такому же принципу А. Т. Свенсон предложил конструкцию
150-этажного административного здания (рис. IX.20). На наружный
пространственный каркас приходится 100% вертикальных нагру-
зок, а на несущие конструкции по периметру — 65% расхода стали.
Это вызвано необходимостью воспринять опрокидывающий момент
от ветра, который при проектировании такого высокого здания опре-
деляет конструктивное решение. Стальные трубы в нижней части
здания имеют диаметр 2,13 м и.толщину стенки 10,2 см, а наверху
соответственно 1,22 м и 3,8 см.
232
I Полые трубы заполнены водой, которая циркулирует по грави-
тационному принципу во время пожара и, таким образом, регули-
рует температуру внутреннего объема каркаса.
ДС. Тигермап предложил структуру в виде тетраэдра, которая яв-
ляется примером использования второго принципа компоновки и
представляет собой громадную А-образную трехшарнирную про-
\ Ось симметрии
Рис. IX.19. План здания VAB
странственную раму (рис. IX.21). Предполагается, что преимущест-
ва в создании прочности от принятой формы и в ее расчленении иа
отдельные элементы позволят превзойти показатели консольных
вертикальных небоскребов.
Рис. 1Х.20. Башня, предложенная Свенсоном
233
Рис. IX.2I. Пространственная А-образная рама, предложенная Тнгерманом
Луис Кан предложил конструкцию здания высотой 188 м, по су-
ществу составленного из пространственных каркасов (рис.IX.22).
Междуэтажные перекрытия опираются на тетраэдры высотой 20 м.
В узлах их пересечения предусмотрено пространство 3,35 м для про-
Рис. IX.22. Башня, предложен- Рис. IX.23. Башнн, предложенные Гюншелем
ная Каком
234
пуска механических систем. Перекрытия в уровне узлов выполне-
ны как части пространственного каркаса, а промежуточные пере-
крытия могут изменяться по высоте.
Другая система, предложенная архит. Гюнтером Гюншелем,
включает в себя систему пространственных рам в виде гроздей,
присоединенных к центральной опоре в виде жесткого ствола
(риб. IX.23).
Использование пространственных каркасов характерно не толь-
ко для решения отдельных зданий, но и целых кварталов городской
застройки. Е. Шульц-Фелиц, И. Фридмен и группа архитекторов
в Японии разработали огромный пространственный каркас, пере-
крывающий целые кварталы города. Ограничиваемый объем квар-
тала максимально приспособлен для последующих изменений. Та-
кое решение позволяет создавать и менять отдельные компоненты-
объемы для жилых и производственных блоков.
АРХИТЕКТУРА ЗДАНИЙ
ИЗ ОБЪЕМНЫХ БЛОКОВ
Это направление является
сравнительно новым в высотном
строительстве. Поскольку постро-
ены только несколько зданий, рас-
смотрим только один специфичный
пример — здание архит. Курокавы,
башню Накагин в г. Токио [IX.7].
По собственному высказыванию
Курокавы, одной из целей этого
направления развития архитек-
туры является 100%-ное массовое
производство индивидуальных ком-
нат, и ему почти удалось достичь
этого в ограниченном объеме.
В недавно законченном здании
(рис. IX.24) Курокава использовал
две центральные жесткие башни,
к которым присоединено 140 объ-
емных блоков. Блоки консольно
присоединяются к двум раздель-
ным башням (рис. IX.25) и не опи-
раются друг на друга. Вертикаль-
ные и горизонтальные зазоры меж-
ду ними составляют 30,5 и 20,3 см.
Каждый объемный блок имеет вы-
соту 2,44 м, ширину 2,44 м, длину
3,96 м и весит почти 4 т без внут-
ренней обстановки.
Рис. IX.24
235
Отдельные элементы изготовлены сварными из легких стальных
решетчатых коробок. Сборка этих коробок (рис. IX.26) напоминает
процесс изготовления больших судовых контейнеров. Модифициро-
ванная и улучшенная схема контейнера принята в качестве основы
для компоновки и сварки элементов. Наружная поверхность изго-
товлена из гальванизированных, усиленных ребрами стальных па-
нелей, покрытых защитной краской. Для соблюдения требований по
огнестойкости к основным несущим элементам и к наружным пане-
ч 5'Л J
Рис. IX.25 Рис. IX.26.
лям были добавлены асбоцементные листы. Все изготовленные на
заводе элементы были зак'онструированы и собраны с учетом пере-
возки, поскольку завод находился в 450 км от строительной пло-
щадки.
Объемные элементы расположены вокруг двух башен с обето-
нированным стальным каркасом, находящихся на расстоянии 6,4 м
друг от друга, в которых размещены лифты, лестничные клетки
и водонапорные резервуары (в верней части каждой башни). Башни
работают как стволы жесткости при восприятии горизонтальных
нагрузок и веса объемных элементов. Одна из башен имеет высоту
53,3 м, а другая— 45,7 м.
Каждый объемный элемент присоединяется к стволу жесткости
в четырех углах. В уровне нижних углов из стволов жесткости на
15,2 см консольно выступают стальные элементы квадратного сече-
ния со стороной 10,2 см, а в уровне верхних углов — двутавровые
балки высотой 20,3 см. Объемный элемент к четырем своим опорам
присоединяется болтами.
ПОЯСНЕНИЯ К ИЛЛЮСТРАЦИЯМ
рис! 111.9:
г — здание Южной центральной телефонной компании (30 этажей), Бир-
мингем, «Design of Steel Structures», 2-е изд. под. ред. Э. Гейлорда и Ч. Гей-
лорда, McGraw-Hill, New York, 1972;
д — многоэтажное административное здание (28 этажей), Москва, СССР
[5.4];
е — Чейз Манхэттен Бэнк (60 этажей), Нью-Йорк, Скндмор, Оуингс
и Меррилл (S. О. М.), «Forum», июль 1961, см. также л;
ж — здание Федерального резервногобанка (пилоны высотой около 500 м,
43 этажа), Нью-Йорк, «Forum», март 1974;
з — Ю. С. Стил Билдинг (64 этажа), Питтсбург, архитекторы Харрисон,
Абрамович, Аббе, «Architectural Record», апрель 1967, «Forum»»,' декабрь
1971;
л — Чейз Манхэттен Бэнк (60 этажей), Пью-Порк, «Forum», июль 1961,
см. также е
Рис. IH.12:
а — предложение по планировке Либерти Плаза, Нью-Йорк, «Architecture
and Engineering News», октябрь 1972;
б — Бостон Кампэни Билдинг, Бостон, П. Веллуччи, Э. Ротт н сыновья,
«Building Case History 1». корпорация Бетлехэм Стил, август 1970;
в — Ферст Висконсин Сентер, Милуоки, Висконсин (S.O. М), «Progres-
sive Architecture», октябрь 1972;
г — Алкоа Билдинг, Саи-Франциско (S. О.М.), «Engineering News Re-
cord», 1965;
ж — Найте оф Коламбус Билдинг (23 этажа), Нью-Хейвен, Коннекти-
кут, К. Рош, Дж. Динкелу и др., «Progressive Architecture», сентябрь 1970;
з — Плэйс Виктория (47 этажей), Монреаль, Канада, Моретти и Нер-
ви, «Canadian Architecture», июль 1965:
и — Либерти Плаза, Нью-Йорк (S. О, М.), «Architecture and Engine-
ering News», октябрь 1972;
к — Ю. С. Стил Хэдквотерс, Питтсбург, архитекторы Харрисон,
Абрамович и Аббе, «Architectural Record», апрель 1967
Рис. IV. 1!
а — Пенили Парк Апартмент Билдинг (8 этажей), Питтсбург, «Techni-
cal Notes on Brick and Tile Construction, Case Study 24», февраль 1966;
6 — многоэтажный спальный корпус (8 этажей), колледж Аугустин,
Сайокс Фоллс, Шпнциагель и партнеры, «Contemporary Brick Bearing Wall,
Case Study 22» октябрь -ноябрь 1969;
в — жилой дом (3 этажа), Будапешт, Венгрия, Олджей и Олджей
<New’Structures»,’pen. Р. Фишер, McGraw-Hill. Нью-Йорк, 1964, с.м. также о;
г — дом для престарелых (II этажей), Рок Айлэнд, Иллинойс,
Е. В. Ангерер и И. Д. Милаии, «ASCE Journal», сентябрь 1966;
д — многоэтажный дом по низким ценам для престарелых (П этажей),
Мейкон, Джорджия, В. П. Томпсон младший, «Contemporary Brick Bearing
Wall, Case Study 33», Американский институт кирпича, январь 1973;
е — Оуккрест Тауэрс (8 этажей), Мэриленд, Бучер-Мейерс и др., «Con-
temporary Brick Bearing Wall, Case Studv,» декабрь 1966 — январь 1967;
ж — многоэтажный спальный корпус (9 этажей), университет Хайлэнде,
Лас-Вегас, Нью-Мексико, Регистер, Росс и Брюне, «Contemporary Brick
Bearing Wall, Case Study 21», август-сентябрь 1969;
a — дом для престарелых, Хэритедж Хаус (8 этажей). Кантон, Огайо,
Лоуренс, Дайкс, Гуденбергер и др., «Contemporary Brick Bearing Wall, Case
Study», нюнь 1966;
и — жилой дом (18 этажей), Цюрих, Швейцария. «Technical Notes on
Brick and Tile Construction, Case Study 24», февраль 1966;
к — жилой дом (13 этажей), Базель, Швейцария, К. Монк младший и
Дж. Гросс, «Progressive Architecture», февраль 1956;
231
л — Холидэй Инн (13 этажей), Остин, Техас, Лундгрен — Маурер,
«Contemporary Brick Bearing Wall, Case Study», май 1966;
м — высотный жилой дом (16 этажей), Биль, Швейцария, «Technical
Notes on Brick and Tile Construction, Case Study 24», февраль 1966;
н — Хартфилд Тауэрс (12 этажей), Лондон, Англия, Мессере, Баханап,
Коултер [IV,5, в];
о — жилой дом (3 этажа), Будапешт, Венгрия, Олджей и Олджей,
«New Structures», ред. Р. Фишер, McGraw-Hill, Нью-Йорк, см. также в.
Рис. IV.7:
а — здание Бэйвыо Террас (25 этажей), Милуоки, Висконсин, Раш,
Шроедер и Спанси, «Architectural Record», август 1964;
б — см. подпись к рис. III. 12, як;
в — спальный корпус университета штата Огайо (24 этажа), Колумбус,
Скулей, Корнелиус иСкулей, «Forum», ноябрь 1967;
г — спальный корпус университета в Монреале (17 этажей), Канада,
Папине, Герин-Лажо и Ла Бланк, «The Canadian Architect», июль 1966;
д — здание Пирелли (34 этажа), Милан, Италия, Г. Понти, А. Форна-
роли и А. Росселли, «Architectural Design», ноябрь 1970;
е — административная башня (50 этажей), Сингапур, «Engineering
News Record», февраль 1974;
ж— гробница миссионеров (64 м), монастырь св. Марии, Мичиган
«Architectural and Engineering News», январь 1968;
a — проект башни (27 этажей), Милан, Италия, А. Росселли, «Architec-
tural Digest», ноябрь 1964;
и — жилой дом (22 этажа), Бремен, Германия, А. Аалто, «Architectu-
ral Record», март 1963;
к — Ферст Иэшнл Тауэр Билдинг (12 этажей), Форт-Коллинс, Колорадо,
М. Е. Кнедлер, «Progressive Architecture», март 1971;
л — проект башни (366 м) Милан, Италия, А. Росселли, «Art and Archi-
tecture», ноябрь 1964;
м — жилой дом (4 этажа), Италия, П. Портогези, В. Джоглиотти,
«WERK», февраль 1970;
н — здание по ул. Кларедале (15 этажей), Лондон, Англия, «Tall Buil-
dings», под ред. А. Коулла и Б. С. Смита, Pergamon Press, London, 1967;
о — банк Бильбао (25 этажей), Мадрид, Испания, «ГArchitecture d’Au-
jourdhui», декабрь 1971;
п — проект башни св. Марка (20 этажей), Ф. Л. Райт, «Urban Space and
Structures», «Cambridge University Press», 1972;
p — Лас Торрес Бланкас (белые башни, 25 этажей), Мадрид, Испания,
«Forum», август 1968, «Architectural Design», сентябрь 1966
Рис. IV.10:
а — Гэз Билдинг (28 этажей), Детройт, Мичиган, Ямасаки и др., «Fo-
rum», март 1963; Z
б — Осака Какусси Билдинг (32 этажа), Осака, Япония, компания и
«Такенака Комутен», Japan Architect», июль 1973;
в — здание бостонских компаний (41 этаж), Бостон, П. Веллуччи, Э. Рот
и сыновья, «Building Case History I», Компания Бетлехэм Стил, август 1970;
г — Ройэл Бэнк Билдинг (41 этаж), Монреаль, Канада, И. М. Рей,
«Planning and Design of Tall Buildings», 1972;
d — Дрессер Тауэр, Куллен Сентер (40 этажей), Хьюстон, Техас, Ней-
гауз и Тейлор, «Building Case History I», корпорация «Бетлехэм Стил», июнь
1972;
е — Чейз Манхэттен Бэнк Билдинг (60 этажей), Нью-Йорк, (S. О. М.),
«Forum», июль 1961;
ж — Вашингтон Плаза Хотел (36 этажей), Сиэттл, Вашингтон, Дж.
Грэхэм и К°, 1970;
з — Уан Чемунг Кэнэл Плаза (7 этажей), Элмайра, Нью-Йорк, Хас-
келл, Коннер н Фрост, «Building Case History 23», корпорация «Бетлехэм
Стил», август 1972;
238
и — Кайзер Сентер (27 этажей), Окленд, Калифорния, В. Беккет и др.;
к — Морнингсайд Хауз (20 этажей), Нью-Йорк, Ф. Джонсон и Д. Бар-
ги, <L. Zetlin Publication», vol. 2, 1970
Рис. IV. 15.
a — Черчилль Акэдемик Тауэр (11 этажей), колледж Канисиус, Буф-
фало, Нью-Йорк, Л. X. Уэлч, «Building Case History 18», корпорация Бет-
лехэм Стил, март 1972;
б — Джоисон Вэкс Билдинг, лабораторный корпус (16 этажей), Расин,
Висконсин, Ф. Л. Райт, «Contemporary Structure in Architecture», Нью-Йорк,
1950;
в — Хайфилд Хауз (13 этажей), Балтимор, Мэриленд, «Forum», апрель
1968;
г — здание Нибелунгов (120 м), Франкфурт, ФРГ HV.3, б];
д — Портленд Плаза Кондоминиум (25 этажей), Портленд, Орегон, Да-
ниэль, Майн, Джонсон и Менденхолл, «Architectural Record», октябрь 1973;
е — здание В. Сантьяго Сентрал Девелопмент Прогрэм (24 этажа), Санть-
яго, Чили, Агуирре, Болтон, Прието, Ларрейн и Лорка [IV.3];
ж — телевизионная башня, Братислава, Чехословакия [IV.3, в];
з — башня 22, Сан-Боржна Резидентл Риньюэл Проджект (22 этажа),
Сантьяго, Чили, Сандовал и Вивес [IV.3];
и — административное здание GI, Олимпийская деревня, Мюнхен, ФРГ
[IV.3, б];
к — административное здание Дейч Кранкеиферзихерунг, Кёльн,
ФРГ [IV. 3, б];
л — Острелиа-Сквэр (45 этажей), Сидней, Австралия, Сейдлер и др.,
«Art and Architecture», ноябрь 1965;
м — Теииеси Билдинг (33 этажа), Хьюстон, Техас (S. О. М.), «Forum»,
сентябрь 1963;
н — административное здание Континентальных компаний (33 этажа),
Чикаго, Мэрфи и др., «Forum», май 1963;
о — Пойнт Ройял (19 этажей), Брэкнелл, Англия (S. О. М.), «Canadian
Architect», сентябрь 1964;
п — Ю. С. Стил Билдинг (64 этажа), Питтсбург, архитекторы Харрисон,
Абрамович и Аббе, «Architectural Record», апрель 1967;
р — Марина Сити Тауэрс (60 этажей), Чикаго, В. Голдберг и др., «Buil-
ding Construction», август 1961;
с — Плэйс Виктория (47 этажей), Монреаль, Каиада, Нерви и Моретти,
«Canadian Architecture», июль 1965;
т—EHG Энтерпрайзис (40 этажей), Майами, Флорида, Д. Чаплин,
«Engineer», июль 1972;
у — Билдинг (57 этажей), Миннеаполис, Миннесота, Ф. Джонсон и
Д. Барги, Д. Бэйкер, «Architectural Record», август 1970;
ф — Дэйк Пойнт Тауэр (70 этажей), Чикаго, Шиппорейт и Гейнрих,
«Forum», ноябрь 1967
Рис. IV. 16. Уан Бискейн Тауэр (40 этажей), Майами, Флорида, Фрага
и др., «Architectural Record», февраль 1974
Рис. IV.20:
а —Браисвнк Билдинг (38этажей, 146 м, железобетон), Чикаго, (S. О.М.),
«Architectural and Engineering News», октябрь 1968;
б — Сиэттл Ферст Нейшнл Бэнк (50 этажей, 189 м, сталь), Сиэтл, Ва-
шингтон, Нарамор, Бэйи, Брэди и Джонсон, «Architectural Record», июнь
1970;
в — Уан Шелл Плаза (52 этажа, 218 м, железобетон) (S. О. М.), «Fo-
rum», апрель 1972;
г — студенческий проект I. I. Т, «Architectural Record», октябрь 1972;
д — Хэнкок Билдинг (100 этажей, 336 м, сталь), (S. О. М.), «Forum»,
июль-август 1970;
е — Стандард Ойл Билдинг (83 этажа, 345 м, сталь), Чикаго, Э. Д. Сто-
ун и др., «Engineering News Record», ноябрь 1971;
239
ж — Уорлд Трейд Сентр (НО этажей, 412 м, сталь), Нью-Йорк, М.
Ямасаки и др., «Civil Engineering Journal ASCE», июнь 1971;
3 — Сирс Билдинг (109 этажей, 442 м, сталь), Чикаго, (S. О. М.),
«Civil Engineering Journal ASCE», ноябрь 1972;
и — Алкоа Билдинг (26 этажей), Сан-Франциско (S. О. М.), <AISC Con-
temporary Structures», 1970;
к — Кинг Каунти Адмннистрейши Билдинг (9 этажей), Сиэтл, Вашинг-
тон, Хармэн, Прей и Дитрих, «Engineering News Record», февраль 1970;
л — IBM Билдинг (13 этажей), Питтсбург, Кэртнс и Дэвис, «Progressi-
ve Architecture», сентябрь 1962
Рис. 1V.25:
а — проект жилого дома (80 этажей), Северуд, Перрон, Штурм, Коилин
и Бендел, «Architectural Record», август 1970;
б — проект жилого дома (92 этажа), студенческий проект, «Architectu-
ral and Engineering News», сентябрь 1966
Рис. IV.27. Административное здание (60 этажей), Токио, Н. Секкн,
«Engineering News Record», апрель 1973
Рис. IV.28. Административное здание (40 этажей), Шарлотт, Северная
Каролина, Томсон, Вентюлетт и Стейнбек, «Engineering News Record», ок-
тябрь 1973
Рис. IV.29. Вестери Пенсильвания Нэшнл Бэнк Билдинг (32 этажа)
Питтсбург (S. О. М.), «Engineering News Record», август 1973
Рис. V.1:
а — здание Американской радиовещательной компании (176 м, 55 эта-
жей), Лос-Анджелес, М. Ямасаки н др., «Engineering News Record», март
1974;
б — Ля Франс Билдинг (44 этажа), Париж, Франция, Ж. де Мейли,
«Engineering News Record», май 1974, «Technique & Architecture», февраль
1973;
в — Торонто Сити Холл (27 и 20 этажей), Торонто, Канада, В. Ревелл,
«Progressive Architecture», март 1963, «Engineering News Record», июль 1965;
г — Ферст Нейшнл Бэнк оф Чикаго (60 этажей), Чикаго, С. Ф. Мэрфи;
и др., Перкинс и партнеры, «Architectural Record», сентябрь 1970;
д — Трансамерика Билдинг (50 этажей, 260 м), Сан-Франциско, В. Л.
Перейра и др., «Engineering News Record», ноябрь 1971;
е —Марина Сити Тауэрс (60 этажей), Чикаго, Б. Голдберг, «Architec-
tural Record», сентябрь 1963
Рис. VII.2:
а — Эарс Сайенс Билдииг (20 этажей), Кембридж, Массачусетс,
И. М. Пэй и А. Коссатта, «Building Skeletons», Публикации студентов школы
проектирования, т. 17, № 1, университет штата Северная Каролина, 1967;
б — Хьюстон Лайтинг энд Пауэр Компэни Электрик Тауэр (27 этажей),
Хьюстон, Техас, Вильсон, Моррис, Кэйн и Андерсон, «Building Report»,
vol. 4, № 1, Американский институт чугуна и стали;
в — Сент Джеймс Апартмеит (7 этажей), Остров сокровищ, Флорида, Е.
Хансон, «Structural Report, United States Steel», сентябрь 1972;
г — Ту Тертл Крик Внллэдж (21 этаж), Даллас, Техас, Г. Л. Дал,
«Building Case History 20», корпорация и Бетлехэм Стил», май 1972;
д — Браннфф Билдинг (10 этажей), Даллас, Техас, Лейн, Гамбл и ас-
соушнэйтс, «Save with Steel in Multi-Story Buildings», ASCE, декабрь, 1965;
e — здание электрической компании Колумбуса и Южного Огайо (9
этажей), Колумбус, Огайо, Э. И. Вильямс, там же;
ж— Вэйн-Манчестер Тауэрс (8-этажей), Силвер-Спринг, Мэриленд,
Кохэн, Гафт и др., там же;
в — жилые дома Г. Паризе (11 этажей), Манчестер, Нью-Гэмпшир,
Исаак н Мойер, «Building Case History 30», корпорация «Бетлехэм Стил»
июль 1973;
и — адание по 345-й Восточной и 56-й стрит (21 этаж), Нью-Йорк, Шу-
ман и Лихтенштейн, «Save with Steel in Multi-Story Buildings», ASCE, де-
кабрь 1965;
к — Парклэйн Тауэрс (15 этажей), Дирборн, Мичиган, Россетти и др.,
«Building Case History 19», корпорация и Бетлехэм Стил», апрель 1972;
л — здание бостонских компаний (41 этаж), Бостон, П. Веллуччи и
Э. Рот и сыновья, «Building Case History I», корпорация «Бетлехэм Стил»,
август 1970;
м — Ю. С. Стил Оффис Билдинг (64 этажа), Питтсбург, архитекторы
Харрисон, Абрамович и Аббе, «ASCE Journal», апрель 1970;
н — Уан Шелл Плаза (52 этажа), Хьюстон, Техас (S. О. М)., «Planning
and Design of Tall Building», vol. C, ASCE, IABSE, 1972;
о — Стандард Ойл оф Индиана Билдинг (83 этажа), Чикаго, Э. Д. Сто-
уи и др. «Journal of the Structural Division», ASCE, апрель 1973;
n — Сиэре Тауэр (109 этажей), Чикаго (S. О. М.), «The Engineering
Journal», AISC, третий квартал 1973
Рис. VII.3:
а — Кингсвэй Девелопмент (15 этажей), Лондон, Англия, Р. Сейфср и
партнеры, «Planning and Design of Tall Buildings», vol. C. ASCE, IABSE,
1972;
6— CNA— региональное административное здание (19 этажей), Ор-
ландо, Флорида, Рейнольдс, Смит и Хнллс, «Building Case History 13», кор-
порация «Бетлехэм Стил», октябрь 1971;
в — Падре Вэлли Нэшнл Бэнк (10 этажей, включая пристройки), Форт-
Коллинс, Колорадо, Дж. М. Хантер и др. «PCI Journal», октябрь 1967;
а — Уаи Чемаиг Кэнел Плаза (7 этажей), Элмайра, Нью-Йорк, Гаскелл,
Коннер и Фрост, «Building Case History 23» корпорация «Бетлехэм Стил»,
август 1972;
д — башня иа площади Австралии (45 этажей), Сидней, Австралия,
Сейдлер и др., «Planning and Design of Tall Buildings», vol. C, ASCE, IABSE,
1972;
ж — см. подпись к рис. III. 12, ж;
з — Миллбэнк Тауэр Блок (34 этажа), Лондон, Англия, Р. Вард и парт-
неры, «Structural Engineer», январь 1962;
и — Черчилл Академик Тауэр (11 этажей), колледж Канисиус, Буф-
фало, Нью-Йорк, Л. X. Уэлч, «Building Case History 18», корпорация «Бет-
лехэм Стил», март 1972
Рис. VII.4:
а — здание компании по страхованию (30 этажей). Нешвилл, Теннесси,
«Engineering News Record», сентябрь 1956;
б — Генсерт Р. М. «Высотные жилые здания из стали», «Architectural
and Engineering News», ноябрь 1968; «Architectural Record», ноябрь 1964;
в — башня (18 этажей), Литл-Рок, Арканзас, Г. А. Бэрри, Даллас и
Е. Витзроу, «Save with Steel in Multi-Story Buildings», AISC, декабрь 1965;
г — здание компании IBM (13 этажей), Питтсбург, Кэртис и Дэвис,
United States Steel, август 1963;
д — Уорлд Трейд Сентер (ПО этажей), Нью-Йорк, М. Ямасаки и др.,
Э. Рот и сыновья, «Contemporary Steel Design», AISI, vol. 1, № 4, 1965;
e — Эквитабл Лайф Билдинг (25 этажей), Сан-Фраиинско, «Design of
Steel Structures», 2-е изд., редакторы Б. Бреслер, Т. Лии, Дж. Скалии, Wiley,
1968
Рис. VII.5:
а — см. подпись к рис. VII. 2, о;
б — см. подпись к рис. VII.4, д;
в — Я. Гроссман и Р. Розенвассер, Совместный расчет снижает стоимость,
«Modern Steel Construction», AISC, 4 квартал, 1969;
г — см. подпись к рис. IV. 10, д;
д — Ф. Нассетта, Новый подход к административным зданиям: — 3,
системы перекрытий, горизонтальные связи, огнезащита, «Architectural and
Engineering News», ноябрь 1968
Рис. IX.2—IX. 11:
а — центральный городской зал, Марль, ФРГ, Д.Х. вап ден Брок и Дж.
Бакема, «Engineering News Record», май 1965;
241
б — Линкольн Инкам Лайф Иншуренс К°, Луисвилл, Кентукки, «Buil-
ding Report», AISI, vol. 2, № 2;
в — здание банка, Иоганнесбург, ЮАР, А. Хентрик и Маллоуз, Стак,
Харрисон, Риш и партнеры, <Engineering News Record», ноябрь 1968;
г — Холндэй Инн, Хантингтон, Западная Виргиния, Кэнн-Термолен
совместно с Международной ассоциацией по динамике, «Engineering News
Record», апрель 1973;
д — Секьюрити Нейшнл Бэнк, Хантингтон, Нью-Йорк, Эггерс с парт-
нерами, Л. Цетлнн и др., «Building Design and Construction», июнь 1971;
e — Линкольн Сейвингс энд Лоун Ассоушиэйшн, Шерман Оукс, Кали-
форния, Дизн н Боллинг, «Modern Steel Construction», AIS1, 4-й квартал,
1966;
ж — Армстронг Раббер Компэнн, Нью-Хейвен, Коннектикут, М. Брейер
и Р. Гатье, «Building Case History 4», корпорация «Бетлехэм Стил», август
1970;
з — административное здание компании «Филлипс», Эйндховен, Нидер-
ланды, Верхев, Лунт и де Йонг;
и — Бритиш Петролеум Лим., Антверпен, Бельгия, Л. Стайнен, П. де
Мейер и Ж. Рейсенс, «Progressive Architecture», сентябрь 1961;
к — Огайо Пресбитериэн Хоуме, Рокинол, Огайо, Сэмборн, Стекетн,
Отис и Эванс, «Engineering News Record», декабрь 1965;
л — Весткоат Оффнс Билдинг, Ванкувер, Британская Колумбия, Кана-
да, Рои и Иредэйл, Б. Бабнцки и др., «Engineering News Record», июнь
1969; «Progressive) Architecture», октябрь 1969;
л — Баварский моторный завод, Мюнхен, ФРГ, К. Шванцер, «Engi-
neering News Record», март 1972; «Architectural Record», июль 1973;
н — Федеральный резервный банк штата Миннеаполис, Миннесота, Г.
Биркертс и др., «Architectural Record», октябрь 1971; «Architectural Record»,
ноябрь 1973; «Engineering News Record», ноябрь 1973
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1.1. American Society of Civil Engineers, International Association fro
Bridge and Structural Engineering: Proceedings of the International Confe-
rence on Planning and Design of ТаИ Buildings, Vol. lb, Tall Building Cri-
teria and Loading, Lehigh University, Bethlehem, Pa., 1972.
a. Johnson, Sidney M.: «Dead Live and Construction Loads», State of
Art, Report, No. 3.
b. Mainstone, Rowland J.: «Internal Blat», State of Art Report, No. 6.
c. Mitchell, G. R.-‘ «Loadings on Buildings», State of Art Report, No. 2a.
d. Newmark, Nathan M.: «External Blast», State of Art Report, No. 7.
e. Reese, Raymond C.: «Gravity Loads and Temperature Effects», Theme
Report.
1.2. Aynsley, Richard M.: «Wind Effects Around Buildings», Architec-
tural Science Review, March 1972.
1.3. Aynsley, Richard M.: «Wind Effects on High and Lowrise Housing»,
Architectural Science Review, September 1973.
1.4. Berg, Glen V.: «Designing for Earthquakes», Contemporary Steel
Design, Vol. 2, No. 3, American Iron and Steel Institute, N. Y.
1.5. Brisker, Sydney H.: «With Wind Tunnels, Design Is a Breeze», Progres-
sive Architecture, March 1967.
1.6. Chang, Fu-kuei: «Humane Response to Motions in Tall Building»,
Journal of the Structural Division, ASCE, Vol. 99, No. ST6, June 1973.
1.7. Coull, A. and Smith, B. Stafford, eds.: Tall Buildings, Pergamon Press,
London, 1967.
242
a. Davenport, A. G.: «The Treatment of Wind Loading on Tall Buildings.»
1.8. «Dampers Blunt the Wind’s Force on Tall Buildings», Architectural
Record, September 1971.
1.9. Degenkolb, Henry J.:«Earthquake Forces on Tall Structures», Bethle-
hem, Steel, Booklet 27-17, 1970.
1.10. Dym, Clive L. and Klabin, Don.:«Architectural Implications of Struc-
tural Vibration», Architectural Record, September 1975.
1.11. Fintel, Mark and Khan, Fazlur R.: «Thermal Effects of Column
Exposure in Highrise Structures», Building Research, September-October, 1967.
1.12. Hansen, Robert J., Reed John W., and Vanmarcke, Erik H.: «Human
Response to Wind-Induced Motion of Buildings», Journal of the Structural
Division, ASCE, Vol. 99, No. ST7, July 1973.
1.13. International Conference of Building Officials: Uniform Building
Code, Section 2312, 1967 edition.
1.14. O’Hare, Michael: «Designing with Wind Tunnels», Forum April
1968.
1.15. O’Hare, Michael: «Wind Whistles Through M. I. T. Tower», Progres-
sive Architectur, March 1967.
1.16. Rutes W. А.: «А New Look at Office Buildings: 2», Architectural
and Engineering News», October 1968.
1.17. State of New York, Housing and Building Code Bureau: State Buil-
ding Construction Code, Albany, 1972.
1.18. Steinbrugge, Karl V.: «Earthquake Damage and Structural Perform-
•ance in the United States», Robert L. Wigel, ed.: Earthquake Engineering,
Prentice-Hall, Englewood Cliffs, N. J., 1970.
1.19. «Temperature Effects on Tall Steel Framed Buildins», AJSC Journal,
October 1973.
a. Khan, F. R., and Nasetta, A. F.: «Design Considerations», Part 3.
b. McLaughlin, E. R.: «Response of Steel Columns to Temperature Ex-
posure», Part 1.
1.20. «Wind, Sun, Rain and the Exterior Wall», Architectural Record,
Special Report No. 2, September 1967.
1.21. Yanev, Peter: Peace of Mind in Earthquake Country, Chronicle
Books, San Francisco, 1974.
11.1. American Society of Civil Engineers, International Association for
Bridge and Structural Engineering: Proceedings of the International Confe-
rence on Planning and Design of Tall Buildings, Vol. la, Tall Building Systems
and Concepts, Lehigh University, Bethlehem, Pa., 1972.
a. Daryanani, Sital: «Heating, Ventilating and Air Conditioning (HVAC)»,
State of Art Report No. 2, Technical Committee No. 2.
b. Fitzsimons, Neal: «The History and Philosophy of Tall Buildings»,
State of Art Report No. I.
c. Halpern, Richard C.: «Control of the Construction Process», State of
the Art Report, No. 2. Technical Committee No. 4.
d. Kozak, Jiri: «Structural Systems of Tall Buildings with Core Structures»,
State of Art Report No. 8.
e. Steyert, Richard D.: «The Economics of Highrise Apartment Buildings»,
State of Art Report No. 4A. Technical Committee No. I.
f. Thoma, Rudiger: «Service Systems in Relation to Architecture», State
of Art Report, No. 1.
g. White, Edward E.: «Foundations», State of Art Report, No. 4A. Technical
Committee No. 4.
11.2. Farkas, Nicholas: «Selecting the Framing System», Architectural and
Engineering News, September 1966.
II.3. Giedion, Sigjried: Spase, Time and Architecture, 5th ed., Harvard
University Press, Cambridge, Mass., 1967.
II.4. Ruderman, James: «Comparing Highrise Structural Systems», Archi-
tectural and Engineering News, September 1965.
II.5. Thomsen, Charles: «How High to Rise», AJA Journal April 1965.
243
Ш.1. American Society of Civil Engineers, International Association
for Bridge and Structural Engineering: Proceeding of the International Con-
lerence on Planning and Design of Tall Buildings, Vol. Ill, Structural Design
of Tall Concrete and Masonry Buildings, Lehigh University, Bethlehem, Pa.,
1972.
a. Brake), J.: «List of Limit States», State of the Art Report No. 2.
Iff.2. Coull, A. and Smith, Stafford, B., eds., Tall Buildings, Pergamon
Press, London, 1967.
a. Frischmann, Wilem W. and Prabhu, Sudhakar A.: «Planning Concepts
Using Shear Walls».
b. Frischmann, Wilem W. and Prabhu, Subhakar S.: «Shear Wall Structu-
res—Design and Construction Problems».
111. 3. Engel, Heinrich: Structure Systems, Praeger, N. Y., 1967.
111. 4. Gaylord, Edwin H., Jr., and Gaylord, Charles N.: Design of Steel
Structures, 2nd ed., McGraw-Hill, N. Y., 1972.
111. 5. Henn, Walter: Buifngs for Industry, Vol. I «Plans, Structures and
Details», llifldie Books, London, 1965.
II 1.6. Precast and Prestressed Concrete, PCI Design Handbook, Prestres-
sed Concrete Institute, Chicago, 1971.
111. 7. «Research Leads to a Bolder Expression of the Steel Frame», Archi-
tectural Record, July 1973.
HI.8 . Rutes, W. А.: «А New Look at Office Buildings: 2», Architectural
and Engineering News, October 1968.
111 .9. Salvador!, Mario and Levy, Matthys: Structural Design in Architec-
ture, Prentice-Hall, Englewood Cliffs, N. J., 1967.
II I.10. Siegel, Curt: Structure and Form in Modern Architecture, Reinhold,
N. Y., 1962.
I V.1. American Concrete Institute Committee 442: «Response of Building
to Lateral Forces», No. 68-11, American Concrete Institute Journal, February
1971.
I V.2. American Institute of Steel Construction: «Less Steel per Square Foot»,
Modern Steel Construction, First Quarter, 1972.
IV .3. American Society of Civil Engineers, International Association for
Bridge and Structural Engineering: Proceedings of the International Confe-
rence on Planning and Design of Tall Buildings, Vol. la: Tall Building Sys-
tems and Concepts, Lehigh University, Bethlehem, Pa., 1972.
a. Christiansen, John V. «Cast in Place Reinforced Concrete Systems,»
State of Ari Report, No. 2.
b. Konig, Gert: «Cast in Place Reinforced Concrete Systems», State of Art
Report, No. 7.
c. Kozak, Jiri: «Structural Systems of Tall Buildings with Core Structures»,
State of Art Report, No. 8.
d. Yorkdale, Alan: «Masonry Building Systems, State of Art Report, No. 9.
IV. 4. ASCE, IABSE: Proceedings of the International Conference on
Planning and Design of Tall Buildings, Vol. II: Structural Design of Tall Steel
Buildings, Lehigh University, Bethlehem, Pa., 1972.
a. Iyengar, S. Hal: «Preliminary Design and Optimization of Steel Building
Systems», State of Art Report No. 3.
b. Scalzi, John B. and Arndt, Arthur P.: «Plate Wall Cladding,» State of
Art Report No. 3B.
IV.5. ASCE, IABSE, Proceedings of the International Conference on Plan-
ning and Design of Tall Buildings, Vol. HI: Structural Design of Tall Concrete
and Masonry Buildings, Lehigh University, Bethlehem, Pa., 1972.
a. Smith, Bryan Staffor and Coull, Alex: «Elastic Analysis of Tall Concrete
Buildings,» State of Art Report, No. 1.
b. Sutherland, R. J. M.: «Structural Design of Masonry Buildings,» State
of Art Report, No. 4.
IV.6. Belford, Don: «Composite Steel — Concrete Building Frame», Civil
Engineering Journal, ASCE, Vol. 42, No. 7, July 1972.
244
1V.7. Coull, A. and Smith, B. Stafford, eds.: Tall Buildings, Pergamon
Press, London, 1967.
a. Khan, Fazlur R.: «Current Trends in Concrete Highrise Buildings,»
Appendix 1.
b. Robertson, Leslie E.: «On Tall Buildings», Appendix 11.
1V.8. Dikkers, Robert D.: «Brick Bearing Walls tor Multistory Structures»,
Civil Engineering Journal. ASCE, September 1966.
1V.9. Friedlander, Gordon D.: «New Horizons in Structural Steel», AJA
Journal February 1972.
V1.10. Gensert, Richard M.: «Apartment Framing to Resist Wind»,
Architectura Record, January 1963.
1V.11. Gensert, Richard M.: «Highrise Apartment Structures of Masonry»
Architectural Record, February, 1965.
1V.12. Gensert, Richard M.: «Versatile Structures for Apartment Framing»,
Architectural Record, July 1964.
IV. 13. Khan, Fazlur: «The Bearing Wall», Architectural and Engineering
News, September 1966.
1V.14. Khan, Fazlur: «The Bearing Wall Comes of Age», Architectural and
Engineering News, October 1968.
1V.15. Khan, Fazlur R.: «TheFutureof Highrise Structures», Progressive
Architecture, November 1972.
IV. 16. Macsai, John: Highrise Apartment Buildings — A Design Primer,
John Macsai Publisher, Chicago, 1972.
IV.17. «Optimizing Structural Design in Very Tall Buildings», Architec-
tural Record,, August 1972.
IV.18. «Optimizing the Structure of the Skyscraper», Architectural Re-
cord, October 1972.
JV.19. Scalzi, John B.: «Drift in Highrise Steel Framing, Progressive
Architecture, April 1972.
1V.20. «Staggered Truss Framing Systems for Highrise Buildings, «United
States Steel Technical Report, May, 1971.
IV.21. Tarics, Alexander G.: «Concrete-Filled Steel Columns for Mul-
tistory Construction,» Modern Steel Construction, AISC, Vol. 12, First Quarter,
1972.
IV.22. Viest, Ivan, Chairman: «Composite Steel — Concrete Construction»,
Subcommittee on the State of the Art Survey, Task Committee on Composite
Construction, of the Committee on MetaL Structural Division, Journal of
the Structural Division, ASCE, Vol. 100, No. ST5, Proc. Paper 10561, May
1974.
V. 1. «Dampers Blunt the Wind’s Force on Tall Buildings», Architectural
Record, September 1971.
V.2. Khan, Fazlur: «The Future of Highrise Structures», Progressive Archi-
tecture, October 1972.
V.3. Robertson, Leslie: «Heights We Can Reach», AJA Journal, January
1973.
V.4. Scalzi, John B.: «Drift in Highrise Steel Framing, Progressive Archi-
tecture, April 1972.
V.5. Zuk, William «Kinetic Structures», Civil Engineering Journal,
ASCE, December 1968.
. VI. 1. Anderson, Paul and Nordby, Gene M.: introduction to Structural
Mechanics,, Ronald Press, N. Y., 1960.
VI.2. Ben-Arroyo, Abraham: «Preliminary Wind Analysis of Multistory
Bents», AISC Engineering Journal, January, 1970.
VI.3. Fisher, R., ed.: New Structures, McGraw-Hill, N. Y., 1964.
a. Davidson, R. L. and Monk, С. B.: «Thin Brick Walls Are the Only
Support in a Design for Multi-Story Buildings».
VI .4. Gaylord, Edwin H., Jr. and Gaylord, Charles N.: Design of Steel Struc-
tures, 2nd ed., McGraw-Hill, N. Y. 1972.
VI. 5. Grogan, John C.: «Load Bearing Masonry Systems», Architectural
and Engineering News, September 1965.
245
VI.6 . Gross, James G.: «Designing Load Bearing Brick Walls», Architec-
tural and Engineering News, July 1966.
VI .7. Hong, Morris L.: «Designing Steel Columns: A Simplified Method»,
Architectural and Engneering News, September 1966.
V I.8. Howard, Seymour H., Jr. : Structure: An Architect’s Approach,
McGraw-Hill, N. Y., 1966.
VI .9. McCormac, Jack C.: Structural Analysis, 2nd ed., Intext, Scranton,
Pa.,, 1967.
VI. 10. McCormac, Jack C. : Structural Steel Design, 2nd, ed., Intext,
Scranton, Pa., 1971.
VI.1 1. Morris, Charles Head and Benson, Wilbur: Elementary Structural
Analysis, 2nd. ed., McGraw-Hill, N. Y., 1960.
VI. 12. «Preliminary Design of the Contemporary Bearing Wall», Technical
Notes on Brick and Tile Construction, 24A, Structural Clay Products Institute,
March-April, 1966.
VI . 13. Recommended Practice for Engineered Brick Masonry, Structural
Clay Products Institute, 1969.
VI. 14. Richardson, Gordon and Associates: «Welded Tier Buildings»,
United States Steel Strustural Report,, May 1963.
VI. 15. Salvador!, Mario and Levy, Matthys: Structural Design in Architec-
ture, Prentice-Hall, Englewood Cliffs, N. J., 1967.
V1.16 . State Building Construction Code, State of New York, Hou-
sing and Building Code Bureau, Alhany, July 1972.
VI. 15. White, Richard N., Gergely, Peter, and Sexsmith, Robert G.: Struc-
tural Engineering, Vol. 1: Introduction to Design Concepts and Analysis,
Wiley, Y., 1972.
Vl l.l. «Composite Structures: Definition and Types, t.The Architects
Journal, July 1973.
V1I .2. Dallaire, E. E.: «Cellular Steel Floors Mature», Civil Engineering
Journal, ASCE, luly 1971.
V11. 3. Henn, Walter: Buildings for industry. Vol. 1, «Plans, Structures
and Details,» lliffe Books, London, 1965.
V1L4. Iyengar, Hal S.: «Bundled-tube Structure for Sears Tower,» Civil En-
gineering Journal, ASCE, November 1972.
V11. 5. Khan, Fazlur: «The Bearing Wall Comes of Age», Architectural and
Engineering News, October 1968.____x
V11 .6. Macsai, John: Highrise Apartment Building — A Design Primer,
John Macsai Publisher, Chicago, 1972.
V11. 7. Nassetta, F. Anthony: «А New Look at Office Buildings: 3, Floor
System, Wind Bracing, Fire Protection, ^Architectural and Engineering News,
November 1968.
Vli.8 . Salmon, G. C. and Johnson, J. E.: Steel Structures Design and Be-
havior, Intext, Scranton, Pa., 1971.
VII.9. Subcommittee on the State of the Art Survey, of the Task Committee
on Composite Construstion: «Composite Steel — Concrete Construction»,
Journal of the Structural Division, ASCE, Vol. 100, No. ST5, Proc. Paper
10561, May 1974.
VIII .1. Architectural Precast Concrete, Prestressed Concrete Institute,
Chicago, 1973.
VII I.2. Building-, Blocks: Design Potentials and Constraints, Offce of Re-
gional Recources and Development Center for Urban Development Research,
Cornell University, Ithaca, N. Y., 1971.
VI 1.3. Cutler, S. Laurence and Cutler, S. Sherrie: Handbook of Housing
Systems for Designers and Deovelopers, Van Nostrand Reinhold, N. Y. 1974.
VIII. 4. Henn, Walter: Buldings for Industry, Vol. 1, «Plans, Structures and
Details,» lliffe Books, London, 1965.
• VIII.5. Koncz, Tihamer:Manual of Precast Concrete Construction. Bauver-
lag GmBH, Wiesbaden, Germany.
a. Vol. 1: Principles — Roof and Floor Units—Wall Panels., 1968.
24fi
b. Vol. 2 : Industrial Shed-type and Lowrise Buildings —- Special
Structures, 1971.
c. Vol. 3 : System Building with Large Panels, 1970.
V III.6. The New Building Block: A Report an the Factory-Produced
Dwelling Module,, Research Report No. 8, Center for Housing and Environmen-
tal Studies, Cornell University, Ithaca, N. Y., 1968.
V I11.7. «Pre-Fab Metal Walls» American Metal Market — Metalworking
News, July 17, 1973.
V I 11.9. Reidelbach, A. J., Jr. : Modular Housing in the Real, Modco,
Annandale, Va., 1970.
VIII.9. Svec, J. J. and Jeffers,P.E., eds.: Modern Masonry Panel Construc-
tion Systems, Cahner, Boston, 1972.
VIII. 10. «Systems Building», Engineering News Record, October 30, 1969.
VIII.11. «Toward More Effective Use of Aluminum: A Thin-Skin Load-
bearing Wall», Architectural Record,, January 1970.
IX.1. «Cape Kennedy,» Architectural Forum, January-February, 1967.
IX.2. Cook, Peter: Experimental Architecture, Universe Books, N. Y.,
1970.
IX.3. Dahinden, Justus : Urban Structures of the Future, Praeger, N. Y.,
1972.
IX.4. Engel, Heinrich : Structure Systems, Praeger, N. Y., 1968.
IX.5. Giinschel, Gunter : «Systems Geodesiques Composites», Techniques
and Architecture, February 1973.
IX.6. Exhibition catalog of Kunstverein, Hannover: Kenneth Snelson,
Hannover, Germany, 1971.
IX.7. «Kurokawa and his Capsules», Architectural Record, February 1973.
IX.8. Lehman, Conrad Roland : «Multi-Story Suspension Structures»,
Architectural Design, November 1963.
IX.9. Minke, Gernot : «Hanging Flats», Architectural Design, April 1968.
IX.10 Pohl, Jens G. and Cowan,, J. H. : «Multi-story Air-Supported Buil-
ding Construction,» Build International, March-April, 1972.
IX.11. Smith, Peter R. and Pohl, Jens G.: «Pneumatic Construction Ap-
plied to Multistory Buildings», Progressive Architecture, September 1970.
IX.12. Swenson, Alfred: «The 150-Story Superframe Tower», Architectural
Forum, September 1971.
1X. 13.Tigerman, Stanley : «Instant City», Arts and Architecture, June
1966.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие к русскому изданию............................... 5
Предисловие автора........................................... 7
Введение..........................;.......................... 9
Высокое здание в общей планировке города.................. 9
Высокое здание и его несущие конструкции..................10
Глава 1. Нагрузки на высотные здания.........................12
Постоянные нагрузки.......................................12
Временные нагрузки........................................14
Монтажные нагрузки........................................17
Нагрузки от снега, дождя н гололеда...................... 17
Ветровые нагрузки........................................ 19
Сейсмические нагрузки.....................................28
Нагрузки от давления воды и грунта........................46
Нагрузки от изменения объема материала в замкнутом ограни-
ченном объеме.............................................47
247
Импульсивные н динамические нагрузки......................
Нагрузки от взрыва........................................
Сочетание нагрузок........................................
Г л а в а II. Введение в курс проектирования конструкций высотных
зданий .......................................................
Развитие конструктивных решений высотных зданий...........
Обычные конструкции высотных зданий ......................
Общие требования по планировке............................
Глава III. Вертикальные несущие конструкции...................
Распределение вертикальных нагрузок.......................
Распределение горизонтальных нагрузок.....................
Оптимальное пространственное решение в уровне земли.......
Расположение стен-диафрагм................................
Работа стен-диафрагм при горизонтальных нагрузках.........
Глава IV. Обычные конструкции высотных зданий и их работа под
нагрузкой.....................................................
Системы с несущими стенами................................
Системы со стволами жесткости ............................
Системы рам с жесткими узлами.............................
Несущие конструкции в виде балок-стенок: системы с чередова-
ванием и шахматным расположением ферм.....................
Рамно-связевые конструкции зданий.........................
Конструкции зданий с безбалочными плитами перекрытий . . .
Взаимодействие системы стен-диафрагм с каркасом при наличии
ff горизонтальных поясов жесткости..........................
Коробчатые системы........................................
Здания комбинированной конструкции .......................
Сравнение систем несущих конструкций высотных зданий . . .
Г^л а в а V. Другие принципы проектирования с учетом ограничения
прогиба зданий ...............................................
Эффективные формы зданий..................................
Силы и параметры динамической реакции, противодействующие
нагрузкам.................................................
Глава VI. Приближенные методы расчета и проектирования несу-
щих конструкций зданий.......................................
Приближенный рарчет зданий с несущими стенами.............
Несущие конструкции в виде рам с жесткими узлами..........
Рамно-связевые каркасы со стеиами-днафрагмамн.............
Несущие системы в виде балок Внренделя....................
Несущие системы в виде коробки (полой трубы)...............
Глава VII. Конструкции перекрытий или компоновка систем зданий
в плайе .....................................................
Несущие системы перекрытий................................
Горизонтальные связи......................................
Составные системы междуэтажных перекрытий.................
Глава VIII. Высотные здания из сборных конструкций . . . .
Системы с рамным каркасом.................................
Системы с несущими панельными стенами.....................
Каркасно-панельные системы................................
Многоэтажные системы из объемных блоков...................
Глава IX. Другие несущие системы высотных зданий..............
Системы с высокими балками ...............................
Подвесные системы высотных зданий.........................
Высотные здания с пневматическими конструкциями...........
Пространственные рамы применительно к высотным зданиям .
Архитектура'зданий из объемных блоков ....................
Пояснения к иллюстрациям .................................
Список литературы.............................................
55
57
57
58
58
60
63
67
67
69
76
78
79
84
84
89
93
95
97
100
101
103
112
115
119
119
122
126
126
141
171
172
180
183
183
191
193
200
203
208
211
213
217
217
217
222
231
235
237
242