Текст
                    

В.С.Полянов, Л.Ш.Килимнин, А.В.Чернашин СОВРЕМЕННЫЕ МЕТОДЫ СЕЙСМОЗАЩИТЫ ЗДАНИЙ МОСКВА стройиаддт 1988
ББК 38.79 П39 УДК 699.841 Печатается по решению секции литературы по строительным кон- струкциям редакционного совета Стройиэдата. Рецензент - каид. техн, наук В.И. Коноводчекко Редактор - Т.В. Аржакова Поляков В.С. и др. П 39 Современные методы сейсмозащиты зданий/ В.С. По- ляков, Л.Ш. Килимник, А.В. Черкашин. — М.: Стройиздат, 1989. - 320 с.: ил. - ISBN 5-274-00256-0 Рассмотрены наиболее прогрессивные решения сейсмостойких жилых зданий массовой застройки. Дан обзор наиболее экономич- ных методов активной сейсмозащиты зданий и сооружений, приме- няемых в СССР и за рубежом. Изложены методы расчета и конст- руирования систем оо скользящими поясами, динамическими га- сителями колебаний, включающимися связями, их экономическая эффективность. Предложены примеры расчетов зданий как с пас- сивными, так и с активными способами сейсмозащиты зданий от землетрясений. Для инженерно-технических работников строительных и про- ектных организаций. 3305000000 - 389 П —---------------- 047(01) -89 120-89 ISBN 5-274-00256-0 ББК 38.79 © Стройиздат, 1989
ПРЕДИСЛОВИЕ Расширение объемов строительства объектов гражданского, про- ги...шейного назначения в сейсмических районах страны диктует необхо- димость критического анализа достигнутого и поиска новых эффектив- ных принципов сейсмозащиты,"совершенствования методов расчета и конструирования зданий и сооружений. Исследования и проектно-конструкторские разработки последних лет характеризуются принятием различных систем сейсмозащиты, ко- торые обеспечивают надежность работы сооружений при интенсивных землетрясениях, снижение сейсмических нагрузок на несущие и ограж- дающие конструкции и, как следствие, снижение сметной стоимости сцюительства, материалоемкости и трудоемкости строительно-монтаж- ных работ, повышение индустриалыюсти всего процесса строительно- го производства. Настоящая книг\ посвящена вопросам обеспечения сейсмостой- кости жилых домов, зданий промышленного и социально-бытового наз- начения, строительство которых осуществляются в широких объемах с применением индустриальных изделий заводской готовности крупно- панельных, каркасных с несущими конструкциями из железобетона и эффективными ограждающими конструкциями. Рассмотрены тенденции развития конструктивных схем, совершенствования методов расчета зданий на сейсмические воздействия, принципов формирования и распре- деления сейсмических нагрузок, обеспечения пространственной жест- кости и устойчивости систем несущих и ограждающих конструкций. Вместе с тем некоторые конструктивные схемы зданий (с несущими кирпичными и каменными стенами, иэ монолитного железобетона, объем- ных блоков, с пространственными несущими конструкциями, одноэтаж- ных каркасных зданий промышленного назначения и т. д.) остались за рамками монографии. Вопросы обеспечения их сейсмостойкости до- статочно полно освещены во многих отечественных публикациях. Большое внимание уделено системам активной сейсмозащиты со- оружений, интенсивно разрабатываемым в последние 10—15 лет. Одним иэ основных достоинств этих систем является расширение областей при- менения индустриальных конструкций и изделий, выпускаемых домо- строительными комбинатами и заводами железобетонных конструкций, и широкой унификации проектных решений. Осуществляемая комплекс- ная программа Госстроя СССР по экспериментальному проектирова- нию и строительству, натурных исследований обеспечит качественное по- вышение уровня строительства сейсмостойких зданий, широкое внедре- ние научных достижений в практику и будет способствовать реализации решений ХХУ11 съезда КПСС по коренному улучшению строительства зданий в сейсмических районах страны.. Гл. 1 написана А.В. Черкашиным, гл. 2,4 и 7 - Л.Ш. Килимником, гл. 3 и 5 - В.С. Поляковым, гл. 6 и приложения - Л.Ш. Килимником и В.С. Поляковым. В основу книги положены исследования, выполненные авторами са- мостоятельно и в содружестве со специалистами ряда научно-исследо- вательских и проектных институтов страны.
ГЛАВА 1. КРУПНОПАНЕЛЬНЫЕ ЗДАНИЯ 1.1. ОБЪЕМНО-ПЛАНИРОВОЧНЫЕ РЕШЕНИЯ Анализ последствий землетрясений позволил выявить зави- симость между повреждаемостью зданий и их конфигурацией в плане: чем сложнее план, тем больше вероятность нарушения целостности объема здания, разрывов конструкций и связей между ними прежде всего в местах изменений направлений стен [124]. Повреждения, в первую очередь, сосредоточиваются во внутренних и внешних углах (рис. 1.1). Причин возникновения подобных эффектов много. Здесь и влияние закручивания зда- ний, вызываемого как несовпадением центров масс и жесткос- тей, так и возникновением крутильных колебательных процес- сов в самом грунте основания [65], возникновением поврежде- ний в конструкциях и их связях вследствие неравномерных осадок грунта основания и развития длительных процессов усад- ки и ползучести материалов и т. д. Следует заметить, что даже в зданиях симметричных планов может достаточно серьезно про- являться эффект кручения, поэтому в ряде случаев рекоменду- ется осуществлять поверочные расчеты на кручение. Действующие нормы проектирования сейсмостойких зда- ний требуют выполнять такие расчеты в случае длины зданий бо- лее 30 м. Исходя из этого следует соблюдать требования, касаю- щиеся протяженности и высоты блокируемых секций в зависи- мости от расчетной сейсмичности площадки строительства. Кро- ме того, должно быть выполнено условие соблюдения симмет- ричности блокируемых объемов (блок-секций и блок-вставок) и разделения их антисейсмическими швами. Необходимо обра- щать внимание на правильное назначение ширины антисейсми- ческих швов. В случае различия планов и размеров при одина- ковых формах зданий в плане ширина швов должна устанавли- ваться с учетом не только поступательных, но и крутильных колебаний. Известны блокировки по одной линии, ступенчато в плане и с поворотом в плане на определенный угол. Первые два типа блокировки наиболее просто решаемы. Блокировка с пово- ротом требует разработки или специальных поворотных блок- вставок или блок-секций. Первые представляют специально раз- рабатываемые объемы, как правило, непрямоугльной формы. Их следует проектировать в тех же конструкциях, что и основ-
«к-- ---f Рис. 1.1. Места повреждений зданий со сложными планами при земле- трясениях в результате возникновения сложных крутильных колебаний и концентраций напряжений ные блок-секции. Применение других материалов, нежелательно. Поворотные блок-секции кроме прямоугольной или квадратной частей могут дополняться трапецеидальными или треугольными элементами (рис. 1.2). Один из вариантов поворотных блок- секций разработан КБ по. железобетону им. А.А. Якушева Гос- строя РСФСР в проектах жилых пяти- и девятиэтажных круп- нопанельных зданий в конструкциях серии 135 для применения в районах сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов Бурятской АССР (рис. 1.2, а). С их помощью может осуществляться блокирова- ние секций с внешним и внутренним углами 90° и 120°. Досто- инством такого решения является отсутствие пересечений путей эвакуации антисейсмическими швами. ЦНИИЭП жилища предло- жил блокировать секции с использованием центрально распо- лагаемых квадратных и треугольных блок-вставок со срезанны- ми углами (рис. 1.2, б).
Рис. 1.2. Блокировки крупнопанельных зданий в вариантах Кон- структорского Бюро по железобетону им. А.А. Якушева (а), ЦНИИЭП жилища iff), ТбнлЗНИИЭПа (в) и наиболее широко используемых в практике строительства (г)
В |>»де проектов ТбилЗНИИЭП предлагал блокировать два к кпд ратных в плане здания путем врезки их друг в друга угла- ми с разделением Г-образным антисейсмическим швом (рис. 1.2, в). Такой вариант блокировки не может быть реко- мендован для реализации в сейсмических районах в связи с ие- нч1можностью точно рассчитать ширину и выполнить качествен- но антисейсмические швы. В результате повышается вероят- ность взаимных соударений зданий во время землетрясений. Принимая блокировку зданий с врезкой углами, авторы, во- преки требованиям норм, предусматривали в здании один лиф- юный узел и одну лестничную клетку, с размещением их в раз- ..... блок-секциях. 1.2. КОНСТРУКТИВНЫЕ СХЕМЫ Крупнопанельные здания вне зависимости от этажности должны обладать необходимой прочностью и устойчивостью во время землетрясений, т. е. сейсмостойкостью. Она обеспечива- ется взаимосвязанной системой вертикальных продольных и по- перечных диафрагм-стен, образующих коробчатую структуру высокой пространственной жесткости. Жесткостные характерис- тики крупнопанельных зданий зависят от частоты расположения (шага) поперечных и продольных стен. В настоящее время в пашей стране жилые здания проектируются с шагом, не пре- вышающим 6,6 м. В зависимости от расстояния между попереч- ными стенами различают здания с узким и широким шагом. В сейсмических районах первоначально было осуществлено строительство зданий с узким шагом стен, в основном серии 1-464АС. Конструктивные ячейки образовывались чередовани- ем шага 2,6 и 3,2 м. Четырех-, пятиэтажные здания имели, как правило, одну внутреннюю продольную несущую стену. Пере- крытия выполнялись из сплошных панелей с опиранием по контуру (рис. 1.3, а). В 70-х годах начали появляться регио- нальные серии проектов, в которых шаг поперечных стен из- менялся в достаточно широких пределах, но не превышал 5 м [43, 24] (табл. 1.1). В ряде случаев при переходе к шагу 4,8 м панели перекрытий конструктивной ячейки стали монтировать- ся не из одного, а из двух элементов с опиранием по трем сто- ронам. В зданиях повышенной этажности могут предусматриваться по две внутренние продольные стены (рис. 1.3, б). Объекты санаторно-курортного назначения при невысокой сейсмичности и этажности могут проектироваться с отдельными участками -наружных продольных стен, располагаемых по тор- цам внутренних поперечных.
Таблица 1.1. Перечень основных серий проектов жилых зданий с узким шагом поперечных стен Серия проектов Шаг поперечных (Этажность 1 Г™ J 1 Сейсмич- ность | Регион 122 3 3,6 5; 9 7 РСФСР (Ма- гадан) 92 2,7 3 3,6 5; 9 7; 8 РСФСР 143 . 3 4.2 5; 9 7; 8 Молдавская ССР 69 3 3,6 5; 9. 9 Казахская ССР Э-147 3 3,6 8; 9 9 То же 105 2,7 3,6 4 9 Киргизская ССР 76 2,7 3.6 4 8; 9 Республики Средней Азии 127 3 4,8 4; 9 7 Грузинская ССР Э-109 3 __4.8 9 9 Узбекская 148 3 9 9 3,9 Значительно больше возможностей в планировочном отно- шении дают системы с широким, вернее, смешанным шагом по- перечных стен 6,6 и 3,3 м (рис. 1.3, в и г). Таким характерным представителем является серия 1-467 АС, разработанная Конст- рукторским Бюро по железобетону им. А.А. Якушева Госстроя РСФСР совместно с ЦНИИЭП лечебно-курортных зданий и Тбил- ЗНИИЭП при участии ЦНИИСК (табл. 1.2). Крупнопанельные здания с ортогонально расположенными в плане поперечными и продольными несущими стенами наи- более приемлемы и с точки зрения расчета на действие сейсми- ческих нагрузок. Однако представляют практический интерес и здания с пересекающимися не под прямым углом внутренними стенами. Примером подобного решения является здание панси- оната, разработанное Конструкторским Бюро по железобетону, им. А.А. Якушева (рис. 1.4). В продольном направлении сейсмо- стойкость обеспечивается двумя внутренними продольными не-
Рис. 1.3. Конструктивные схемы зданий с прямоугольными планами с узкими (а, о), смешанными (в, г) шагами поперечных стен Таблица 1.2. Перечень основных серий проектов крупнопанельных жилых зданий со смешанным шагом поперечных стен Серия проектов Шаг поперечных ^Этажность Сейсмнч- I ность ^Регион 1-467АС 8 До 12 7; 8 Закавказье, Молдавская ССР 72 3 5 7; 8 Тувинская АССР 129 4,2 5,7 9 7; 8 Армянская ССР 135 3 6,3 До. 12 7-9 Северный Кавказ, Закавказье, Молдавская ССР, Запад- ная Украина, Восточная Сйбирь, Са- халин
Рис. 1.4. Пример решения зда- ний пансионата в крупнопанельных конструкциях с расположением стен поперечного направления под утлом к продольной оси 1-3 - соответственно попереч- ные и продольные внутренние и наружные стены а) 5,4 Рис. 1.5. Конструктивные схемы жилых зданий с тремя внутренними про- дольными стенаьм и эркерами (и), квад- ратного плана (б) н в виде трилистника (в) 1 - эркеры — = т т: — а) 8) 10
ущими стенами и расположенными под углом к ним попереч- ными. Горизонтальные диски перекрытий формируются из сплош- ных железобетонных панелей, объединяемых в единое целое с помощью сварки выпусков арматуры и эамоноличивания зон стыков бетоном. К недостаткам данной системы необходимо отнести нечеткость конструктивной схемы, усложняющей расч- чст, использование значительного числа индивидуальных пере- крытий, сложность решения стыковых соединений. Заслуживает внимания проект 12-этажного жилого дома для г. Нерюнгри, разработанный проектным институтом ’Типрогор” (рис. 1.5, а). Здание имеет три внутренние продольные несущие стены и располагаемыё'с'шагами 3,6 и 4,8 м поперечные несущие стены. Симметрично относительно продольной оси по наружным стенам предусмотрены эркеры. Между внутренними стенами, в пределах которых устраиваются эркеры, наружные стены выпол- няются составными: из внутренних и наружных стеновых пане- лей. Такое же решение имеют и эркеры. Наиболее надежными в части воспринятая сейсмических на- грузок считаются здания с круглыми и квадратными планами. Их жесткостные, а следовательно, и динамические характеристи- ки во взаимно перпендикулярных направлениях, как правило, оказываются, практически одинаковыми. Компактность планов позволяет достичь максимальной унификации конструкций стен и перекрытий, а также стыковых соединений. В отечественной практике сейсмостойкого строительства крупнопанельных зда- ний круглые планы не применялись. Квадратные в плане здания, наоборот, широко распространены в сейсмических районах. В качестве примера на рис. 1.5, б показано одно из решений пер- спективной серии КПД-1, предложенной ЦНИИЭП жилища. Шаг стен принят равным 3 и 3,6 м, перекрытия на конструктивную ячейку. К интересным и достаточно надежным конструктивным си- стемам можно отнести 14-этажный жилой дом-трилистник, про- ект которого в изделиях серии 92-ОР -также разработан ЦНИИЭП жилища для строительства в районах с расчетной сей- смичностью для строительства в районах с расчетной сейсмич- ностью 7 баллов (рис. 1.5, в). Здание имеет пространственную структуру, насыщенную часто расположенными через 3 и 3,6 м внутренними несущими стенами. В последние годы получило серьезное обоснование экономи- ческой эффективности строительство зданий общественного и производственного назначения из крупнопанельных конструк- ций, причем охватывается практически весь возможный набор таких объектов: школы, дошкольные учреждения, магазины, спортивные комплексы, здания служб быта, вспомогательные здания производственных предприятий и т. п. Однако переход к 11
использованию для общественных и производственных зданий панельных конструкций потребовал значительного увеличения шага поперечных стен до 7,2—12 м. По конструктивной схеме такие здания оказались близки зданиям с несущими продоль- ными стенами из кирпичной кладки. Поперечные диафрагмы в этом случае оказываются либо слабо пригруженными пере- крытиями, либо вообще самонесущими. Подобный суперширо- кий шаг вызвал к жизни проблемы обеспечения устойчивости из плоскости наружных стен продольного направления, достижения требуемой жесткости в своей плоскости горизонтальных диа- фрагм, обеспечения надежной пространственной работы подоб- ных систем зданий при сейсмических воздействиях. В качестве примеров на рис. 1.6 приведены конструктивные схемы трех- и двухпролетных вспомогательных зданий производственных предприятий, разработанных проектным институтом "Узгипро- тяжпром” в конструкциях серий 76 и 148 для строительства в сейсмических районах Узбекской ССР. В зданиях (рис. 1.6, а, б) принят широкий шаг поперечных стен 6,0 - 7,8 м. В здании (рис. 1.6, в) суперширокий шаг । (12 ми более) сочетается с широким шагом (6,0 — 6,3) поперечных стен. Расстояние меж- ду стенами продольного направления составляет 5,4 м, но в ряде других проектов, например школ в конструкциях серии 135, он достигает 7,2 м. Характерными особенностями разработок ’’Узгипротяж- пром” является развитие вовнутрь помещений эоны замоноличи- вания вертикальных не подкрепленных поперечными стенами стыков наружных панелей даже при шаге 6,0 и 6,3 м и введение в систему поперечных и продольных стен сборных П-образных рам. Заменяющие поперечные стены рамы могут также выпол- няться из монолитного железобетона. 1.3. КОНСТРУКЦИИ ПОДЗЕМНОЙ ЧАСТИ На выбор конструкции подземной части зданий влияет ряд факторов: категория грунта по сейсмическим свойствам, сей- смичность района строительства, высота здания, его конфигура- ция в плане, функциональное назначение и т. д. Для малоэтаж- ных зданий обеспечение устойчивости при расчетном сейсми- ческом воздействии не является серьезной проблемой, поэтому вопросу понижения центра тяжести объекта внимание не уделя- ется, но для высокого здания' он является весьма важным. Ре- шать его можно двумя путями: увеличением заглубления по- дошвы фундамента и снижением массы верхних этажей. Сущест- вует мнение, подкрепленное наблюдениями за поведением ре- альных объектов во время землетрясений и исследованиями, что по мере заглубления здания снижаются ускорения и увеличива- 12
гн и затухание. По всей видимости, оба эти момента и учитыва- ние л в первую очередь в Японии при разработке высоких зда- ний: глубина подземной части принимается в пределах 1/3 -1/5 Ш.1СОТЫ надземной части. Подземные части зданий эксплуатиру- ются, что повышает оправданность затрат на их возведение. В нашей стране опыт строительства крупнопанельных зданий с эксплуатируемой подземной частью незначителен. Одной из причин следует считать существующее в нормах проектирования зданий для сейсмических районов ограничение их высоты. Практически, массовая застройка осуществляется зданиями, ие превышающими девяти этажей. Принимается во внимание также экономический фактор, поскольку с повышением этажности увеличивается расход металла на обеспечение требуемой сейсмо- стойкости объектов. Расчеты показывают, что переход от стро- ительства пятиэтажных зданий к девятиэтажным приводит к уве- личению затрат металла на 14—42 % в зависимости от климати- ческого района. Таким образом, задача разработки конструкций подземной части сейсмостойких зданий не является однозначной. Прежде всего учитываются грунтовые условия площадки строи- тельства. Выбор типа фундамента решается с учетом возмож- ности отрыва подошвы от грунта в результате сейсмического воздействия. Частичный отрыв может быть допущен при фунда- ментах из монолитного железобетона, а также из перекрестных монолитных или сборно-монолитных лент. Глубину заложения подошвы фундаментов при грунтах I и II категорий по сейсми- ческим свойствам рекомендуется назначать в соответствии с требованиями для несейсмических районов, но не менее полови- ны высоты надземного этажа. При грунтах IH категории должны приниматься специальные меры по устройству надежного осно- вания в соответствии с требованиями норм по проектированию оснований зданий и сооружений. В случае возведения девяти- этажных зданий на площадке сейсмичностью 9 баллов, а также зданий высотой более девяти этажей при сейсмичности 7 и 8 баллов глубину заложения фундаментов целесообразно увели- чивать за счет устройства подвалов и подземных этажей с высо- той помещений, равной высоте помещений надземных этажей. Следует заметить, что величина заглубления принимается не от отметки ±0,000, а от уровня спланированного грунта. Подвалы следует располагать, как правило, под всем зда- нием, а в случае блокированного здания - под всей блок-сек- цией. При этом обязательным условием должно быть соблюде- ние симметрии размещения подвала в плане относительно вза- имно перпендикулярных осей здания. Переход от подвальной части к бесподвальной должен производиться уступами не кру- че 1:2. Фундаменты примыкающих объемов рекомендуется заглублять одинаково на протяжении не менее 1 м в обе сто- роны от антисейсмического шва. Размеры уступов в случае скальных грунтов не ограничиваются. 13
Рис. 1.7. Типы фундаментов (а) из бетонных блоков, (б) н (в) из панельных элементов, (г) из монолитного железобетона 1 - монолитный железобетонный пояс; 2 - раствор; 3. - непре- рывная продольная арматура в панелях; 4 - фундаментная подушка Конструкции фундаментов,'стен подвалов и подземных эта- жей зданий до девяти этажей включительно могут выполняться как в сборных конструкциях, так и в монолитном железобетоне (рис. 1.7 и 1.8). В зданиях выше девяти этажей следует преду- сматривать преимущественно монолитный вариант подземной части здания. . Подземная часть зданий может иметь свайное основание с ростверком из монолитного железобетона. Возможны два типа свайных фундаментов: с высоким ростверком, опирающимся только на сваи и с низким ростверком, покоящимся как на сва- ях, так и на грунте. Непременным условием при разработке конструкций под- земной части сейсмостойких зданий является обеспечение надеж- ных связей сборных элементов надземной и подземной частей. Решение связей принимается аналогично связям панелей стен и перекрытий. Под несущие и самонесущие стены, как правило, принима- ются ленточные фундаменты. Наиболее распространен вариант из сборных бетонных блоков или железобетонных панелей. Класс бетона обычно принимается не ниже В10. При использо- вании блоков их перевязка производится на глубину не менее 1/3 высоты в каждом ряду. С цепью обеспечения совместной работы фундаментных лент продольного и поперечного направ- лений осуществляется перевозка вертикальных швов кладки в углах и местах пересечений. Фундаментные блоки н панели монтируются на подушки из сборных элементов, поверх которых устраиваются растворные либо бетонные сплошные пояса, армированные стержнями ди- аметром не менее 10 мм в количестве трех при сейсмичности 7 баллов, четырех при сейсмичности 8 баллов и шести при 9 бал- лах (рис. 1.7, а н б). Эта продольная арматура связывается по- перечными стержнями диаметром 6 мм не реже чем .через 14
Рис. 1.8. Примеры решений подземной части зданий а - из панельных элементов и монолитной железобетонной плиты; б - полностью из монолитного железобетона; в - из панельных элемен- тов по низкому бетонному ростверку: г - из панельных элементов по высокому ростверку (вариант ЛенЗНпИЭП в серии I22M) 15
400 мм по длине.пояса. В случае использования для фундамента панелей монолитные пояса указанной выше конструкции не уст- раиваются. Арматуру располагают внутри панелей, в нижних час- тях с выведением ее в шпоночные выемы, в пределах которых она сваривается с аналогичной арматурой соседних элементов (рис. 1.9). В этом случае количество продольных стержней принимается не менее 2«*12 А-П при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов и 4012 А-П при расчетной сейсмичности 9 баллов. Ар- матура соединяется с каркасами панелей либо представляет са- мостоятельные сварные плоские или пространственные каркасы. Фундаментные подушки под сборные элементы в ряде случаев выполняются из монолитного железобетона класса не ниже В7,5. Для связи с блоками и панелями подземной части из монолитно- го бетона подушки предусматриваются выпуски арматуры или закладные детали. В современной практике проектирования сейсмостойких зданий полностью монолитные подземные части встречаются реже сборных. На скальных грунтах основания и сейсмичности 7 и 8 баллов исключается опасность неравномерности осадок, в связи с чем имеется возможность сократить расход стали за счет изъятия ее иэ поясов сборных фундаментов. Панельные элементы подземной части должны иметь по- верху такие же горизонтальные связи на сварке арматуры, как и в нижней части. Действующими нормами площадки с уклонами выше 15° относятся к категории неблагоприятных. При меньших уклонах наиболее приемлемым следует считать вариант предварительного выравнивания грунта за счет подрезки склона и одинаковое за- ложение подошвы фундаментов (рис. 1.10). Подпорные стенки могут не возводиться. Осуществляется планировала откосов без их укрепления. В случае возведения подпорных стенок последние снабжаются зубом по подшве для снижения опасности соскальзывания грунта от сейсмических нагрузок в сторону зда- ния (рис. 1.10,а и б). На грунтах выше средней прочности воз- можен вариант, когда одна из стен подземной части выполняет частично функцию подпорной стенки (рис. 1.10, б). В этом случае последняя должна быть рассчитана на давление грунта с учетом усиления этого эффекта по время землятрясения. Под- земная часть здания должна возводиться из монолитного желе- зобетона. Лто же касается конструкции фундамента здания, воз- водимого на выровненной площадке, то она решается так же, как и для ровных площадок. Свайное основание проектируется по нормам, специально разрабаотанным для такого рода конструкций. Ростверк делает- ся монолитным в виде непрерывных лент (рис. 1.8, в). Площадки с вечномерзлыми грунтами требуют особого под- хода к разработке конструкции фундаментов. Они не должны
Рис. 1.9. Пример решения соединений конструкций подземной части зданий 1 - непрерывная продольная арматура; 2 - вертикальная арма- тура здания; 3 - закладные детали; 4 - выпуски арматуры Рис. 1.10. Примеры решений подземной части зданий на площадках с уклонами а-с подрезкой склона; б - без подрезки склона (вариант ЦНИИЭП жилища для серии 92)
приводить к нарушениям естественного состояния основания в течение всего периода эксплуатации объекта. Последнее до- стигается устройством высокого ростверка. Примером может служить разработанная ЛенЗНИИЭП конструкция подземной части здания серии 122М (рис. 1.8, в). Однако здания иа частично иезаглубленных сваях, подобно зданиям с первыми ’’гибкими” этажами, как правило, получают повреждения и даже разрушения во время землетрясений. Из- бежать повреждений можно введением в конструкции фунда- ментов включающихся и выключающихся связей. 1.4. ВЕРТИКАЛЬНЫЕ ДИАФРАГМЫ Стены в зданиях являются конструкциями, воспринимаю- щими горизонтальные и вертикальные нагрузки и передающие их через фундамент на грунт основания. В крупнопанельных зда- ниях вертикальные конструкции составляются из значительного числа отдельных элементов, которые с помощью металлических н бетонных связей объединяются в единую систему, называе- мую вертикальными диафрагмами. Конструктивное решение связей, количество их и место расположения в этой системе оп- ределяют характер работы диафрагм и формируют способность этих частей здания к поглощению энергии колебаний при дейст- вии горизонтальных динамических воздействий знакоперемен- ного типа - при ветровых и сейсмических. Для того чтобы вертикальная диафрагма представляла еди- ную систему, стеновые панели должны соединяться между со- бой связями определенной жесткости. Однако кроме способнос- ти к надежной пространственной работе здание должно иметь возможность поглощать энергию колебательного процесса. Это может быть достигнуто различным решением связей в верти- кальных и горизонтальных швах стеновых панелей. Различают три типа связей, влияющих на поведение вертикальных диа- фрагм при сейсмическом воздействии [69]: сильные горизон- тальные и вертикальные, слабые горизонтальные и сильные вертикальные, сильные горизонтальные и слабые вертикальные. В первом случае стыковые соединения способны воспринимать соответствующие нагрузки при сейсмическом воздействии без повреждений. Повреждения возникают в панелях стен (рис. 1.11, а), что дает возможность хорошо использовать их прочностные и деформативиые характеристики. Во втором случае будет проявляться поэтажный сдвиг вслед- ствие податливости горизонтальных стыковых соединений (рис. 1.11, б). После преодоления сопротивления бетонных свя- зей сдвигу вся нагрузка будет воспринята металлическими свя- зями. Именно иа этом принципе основаны японские положения по расчету вертикальных диафрагм. Советские нормы проекти- 18
б) Рис. 1.11. Реакция вертикальных диафрагм на действие горизон- тальных нагрузок при "сильных” вертикальных и горизонтальных (л), слабых горизонтальных (б) н вертикальных (в) связях рования учитывают совместную работу бетона и арматуры. Третий тип связей считается предпочтительным перед пер- выми двумя, поскольку он позволяет более простыми средства- ми наделить вертикальную диафрагму необходимыми диссипа- тивными свойствами. Для этой цели используются перемычки над проемами (рис. 1.11, в). Размеры проемов существенным образом оказывают влияние на работу д иафрагм. В диафрагмах с проемами перемычки выполняют функции связей, обеспечи- вающих совместную работу разделенных проемами отдельных - 0 0 □ D □ 0 □ 0 □ 0 □ □ □ □ • □ □ □ Рис. 1.12. Реакция вертикальных диафрагм на действие горизонталь- ных нагрузок при малых (а), средних (б), больших (в) и высоких (г) проемах 19
ее участков. Связи эти могут быть податливыми или жесткими. Так, если диафрагма имеет малые (узкие и небольшие по высо- те) и средние проемы, то ее можно считать работающей при го- ризонтальных сейсмических нагрузках подобно сплошной ди- афрагме (рис. 1.12, а и б) [124]. Перемычки в этом случае яв- ляются короткими (с пролетом в свету не более 1 м) и высо- кими. При больших проемах (с длинными перемычками) (рис. 1.12, в) или высоких проемах (с короткими и низкими перемычками) (рис. 1.12, г) диафрагму следует рассматривать как расчлененную на две (при одном ряде проемов) либо на нес- колько (при количестве проемов с двумя и более рядами) от- дельных участков - столбов, работающих самостоятельно по воспринятию горизонтальных нагрузок. Высота перемычек зависит от высоты помещения, которая в жилых зданиях обычно не превышает 2,8 м, а в зданиях общест- венного назначения может достигать 3 4- 3,3 м. При стандартной высоте дверного проема 2,1 м в жилых зданиях не удается по- лучить достаточно высоких перемычек, особенно в случае плат- форменного стыка стен и перекрытий. Увеличить конструктив- ную высоту перемычки можно, перейдя на контактный стык стеновых панелей. Различают и на практике реализуют несколько способов вертикального армирования диафрагм. Традиционным счита- ется способ, предусматривающий равномерное распределение по длине горизонтального стыка металлических сварных связей, в том числе и непрерывной вертикальной арматуры (рис. 1.13 и 1.14). Все стержни непрерывной вертиклаьной арматуры прони- зывают диафрагмы снизу доверху. Такой способ армирования применялся в ранее возводившихся крупнопанельных зданиях сначала узкого, а затем широкого и смешанного шагов попе- речных стен. И хотя опыт землетрясений свидетельствует о вы- сокой надежности таких зданий, равномерное распределение вертикальной связевой арматуры нельзя считать полностью оправданным. Целесообразно армировать стены в соответствии с эпюрой изгибающих моментов от горизонтальных сейсми- ческих нагрузок. Данный способ армирования принят действую- щими нормами проектирования наряду с изложенным выше. Он предусматривает размещение 60-70 % расчетного количества вертикальной арматуры непосредственно в месте пересечения наружных и внутренних стен. Остальная вводится в панели стен рассматриваемого направления и размещается в них с шагом 600 мм от точки расположения основного количества в месте пересечения стен (рис. 1.15). Армируются также пересечения внутренних стен и контуры дверных проемов. На остальных участках горизонтального шва металлические связи не ставят- ся. Распределенная таким образом вертикальная арматура сое- 20
Рис. 1.13. Примеры решений внутренних несущих стеновых панелей с дверными проемами (типа серии 135) с традиционным армированием перемычек а и б- П-образная; в Г-образная; 1 - горизонтальные каркасы; 2 - вертикальные каркасы; 3 - выпуски арматуры; 4. - арматура перемычек диняется в непрерывную связевую с помощью сварки выпуск ков в пределах шпоночных выемов в панелях. В настоящее время начинает внедряться в сейсмических районах армирование стен канатной арматуры класса К-7 [56]. Канаты размещаются в эонах вертикальных стыков панелей на- ружных и внутренних стен (рис. 1.16). В процессе монтажа конструкций подземной части производится заанкеривание ка- натов с последующим натяжением на всю высоту здания после окончания его монтажа. Натянутая арматура эамоноличивается в вертикальных стыках обычным бетоном класса не ниже В15 на мелком щебне. Количество канатов и уровень их напряжений должны устанавливаться по расчету. Максимальная величина 21
Рис. 1.14. Традиционный способ равномерного ареирования вертикаль- ных диафрагм B—4 —fl сообщаемого канатам напряжения нс должна превышать 60- 80 % предела прочности на растяжение. Следует указать на некоторые недостатки данного способа армирования. Во-первых, арматура концентрируется в отдель- ных точках, в результате чего в плоскости стыка продольных и поперечных диафрагм возникают значительные концентрации касательных напряжений. В этих местах при землетрясении в первую очередь могут возникнуть повреждения в виде сквозных трещин на всю высоту этажа. Во-вторых, как показали исследо- вания [121], жесткость предварительно обжатых диафрагм уве- личивается, вследствие чего следует ожидать повышения вели- чин сейсмических нагрузок. Наконец, высокие уровни создава- емых предварительных напряжений ухудшают способность кон- струкций к развитию пластических деформаций при сейсми- ческих воздействиях высоких интенсивностей. В связи с недо- статочной изученностью предварительно напрягаемых зданий их рекомендуется возводить высотой до девяти этажей в 7-балль- ных районах и высотой не более пяти этажей в 8-балльных. В 9-балльных районах возведение таких зданий может быть допу- щено в сочетании с системами активной сейсмоэащиты. 22
Рис. 1.15. Армирование вертикальных диафрагм в со- ответствии с Каталогом унифицированных решений крупно- панельных зданий узкого шага попере<мых стен для строи- тельства в районах сейсмгаостью 7-9 баллов узел./Г \fOO j Вместе с тем необходимо отметить и положительные сторо- ны такого способа армирования. При применении предваритель- но напрягаемых крупнопанельных зданий может быть достигну- та экономия стали и трудозатрат до 10 % на 1 м3 общей приве- денной площади по сравнению с традиционными зданиями. Уп- рощаются конструкции стеновых панелей. Уменьшается коли- чество арматурных выпусков из них. что приводит к снижению объема сварочных работ. Традиционным является решение внутренних вертикальных диафрагм с регулярным размещением дверных проемов по вы- соте здания, что, несомненно, упрощает расчет и позволяет уни- фицировать конструкции панелей, их армирование. Однако имеются предложения располагать дверные проемы в смежных этажах со смещениями (рис. 1.17). Подобное решение способст- вует повышению несущей способности диафрагм при действии горизонтальных сейсмических нагрузок. КиевЗНИИЭП предложил смещать в смежных этажах верти- кальные стыки стеновых панелей с целью организации перевязки вертикальных стыков между панелями вышележащих этажей 23
Рис. 1.16. Пример решения вертикальной диафрагмы в конструкциях серии 135с с предварительно напрягаемой арматурой 1 - напрягаемая канатная арматура К-7; 2 - наружная стеновая панель; 3 - наружная цокольная панель; 4 - внутренняя стеновая панель; 5 - внутренняя цокольная панель; б - перекрытие; 7 - отмостка (рис. 1.18). Поскольку и воспринятой сдвиговых усилий в вер- тикальных стыках панелей будут принимать участие цельные сечения панелей, перекрывающие стык, количество горизонталь- ных связей в нем может быть уменьшено. 24
Рис. 1.17. Пример решения вертикальной диафрагмы со смеще- нием по этажам дверных проемов Одним из требований норм, которое необходимо учитывать при проектировании здания для сейсмических районов, являет- ся выполнение вертикальных диафрагм сквозными на всю ши- рину и длину отсека или блок-секции. Не рекомендуется нару- шать сплошность диафрагм по высоте. Сборные элементы вертикальных диафрагм должны проек- тировать максимально укрупненными с целью уменьшения ко- личества стыковых соединений, снижения трудозатрат и объема сварочных работ при монтаже зданий. Внутренние панели долж- ны иметь преимущественно двухстороннее армирование в виде пространственных каркасов с вертикальными и горизонтальны- ми стержнями диаметром не менее 6 мм, устанавливаемыми с 25
Рис. 1.18. Решение вертикальных диафрагм с перевязкой вертикаль- ных стыков внутренних несущих панелей (предложение КиевЗНИИЭП) i 11' Рис. 1.19. Формы планов поперечных вертикальных диафрагм при расчете иа горизонтальные нагрузки 26
шагом 900 мм [93]. Минимальное количество арматуры в по- пе панели принимается в размере 0,025% у каждой грани. В семибалльных районах в зданиях высотой не более пяти этажей несущие панели армируются одинарными каркасами. Вдоль вер- । икальных сторон дверных проемов в панелях обычно размеща- ется арматура в количестве не менее 1 см3 при сейсмичности района строительства 7 баллов и 2 см2 - при 8 баллах. Панели внутренних стен выполняются в настоящее время преимущественно из тяжелого бетона с минимальной толщиной межквартирных стен 160 мм. Проектный класс бетона назна- чается не ниже В10 при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов и не ниже В15 при расчетной сейсмичности 9 баллов. Возможно при- менение плотного силикатного и легкого бетона тех же марок. В случае несимметричного размещения дверных проемов минимальная ширина простенка принимается 500 мм. Проемы могут также образовываться установкой Г-образных панелей (рис. 1.13, в) с примыканием торцов консольных перемычек к соседним стеновым панелям или опиранием на соседние сте- новые панели. Торцы перемычек выполняются с рифлениями либо со шпоночными выемами с арматурными выпусками в них для обеспечения связи с соседними панелями. В первых возводившихся в сейсмических районах зданиях внутренние стенр проектировались с весьма незначительными смещениями осей в плане. Величины этих смещений ограни- чивались 600 мм. Высказывались опасения, что допущение больших смещений осей стеновых панелей приведет к повреж- дениям при землетрясении панелями перпендикулярного на- правления в результате проявления эффекта- тарана. Реко- мендовалось дополнительно армировать участки перпендику- лярно расположенных стен. Жесткие ограничения смещений осей стен, направленные на повышение надежности зданий, в то же время существенно ограничивали вариабельность объемно- планировочных решений крупнопанельных зданий. Анализ их повреждений землетрясениями расчетной интенсивности позво- лил несколько ослабить упомянутые выше ограничения, в пер- вую очередь касающихся зданий узкого шага поперечных стен. Общей особенностью крупнопанельных зданий, возводимых в обычных и сейсмических районах, является наличие перекрест- ной системы стен, объединенных связями. Совместная работа перекрестной системы вертикальных диафрагм оказывается возможной в случае наличия жестких связей между стенами продольного и поперечного направлений. Такие связи дают ос- нование при расчете вертикальных диафрагм, параллельных рас- сматриваемому направлению сейсмического воздействия, вклю- чать участки перпендикулярных стен. Поэтому диафрагмы в плане могут для расчета приниматься различных очертаний: двутавра, швеллера или более сложных форм (рис. 1.19). 27
Вопрос назначения учитываемой в расчете длины полок нельзя считать однозначным и окончательно решенным. Он является предметом постоянных исследований вследствие того, что окаймляющие с торцов диафрагмы участки стен другого направления, как показывают опыты, при определенных соот- ношениях размеров могут значительно влиять на напряженно- деформированное состояние рассчитываемых вертикальных ди- афрагм здания. Для случая жесткого соединения стен взаимно перпенди- кулярных направлений допускалось учитывать в расчетах ди- афрагм полки, длина которых назначалась в зависимости от соотношения высоты и ширины здания. При Н > 2d (d — ширина здания) длину полок S по одну сторону от стены, параллельной расчетному направлению сейсмического воздействия, допуска- лось принимать в уровне верха фундамента по формуле S = b(l -Ь/Н) , где b - расстояние от оси степы рассматриваемого направления до бли- жайшего проема в примыкающей к ней стене перпендикулярного на- правления, но не более 4 м (или полуторной высоты этажа); Н - высота здания от верха стены до уровня фундамента. Для Н < 2Ь длину полок допускалось назначать равной: S = 0,25 Н. Если полки формируются стенами без проемов, S принимается равным половине шага стен, параллельных воз- действию, но также не более 4 м. В промежуточных по высоте сечениях S считается изменяющимся по линейному закону от величины, регламентируемой приведенными формулами до нуля в уровне верха диафрагмы. Некоторые исследователи счи- тают, что для зданий с шагом поперечных стен не более 3,6 м, длина полос диафрагмы не должна превышать 03 шага по- перечных стен. Высказывались и другие предложения. Так, в [111] реко- мендуется назначать длину полок непрямоугольного сечения, равной расстоянию до ближайшего проема или вертикального стыка панелей, а длину полок из глухих панелей - в половину гага стен, но не более 0,2 высоты здания. По мнению автора работы [16], длину полок вертикальных диафрагм следует принимать наименьшей из следующих вели- чин: половины пролета в свету соседних стен; длины стенового элемента, перпендикулярного стене рассматриваемого направле- ния; шестикратной толщины взаимодействующей стены, учи- тываемой в расчете; расстояния до ближайшего оконного или дверного проема. В зданиях с шагом поперечных стен до 12 м при расчете диафрагм иа действие горизонтальных нагрузок пол- ки, образуемые из стен перпендикулярного направления, следу- 28
ст назначать с учетом специфики конструктивного решения па- нелей наружных стен и связей наружных стен между собой и с внутренними. В варианте однослойных и двухслойных наруж- ных панелей и замоноличивания всей полости вертикального стыка (без введения в нее термовкладыша) бетоном длину по- лок целесообразно принимать до ближайшего проема либо до ’’открытого” стыка наружных панелей, но не более ОДНЭТ. Не более этой же величины должны быть и полки из панелей без проемов. Полки из трехслойиых наружных панелей с жесткими свя- зями между слоями вводятся в расчет с толщиной, приведенной к бетону внутреннего слоя панели. Вертикальные диафрагмы с отношением высоты к ширине Н/b < 1 могут рассчитываться без учета полок, если расстояние до ближайшего к стене рассматриваемого направления наруж- ных панелей не превышает 0,5 м. Для оценки жесткости соеди- нения элементов стен взаимно перпендикулярных направлений можно воспользоваться методикой, изложенной в [111], в со- ответствии с которой жесткой связью считается связь, удовлет- воряющая условию: д>12/п, ще «1 — безразмерный параметр, характеризующий жесткость системы из двух панелей, соединенных связью сдвига: п - количество этажей в здании, д = \/ уНэт/Ход , гае Нэт - высота этажа; А^д - коэффициент податливости при сдвиге всех связей между смежными панелями, расположенными в пределах этажа; р-1/E.Ff + 1/E2F2+L2/(ЕЛ+Е,!,) , гае EtFj и E,F, - продольная жесткость панелей, соединенных связя- ми сдвига; Е( jf Е, - расчетные величины модулей деформаций бетона панелей; F, и' F, - площади горизонтальных сечений панелей; I, и I, - моменты инерции горизонтальных сечений панелей относительно осей, проходящих через их центры тяжести, перпендикулярны плоскости рас- четного направления горизонтальной нагрузки; L - расстояние между геометрическими центрами панелей. Наружные стены выполняются несущими, самонесущими или навесными. Опыт проектирования эдАний санаторно-курортного назна- чения показывает, что наряду со стеновыми панелями разме- ром на один или два шага поперечных стен с проемами могут использоваться в наружных стенах панели полосовой разрезки в сочетании с простеночными элементами (рис. 1.20). Известны случаи использования по наружным стенам узких простеночных 29
О) Рис. 1.20. Схемы разрезки панелей наружных стен а и б - на одну и две конструктивные ячейки; в. - полосовой раз- резки элементов, присоединенных к торцам внутренних стеновых па- нелей с помощью сварки выпуском арматуры или закладных де- талей. Применяются однослойные, двухслойные и трехслойные панели наружных стен. Однослойные изготовляются из легких бетонов слитной структуры с объемной массой, как правило, не более 1400 кг/см3, экспериментально проверенных при динами- ческих нагружениях. 30
Ячеистые бетоны относятся к материалам, в которых плохо аанкериваются закладные детали.. Сцепление растворов и бето- нов замоноличивания с ячеистыми бетонами крайне низкое. Поэ- тому они могут использоваться в самонесущих наружных пане- лях при условии экспериментальных проверок динамическими сдвигающими нагрузками надежности заанкеривания в ячеис- том бетоне закладных деталей и выпусков арматуры, несущей способности при перекосе панелей наружных стен, а также обеспечения прочности нормального сцепления бетонов замоно- личивания вертикальных стыковых соединений с ячеистыми бетонами наружных панелей не менее 1,2 кг/см2. Соединение ячеистобетонных панелей только на сварке закладных деталей между собой и с внутренними панелями не должно допускаться в связи с большой вероятностью расстройства связей в момент сварки и в результате последующих динамических воздействий. Двухслойные наружные панели проектируются с несущими и утепляющими слоями. Несущий слой толщиной не менее 100 мм изготавляется, как правило, из тяжелого цементного бетона и располагается с внутренней стороны помещения, что создает условия для связи наружных и внутренних конструкций и опирания панелей перекрытий. Трехслойные наружные панели выполняются из двух бетон- ных и находящегося между ними теплоизоляционного слоев. Толщина, расположенного с внутренней стороны бетонного слоя, определяется расчетом, но принимается не менее 120 мм. Наруж- ный слой назначается толщиной не менее 60 мм. Материалом для наружного и внутреннегочелоя служат тяжелые цементные и силикатные плотные, а также легкие бетоны. Классы бетонов несущих слоев приведены в табл. 1.3. Таблица 1.3. Классы бетонов Вид бетона несущего слоя Конструкция и панели Минимальная толщина несущего слоя, принимаемая иэ конструктивных соображений, мм Однослойная: несущая - Легкий В5 В7Л В7Л самонесущая По результатам технологическо- го расчета Легкий, ячеистый взл В5 В5 несущая (навесная) То же ” ВЗ.Г взл В5 Двухслойная 100 Тяжелый В10 В10 В15 31
Продолжение табл. 1.3 Конструкция и панели Минимальная толщина несущего слоя, принимаемая из конструктивных соображений, мм Эйд бетона несущего слоя Класс бетона несу- щего слоя при рас- четной сейсмичности в баллах 7 Г’ 1 Г9 Трехслойная 120 < Силикатный плотный В10 вю В15 Легкий В10 вю В15 Для создания условий совместной работы слоев между ни- ми обеспечивается связь путем устройства жестких армиро- ванных бетонных ребер. В районах с благоприятными клима- тическими условиями ребра могут устраиваться иэ тяжелого бетона. В случае возникновения опасности, промерзания сло- истой конструкции ребра можно выполнять из легкого кон- структивного бетона. Ширина ребер принимается обычно 40 мм. Размещаемая в них арматура соединяется с арматурой бетон- ных наружных и внутреннего слоев панели в целях создания пространственного каркаса. Применение трехслойных панелей с гибкими связями сле- дует ограничивать зданиями высотой не более трех этажей при условии применения иекорродирующихся сталей для связей и экспериментальной проверке совместной работы слоев при зна- копеременных динамических воздействиях горизонтальных на- грузок в плоскости панелей. Расстояние между наружными бетонными слоями панелей соседних конструктивных.ячеек в плоскости стен должно назначаться из условия недопущения повреждений из-за температурных деформаций. Наружный бетонный слой армируется сварной сеткой с ячейкой 100x200 мм, а в эоне перемычек - 100x100 мм. Па- нели наружных стен проектируются с двухсторонним армирова- нием пространственными каркасами. Количество вертикальной и горизонтальной арматуры (без учета расчетной арматуры пере- мычек) у каждой стороны панели принимается не менее 0,025 % площади соответствующих полных сечений однослойной или не- сущих слоев двухслойной и трехслойной панели. Характер ар- мирования принимается таким же, как и внутренних несущих панелей. Расчетная арматура панелей размещается вдоль верти- кальных граней проемов с выпусками стержней в специальных шпоночных выемах для связи с аналогичной арматурой панелей вышележащих этажей. В углах проемов однослойные и несущие слои двух- и трехслойных панелей дополнительно усиливаются сварными сетками с ячейкой 50x50 мм из арматуры диаметром не ниже 5 мм. 32
Перемычки однослойных наружных панелей армируются пространственными каркасами. Шаг поперечной арматуры на- значается одинаковым по длине перемычки и принимается не более ISO мм. Каркасы заводятся за простенки на глубину 500 мм. Однако в ряде проектов каркасы пропускаются на всю ширину простенков (рис. 1.13, б), а в панелях длиной в два ша- га поперечных стен каркасы перемычек могут иметь протяжен- ность, равную длине панели, образуя тем самым дополнитель- ный армированный пояс по наружным панелям. По стыкуемым вертикальным поверхностям панели наруж- ных стен снабжаются шпоночными выемами или рифлениями, которые, будучи заполнены бетоном при эамоноличивании сты- ка, совместно с арматурными выпусками будут воспринимать усилия сдвига (рис. 1.13, 1.14). Шпоночные выемы могут распо- лагаться непрерывно по граням панелей, в местах размещения выпусков арматуры (рис. 1.15, г). В сейсмических районах с жарким климатом в крупнопа- нельных жилых зданиях предусматриваются встроенные лод- жии, нарушающие сплошность наружных стен. Особенно неже- лательно такое решение в районах с высокой сесмической ак- тивностью. С целью компенсации нарушения сплошности наруж- ных стен было предложено [43] включать в плоскость стены в пределах лоджий железобетонные декоративно-несущие ре- шетки (рис. 1.21). Действующими нормами не допускается устройство эркеров. Запрет обусловлен тем, 'по в местах раз- мещения эркеров в наружных стенах возникают изломы. В ре- зультате возможны серьезные повреждения зданий. Подобное ограничение, безусловно, имеет цель повысить сейсмостой- кость последних. В настоящее время, несмотря на существую- щее ограничение, появляются проекты, в которых проявляется стремление архитекторов н конструкторов найти иные пути ре- шения эркеров в крупнопанельных зданиях. Так, проектный институт ’’Гипрогор” предложил для жилых домов в г. Не- рюнгри Якутской АССР достаточно надежный вариант. Эркеры устраиваются в пределах шага поперечных внутренних несущих стен, равного 3; 3,6; 4,8 м. Ограждения эркеров запроектирова- ны в тех эе конструкциях, что и наружные стены - трехслой- иых панелях толщиной 400 мм с внутренними несущими слоя- ми толщиной 140 мм и наружной 100 мм, объединенными жесткими связями из керамзитобетона с опиранием на фун- дамент, связанный с фундаментом под стены. Перекрытия эркеров не связываются с перекрытиями конструктивной ячейки и опираются на элементы внутренних несущих стен, ус- танавливающих по периметру наружного ограждения эркеров и в образованном ими проеме в плоскости наружных стен (рис. 1.22). Такое решение позволило существенным образом компенсировать нарушение их сплошности, но в то же время
6) привело к увеличению массы здания за счет установки допЬл- нительных несущих панелей. Учитывая достаточно высокую пространственную жесткость конструкций в пределах эркеров, было предложено несущую панель в пределах проема заменить П-образной сборной железобетонной рамой, соединенной на сварке закладных деталей с внутренними и наружными панеля- ми здания (рис. 1.22,а), либо высоким сборным ригелем, опи- 34
Рис. 1.22. Вариант ус- тройства эркеров в круп- дли г. Нерюнгри а — с П-образной сборной железобетонной рамой в проеме; б — со сборным железобетонным ригелем; 1 - рама; 2 - ригель; 3,- металлические связи рающимся на внутренние несущие панели и связанным с ними с помощью сварки закладных деталей (рис. 1.22, б). Рекомендо- вано в дополнение к этому перекрывать конструктивную ячей- ку и эркер единым элементом. Скорректированное решение эркеров может быть допущено к применению в индивидуальных проектах крупнопанельных зданий высотой не более пяти этажей, возводимых в районах сейсмичностью 7 и 8 баллов. Однако и в этом случае необхо- димость в эркерах следует обосновать технико-экономическими расчетами, поскольку допущение данных элементов в крупно- панельных зданиях неизбежно влечет за собой повышение расхо- да стали. Необходимость в больших помещениях в зданиях общест- венного назначения приводит к редкому расположению попереч- ных вертикальных диафрагм. Расстояние между ними, как уже отмечалось, достигает 7,2 12 м. Несущими являются стены продольного направления. Пересечения их с поперечными стена- ми решаются таким же образом, как н в жилых крупнопанель- ных зданиях узкого или широкого шага поперечных стен: со сваркой парных выпусков горизонтальной арматуры панелей и замоноличивания полости вертикального стыка бетоном. м
Рис. 1.23. Пример решения здании бытовых помещений промпред- приятий институтокГУзгипротяжпром" 1 ~ панели наружных стен; 2 и 3 - вертикальные элементы рамы из монолитного и сборного железобетона; 4 - бетон замоноличивания; 5 и 6 - вертикальные элементы рамы в средней части здания; / - ригель рамы В зависимости от расстояния между поперечными жесткос- тями и размеров стеновых панелей по наружным и внутренним стенам могут образовываться 2—3 "открытых” вертикальных стыка. Их рекомендуется подкреплять рамами из монолитного или сборного железобетона (рис. 1.23). В качестве подкрепля- ющих жесткостей могут использоваться также плоские элемен- ты. Связь наружных панелей с плоскими элементами осущест- вляется на сварке выпусков горизонтальной арматуры стеновых панелей с последующим замоноличиванием образованной в мес- тах пересечений конструкций вертикальной полости. Несколько хуже выполняются соединения наружных панелей со сборными колоннами — не более чем в двух местах по высоте этажа в мес- тах расположения перекрытий. Поэтому в отношении возмож- ности создания надежных связей варианту с колоннами из мо- нолитного железобетона следует отдавать предпочтение. Ригель создаваемых рам желательно проектировать Т-об- разным поперечным сечением. Для этой цели рекомендуется полки ригеля устраивать за счет раздвижки плит перекрытий (рис. 1.23). Повысить жесткость узла пересечения колонн с риге- 36
Рис. 1.24. Пример решения КБ по железобетону им. А.А. Якушева Госстроя РСФСР двухэтажных зданий детских сздов-яслей и школ для строительства в п. Шолдаиешты Молдавской ССР 1 - панели наружных стен; 2 - панели перекрытий; 3iu 4 - стойка и ригель сборно-монолитной рамы; 5 - плоский сварной каркас сейсмо- пояса из монолитного бетона Рис. 1.25. Подкрепление ’’откры- тых” вертикальных стыков наружных панелей солнцезащитными наружными элементах» (решение Киргизколхоэ- проекта) лем можно путем устройства вутов. В варианте рамы с плоским ригелем и колоннами рамность узла решается несколько труд- нее. На рис. 1.24 представлен узел, разработанный Конструктор- ским Бюро по железобетону им. Якушева. Его нельзя считать полностью отвечающим высказанному выше требованию вслед- ствие значительной свободной длины вертикальной арматуры и отсутствия сварного соединения с ней продольной арматуры ри- геля. Целесообразно горизонтальную арматуру ригеля завести в зону стыка панелей и связать с выпусками из них арматуры. 37
Подкрепить ’’открытый” стык панелей можно устройством наружных пилястр, выполняющих одновременно и функции солнцезащитных элементов. Такой вариант, например, разра- ботан проектным . институтом ’’Киргизколхоэпроект” (рис. 1.25). Наружный подкрепляющий элемент выполняется либо из обычного тяжелого бетона, либо иэ бетона на легких заполнителях. Применение таких элементов предпочтительно в детских садах и школах, поскольку в этом случае внутренний объем оказывается освобожденным от выступающих за плос- кости стен колонн или пилястр. 1.5. ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ ДИАФРАГМЫ Поперечные и продольные стены объединяются перекрыти- ями, в единую пространственную систему крупнопанельного здания. Горизонтальные диафрагмы перераспределяют между вертикальными диафрагмами горизонтальные сейсмические нагрузки. Характер перераспределения зависит от жесткости системы перекрытий в своей плоскости. В свою очередь, эта жесткость определяется рядом факторов: конструктивным ре- шением сборных элементов, типом н количеством связей меж- ду ними, шагом стен, способом объединения перекрытий в еди- ное целое. Экспериментально доказано, что объединение кон- турными железобетонными обвязками способствует повышению жесткостных характеристик горизонтальных диафрагм в своей плоскости. Жесткость диафрагмы с контурной обвязкой прибли- жается к жесткости конструкции из монолитного железобетона. Еще большее приближение достигается с помощью допол- нительных шпоночных связей между элементами. Проведено значительное количество теоретических исследований, в част- ности [78] и [14], которые позволили разработать методики расчета горизонтальных диафрагм крупнопанельных зданий на горизонтальные сейсмические и статические вертикальные нагрузки с учетом работы конструкций и связей в упругой и неупругой стадиях. В данном разделе основное внимание уде- лено особенностям конструирования диафрагм, связей между панелями перекрытий, а также связей перекрытий с другими элементами зданий в зависимости от шага поперечных стен, конструктивного решения панелей перекрытий, стен. В зависимости от высоты здания горизонтальные нагрузки могут вызывать изгиб или сдвиг здания как консольного стерж- ня. Изгибные деформации возникают в горизонтальных диаф- рагмах при протяженном плане здания. Появляются сдвигающие усилия между стеновыми панелями и перекрытиями (рис. 1,26, а). Как видно из рнс. 1.26, а и б, характер их распределения предопределяется в значительной мере ориентацией перекрытий 38
но отношению к направлению действия нагрузки и от наличия окаймляющих диафрагму обвязок. Если швы между панелями перпендикулярны направлению действия нагрузки, перекрытия работают подобно балкам. Возникающие при этом в краевых зонах деформации растяжения должны восприниматься продоль- ной арматурой панелей (рис. 1.26, б). При этом, естественно, предполагается наличие связей со стеновыми конструкциями. Следовательно, краевые зоны перекрытий должны армироваться по всей длине непрерывной арматурой. Если же стыки панелей располагаются параллельно направлению действия горизонталь- ных сил, то для облегчения воспринятая растяжения в краевых волокнах диафрагм следуем предусматривать элементы, рабо- тающие на растяжение и сжатие. Иными словами, для создания диафрагмы необходимы обвязки или антисейсмические пояса. Допускается и другое решение: соединение на сварке выпусков арматуры либо закладных деталей по торцам панелей с целью образования внутри элементов непрерывной металлической свя- зи по длине диафрагмы. В зависимости от шага поперечных стен может различным образом обеспечиваться непрерывность металлических кон- турных связей горизонтальных диафрагм крупнопанельных зда- ний. При узком шаге, как указывалось ранее, применяются па- нелн перекрытий с опиранием, как правило, по контуру (рис. 1.27, а). Сплошное сечение панелей дает возможность раз- мещать внутри вдоль граней панелей арматуру и соединять ее с арматурой перекрытий смежных конструктивных ячеек на свар- ке в зоне горизонтального стыка стеновых панелей поперечного и продольного направлений (рис. 1.27, а и б). В здания широкого и смешанного шагов поперечных стен используются чаще всего круглопустотные перекрытия. Окайм- ляющие армированные элементы образуют монолитные участки, путем пропусков при формовании изделий одной из крайних пустот (рис. 1.27, б). Размещенная в них арматура соединяется на сварке, образуя непрерывную связь элементов в смежных конструктивных ячейках. Наконец, при супершироком шаге стен опирание кругло- пустотных перекрытий производится, как правило, на продоль- ные внутренние и наружные стены (рис. 1.28). Наличие пустот не позволяет в пределах панелей перекрытий организовывать непрерывное контурное армирование горизонтальных диафрагм. Они могут быть соединены между собой на сварке закладных деталей. Для объединения перекрытий в диафрагму рекоменду- ется устраивать антисейсмический пояс по такому же типу, как это делается в зданиях с кирпичными стенами с дополни- тельным соединением закладных деталей (рис. 1.29). Пояс сле- дует армировать пространственными каркасами, стержни кото- рых должны соединяться либо с выпусками арматуры из пане- 39
Рис. 1.26. Схемы ра- боты горизонтальных диа- фрагм при действии гори- зонтальных нагрузок а - монолитных; б и в - из сборных элементов Рис. 1.27. Примеры решения связей между сборными элементами перекрытий при узком (в), широком и смещенном (б) шаге поперечных стен 1 - металлические сварные связи; 2 - непрерывная металлическая связь; 3 - монолитный участок в перекрытии 40
Рис. 1.28. Пример решения связей между сборными элементами перекрытий при супершироком шаге поперечных стен а и б - варианты армирования антисейсмических поясов по внутрен- ним несущим стенам лей, либо с закладными деталями. Через каркасы пояса про- пускается арматура стоек рам, заменяющих поперечные стены. В элементы пояса по наружным и внутренним стенам заводятся выпуски арматуры из панелей перекрытий. Перекрытия могут также заанкериваться в пояс с помощью стержней, приварива- емых к закладным деталям изделий. По длине панелей перекры- тий длиной 7,2 м рекомендуется предусматривать не менее трех связен с помощью выпусков арматуры с последующим замоно- 41
Рис. 1.29. Примеры решения связей перекрытий с антисейсмическими поясами а-в - узел А (рис. 1.28); б. - при трехслойных наружных стеновых панелях; в - при однослойных наружных стеновых панелях небольшой толщины; 1 - пространственный каркас антисейсмического пояса; 2 - анкер, привариваемый к закладной детали перекрытия; 3>и 4 - заклад- ные детали; 5 - плоский каркас антисейсмического пояса личиванием промежутков между панелями бетоном на мелком заполнителе с вибрированием. Допускается соединение на свар- ке закладных деталей. В случае применения трехслойных наружных панелей арма- турные каркасы антисейсмического пояса целесообразно прива- ривать с помощью арматурных коротышей к закладным дета- лям внутреннего слоя стеновой панели. Окаймляющая диафрагму металлическая связь может вы- полняться при помощи предварительно напрягаемой арматуры периодического профиля [56]. Возможно два варианта разме- щения этой арматуры в пределах диафрагмы: в специальных пазах на поверхности, панелей и по торцам панелей перекрытий в пределах горизонтального монтажного шва наружных и внут- ренних стеновых панелей. Концы напрягаемой арматуры прива- риваются к закладным деталям перекрытий (рис. 1.30, а). Вто- 42
Рис. 1.30. Объединение сборных элементов перекрытий с помощью горизонтальной напрягаемой арматуры в решениях Грузинского филиала СКТБ "Стройиндустрия” Ы и КБ по железобетону им. А.А. Якушева Госстроя РСФСР (б) 1 - напрягаемая стержневая арматура; 2 - паз для размещения арматуры; 3- закладные детали в перекрытиях; 4 - шпонки; 5 - плос- кая сварная сетка армирования шпонки; 6 - металлические закладные детали; 7 - перекрытие; & - вертикальная напрягаемая канатная арма- тура класса К-7; 9 - бетон замоноличивания стыка 43
рой вариант, предложенный Конструкторским Бюро по железо- бетону им. А.А. Якушева Госстроя РСФСР, является предпочти- тельным, поскольку не требует устройства в панелях*перекры- тий пазов для размещения арматуры. Кроме того, не возникает трудностей с пропуском ее через лоджии и лестничные клетки. Наконец, достаточно хорошо и надежно решается вопрос с ан- тикоррозионной защитой металла, располагаемого в слое рас- твора (рис. 1.30, б). Следует заметить, что создаваемое в арматуре напряжение в результате ее натяжения не обжимает сборные элементы пе- рекрытий, уложенные на раствор и соединенные с панелями стен сварными и другими связями. Натяжение способствует в основном выпрямлению стержней, в результате чего они сразу же могут включаться в работу на растяжение, как только в плоскости диафрагмы начнет действовать горизонтальная на- грузка. В зданиях суперширокого шага поперечных стен и в тех слу- чаях, когда диск перекрытий формируется из большого чирла узких панелей, его жесткость может быть повышена частичной илц полной надбетонкой, толщиной не менее 50 мм с армирова- нием плоскими сварными сетками (рис. 1.31). Для обеспечения условий совместной работы надбетонки и перекрытий сетки не- обходимо соединять с металлическими элементами связей па- нелей перекрытий между собой. В случае редкого размещения по длине панелей таких связей или полного их отсутствия реко- мендуется прикреплять сетки к перекрытиям специальными ан- керами, пропускаемыми в промежутки между панелями. Час- тичную надбетонку следует производить по периметру помеще- ний в пределах между поперечными и продольными стенами в виде ленты шириной, определяемой по расчету, но не более 1 м. На практике применяется еще один способ ожесточения го- ризонтальных диафрагм, особенно составленных из круглопус- тотных элементов — устройством уширенных до 100 мм проме- жутков между сборными элементами, в которые вводятся плос- кие сварные каркасы. Промежутки замоноличиваются бетоном на мелком заполнителе с вибрированием (рис. 1.32, а). Класс прочности бетона на сжатие не должен приниматься ниже В10. При выборе видов бетонов для эамоноличивания следует исходить из соблюдения требования их минимальной усадочное- ти. В противном случае в зонах контактов в процессе эксплуата- ции объектов возникают сквозные трещины. В результате жест- кость горизонтальной диафрагмы в своей плоскости может зна- чительно уменьшиться. Наилучшим решением проблемы являет- ся использование расширяющихся цементов. В США в промежут- ки между панелями аналогичного решения вводятся отдельные стержни (рис. 1.32,6).
Рис. 1.31. Устройство надбетонки в здании смещенного шага попереч- ных стен 1 - полосовая надбетонка; 2 - плоская сварная сетка; 3.- анкерные стержни Применение перекрытий с овальными пустотами не допуска- ется. Разрешается применять другие типы перекрытий, прошед- ших экспериментальную проверку статическими и динамичес- кими знакопеременными нагружениями. Так, например, в прак- тике сейсмостойкого строительства известен случай применения в крупнопанельных зданиях панелей перекрытий шатрового типа. а) б) Рис. 1.32. Ужесточение горизонтальных диафрагм устройством арми- рованных плоскими каркасами (д) и отдельными стержнями (б) замоио- личиваемых швов 45
В сейсмостойких зданиях получили широкое распростране- ние, по существу, два типа перекрытия: сплошные и пустотелые, т. е. соответственно акустически однородные и неоднородные. В последние годы для зданий с узким шагом поперечных стен предложены экономически эффективные и одновременно обла- дающие хорошими звукоизоляционными свойствами трехслой- ные перекрытия толщиной 180 мм, состоящие из двух слоев тя- желого бетона и среднего слоя из крупнопористого бетона ькрмы проектирования требуют обеспечивать хорошую ос- вещаемого» и незадымляемость лестничных клеток, поэтому они, как правило, смещаются к наружным стенам. В этом случае горизонтальные сейсмические нагрузки могут в первую очередь вызывать повреждения в стеновых конструкциях наружного ог- раждения и связях вследствие их перенапряжений (рис. 1-33, а). Вопросам конструирования данных участков зданий следует уделять особое внимание. В зданиях с квадратными планами горизонтальные диафраг- мы в меньшей мере подвержены изгибу, поэтому вероятность перенапряжения металлических связей между наружными стено- выми панелями существенно меньше, чем у протяженных зда- ний. Тем не менее вместо несимметричного расположения в плане отверстий (рис. 1.34, б) рекомендуется отдавать пред- почтение устройству проемов для лестнично-лифтовых узлов в центре здания (рис. 1.34,в). Примером интересного решения лестнично-лифтовых узлов с естественным освещением могут служить крупнопанельные восьми-девятиэтажные жилые здания в г. Бухаресте [78] (рис. 1.34). Характерной их особенностью является наличие внутренних двориков, как бы разделяющих здание на два от- дельных объема. Здания в связи с этим не имеют сплошных диафрагм, одна- ко они хорошо перенесли землетрясение 4 марта 1977 г. Пов- реждений практически не было, если не считать отдельные тре- щины, обозначившие заделанные технологические проемы. Работа горизонтальных диафрагм как одного целого нахо- дится в зависимости от количества, типа связей между сборны- ми элементами и качества замоноличивания стыков. Надежное воспринятие сдвиговых и других усилий должно обеспечивать- ся как металлическими, как правило, сварными, так и бетонны- ми шпоночными соединениями, образующимися в процессе за- моноличивания рифлений либо шпоночных выемов по стыку- емым сторонам панелей. Действующие нормы проектирования не содержат требований об обязательном применении в сейсмо- стойких зданиях и бетонных, и металлических связей. Необхо- димость одновременного применения обоих типов связей реша- ется с учетом расчетной сейсмичности площадки строительства. 46
Рис. 1.33. Схемы устройства в горизонтальных диа- фрагмах проемов для лестнишо-шфтовых узлов а — схема возможных усилий в элементах наружного ограждения; бив- размещение лестнично-лифтовых узлов в зданиях с квадратными планами конструктивной схемы здания и т. д. Тем не менее в зданиях, проектируемых для 8- и 9-балльных районов, рекомендуется вводить оба типа связей. Минимальная глубина рифлений или шпоночных выемов должна приниматься не менее 30 мм. При этом глубина заведения перекрытий на стены принимается 50,60 и 70 мм соответственно для панелей стен толщиной 120, 140 и 160 мм. Надежность опорных участков круглопустотных перекры- тий как для воспринятая вертикальных статических, так и го- ризонтальных динамических нагрузок может повышаться путем введения в пустоты сварных плоских каркасов с последующим эамоноличиванием пустот на длину заведения в них каркасов. В случае контактного стыка стеновых панелей перекрытия также могут опираться по всей ширине. Для этого в стеновых панелях кассетного производства в процессе изготовления уст- раиваются специальные консольные выступы (рис. 1.35, б). Подобное решение принято в проектах зданий серии 1-467АС. На первый взгляд может показаться недостаточной связь отдельных элементов для создания единого жесткого диска перекрытий. Однако проведенные в ЦНИИСК исследования [120] показали, 47
9 >3600 Рис. 1.34. План восьми- и девятиэтажных крупнопанельных зданий в Бухаресте 1 - внутренние дворики что соединение перекрытий смежных конструктивных ячеек че- рез проемы в верхних опорных частях панелей стен на сварке выпусков рабочей арматуры каркасов, последующее замоно- личивание проемов бетоном и соединение перекрытий в каждой конструктивной ячейке в пролете на сварке обеспечивают го- ризонтальным диафрагмам необходимую жесткость в плоскости и из плоскости. 1.6. СТЫКОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ Крупнопанельные здания представляют сложную пространст- венную систему, образованную большим количеством плоских бетонных и железобетонных конструктивных элементов, объе- диненных различного типа связями. Рассмотрим схему взаимо- действия элементов, подверженных действию горизонтальных и вертикальных нагрузок. На рис. 1.36 приведены практически все варианты пересече- ний стеновых панелей. Можно видеть, что горизонтально при- кладываемые нагрузки вызывают в местах пересечений усилия сдвига. От того, каким образом будут решены связи, восприни- 48
a) 6) Рис. 1.35. Примеры решений опираний панелей перекрытий на стены с и б -при платформенном стыке стеновых панелей; в иг - при контактном стыке стеновых панелей мающие эти усилия, зависит степень совместной работы сбор- ных элементов при сейсмическом воздействии. На рис. 1.26 показана схема возникающих между элемен- тами горизонтальных диафрагм сдвигающих усилий и частично 49
Рис. 1.36. Схема усилий сдвига в местах пересечений стеновых панелей при действии горизонтальных нагрузок между вертикальными и горизонтальными диафрагмами при действии нагрузок в горизонтальной плоскости. Нагрузки, при- ложенные в плоскости вертикальных конструкций, вызывают сдвиг в горизонтальных швах. В зависимости от жесткостных свойств связей в вертикальных диафрагмах возникают различ- ные эпюры напряжений в горизонтальных швах при одновре- менном приложении горизонтальных и вертикальных нагрузок (рис. 1.37). В крупнопанельных зданиях узкого, смешанного и широкого (до 6,6 м) шагов поперчных стен наружные панели имеют длину, не превышающую размер шага. В результате сты- ки наружных панелей попадают на поперечные стены. Такие стакн оказываются подкрепленными вертикальными диафраг- мами. В зависимости от надежности связей стен взаимно перпен- дикулярных направлений будет определяться степень податли- вости стыков в случае изменения направления действия горизон- тального усилия (на рис. 1.38 показан стык панелей, имеющий термовкладыши). Если металлические связи панелей стен недо- статочны, термовкладыш может быть снят. В результате возник- нет смещение конструкций в направлении действия силы. Неподкрепленные или ’’открытые” вертикальные стыки сте- новых панелей появляются в зданиях с супершироким (7,2+ +12 м) шагом поперечных стен. В этом случае под действием го- ризонтальной сейсмической нагрузки может возникнуть потеря устойчивости стен из плоскости. На потерю устойчивости будет также влиять и характер армирования стыка. Всегда следует стремиться армировать конструкцию двойной по ее толщине арматурой, что создаст внутреннюю пару сил (рис. 1.39). 50
I I I I И I О) Рис. 1.37. Напряжения в вертикальных диафрагмах при одновремен- ном действии горизонтальной и вертикальной нагрузок и схема усилий сдвига в стыках при ’’сильных” (д) и ’’слабых” (б) связях Стыковые соединения подразделяются на вертикальные и горизонтальные. Оба типа могут быть сварными (на сварке закладных деталей) и замоноличиваемыми (на сварке выпус- ков арматуры из панелей и замоноличивания стыка бетоном). В период 1959-1964 гг. сборные элементы соединялись связями первого типа с заделкой зоны стыка раствором. Впоследствии их сменили стыки на сварке выпусков из панелей арматуры и замо- ноличиванием полостей стыков и шпоночных выемов бетоном марки по прочности на ступень выше марки бетона стыкуемых панелей. Предлагались и другие типы связей, например, с по- мощью болтов (болтовые соединения), но они не получили рас- пространения я лишь в последние годы КиевЗНИИЭП присту- пил к разработке проектов зданий с такими соединениями. В 51
Рис. 1.38. Возможная схема деформирования вертикального сты- ка наружных и внутренних стеновых панелей при слабых связях между нньм 1 - бетон замоноличивания; 2 — изоляция; 3 — термовкладыш; 4 - трещины в результате податливости панелей; 5 - пороизол Рис. 1.39. Схема усилий и деформаций "открытых” вертикаль- ных стыков внутренних (д, б) и наружных (в, г) стеновых панелей при армировании в двух (а, 6) и в одном (в, г) по толщине пацелей уровнях 52
4) И= й= Ih+ Рис. 1.40. Очерта- ние и конструктивное решение вертикальных стыков в плане а - внутренних пане- лей; б - панелей на- ружных и внутренних стен; в - наружных панелей в углах; г - "открытые" стыки и способы их подкреп- ления настоящее время проводятся экспериментальные исследования соединений на муфтах и болтах. В ЦНИИСК были предложены и изучены конструкции соединении, выполняемых с помощью стандартных монтажных болтов с последующим замоноличи- ванием бетоном. Конструкции этих соединений весьма просты в изготовлении и не требуют специальных муфт и других сложных металлических элементов. Очертания и конструктивное решение в плане иллюстрирует- ся рис. 1.40. Как правило, надежным вертикальным соединением является соединение с развитой замоноличенной зоной. В доста- точно свободном объеме зоны стыка удобно осуществляется сварка выпусков арматуры или соединения петлевых выпусков без применения сварки. В процессе эамоноличивання не возника- ет опасность появления раковин и воздушных пробок, снижаю- щих эффективность воспринятая стыками сдвигающих усилий. 53
Рис. 1.41. Решения вертикаль- ных стыковых соединений панелей внутренних стен жилых девяти- этажных зданий серии 1-464АС для районов сейсмичностью 8 баллов В последние годы получают развитие компоновка зданий в плане с поворотными секциями на 120°, 135° и т. д. или отдель- ными поворотными блок-вставками. Стыковые соединения внутренних и частично наружных панелей решаются с примене- нием связей на сварке выпусков арматуры и закладных деталей. Пересечения стен под различными углами приводят к сущест- венному развитию зон замоноличивания и увеличению объемов монолитного бетона. Развитыми зонами замоноличивания ха- рактеризуются также "открытые” стыки (рис. 1.40, г). В ряде случаев угловые стыки могут решаться с введением дополни- тельных специальных элементов (рис. 1.40, в), как это сделано в проектах общеобразовательной школы на 18 классов, детских садов-яслей на 140 и 280 мест в крупнопанельных конструкци- ях, разработанных проектным институтом’’Киргизгипромстрой” 54
Рис. 1.42. Решения вертикаль- ных стыковых соединений панелей внутренних стен девятиэтажных жилых зданий серии 92-ОР для строительства в районах' сейсмич- ностью 7 баллов для возведения в районах сейсмичностью 9 баллов. Т-образная вставка применена также для укрепления и утепления ’’откры- того” стыка в пределах шага поперечных стен (рис. 1.40, г). Монтаж наружных панелей должен производиться встык. Со- единение внахлестку в сейсмостойких зданиях не допускается. В настоящее время реализуется большое количество типов вертикальных замоноличиваемых стыковых соединений. По существу, каждая серия типовых проектов имеет свое решение стыка. Такое же положение сложилось и по горизонтальным стыкам. Обратимся к вертикальным стыкам, проиллюстриро- вав на некоторых примерах особенности их решений. На рис. 1.41-1.45 приведены стыки конструкций, принятые в сери- ях 1-464ДС, 92-ОР, Э-147, 76 148, с применением которых в 55
Рис. 1.4Э. Решения вертикаль- ных стыковых соединений панелей внутренних стен восьмиэтажных жилых зданий серии Э-147, возве- денных в районах сейсмичностью 9 баллов сейсмических районах уже возведено большое количество и возводится сейчас много жилых зданий. Общим является наличие в зоне стыков свариваемых между собой арматурных выпусков или петель, а также, как правило, вертикальной арматуры. Торцы стыкуемых панелей имеют шпо- ночные выемы (1-464 ДС), треугольные рифления (92-ОР), треугольное очертание сложного профиля (Э-147 и 148). Это объясняется необходимостью в максимальной мере включить в работу на сдвиг через бетон замоноличивания бетон панелей. Многообразие вариантов отражает процесс совершенствования проектных решений и поиск новых. Не просматривается лишь подход с экономических позиций. Именно здесь могут и должны реализовываться унифицированные в конструктивном плане S6
Рис. 1.44. Решение стыковых соединений стен н перекрытий со стенами в жилых зданиях Серии 76 > решения. Несущая способность при сдвиге должна варьироваться диаметром арматуры, прочностью бетона замоноличивания. Для крупнопанельных зданий узкого шага поперечных стен реко- мендуется применять унифицированные решения, утвержденные Госгражданстроем. Аналогичная унификация должна проводить- ся и по другим системам зданий. Комплексное решение связей с использованием закладных деталей по высоте этажа и выпусков арматуры в верхних частях панелей с последующим замоноличиванием зоны стыка бетонов приведено на рис. 1.46. Решение заложено в типовые проекты серии 97 пяти- и девятиэтажных жилых домов, с поворотными блок-секциями с внутренним углом 135° для строительства в районах 7 и 8 баллов. Оба типа соединений используются в про- ектах зданий общественного назначения, разработанных ЦНИИЭП торгово-бытовых зданий и туристских комплексов в конструкциях серии 1.090.1-1 для строительства в районах сей- смичностью 7 баллов. В проектах основным типом являются сварные связи. 57
Рис. 1.45. Решения стыковых соединений стен и перекрытий со стенами в жилых девятиэтажных зданиях серии 148 Один из вариантов стыков на сварке закладных деталей при- веден на рис. 1.47. В качестве соединительных элементов принят уголковый профиль, привариваемый к закладным деталям из. отрезков швеллеров на торцах панелей. Бессварной тип замо- ноличиваемого стыка представлен на рис. 1.48. Торцы панелей с равным по высоте шагом выполнены с трапецеидальными шпо- ночными выемами с петлевыми выпусками в эону замоноличи- вания. Шаг петлевых выпусков в подобных стыках следует на- значать в соответствии с требованиями норм. Вертикальная не- прерывная по высоте здания арматура размещается в центре круглых петель и в четырех точках при петлях П-обраэной формы. Фрагменты с П-образными петлями н четырьмя про- пущенными в них стержнями арматуры подверглись испытани- ям в ЦНИИЭП жилища статическими знакопеременными сдви- гающими нагрузками. Образцы показали высокие прочностные характеристики, вполне сопоставимые с эталонными на сварке выпусков арматуры. Отмечалась хорошая корреляция и по де-. 58
Рис. 1.46. Решение стыковых соединений вну- тренних стеновых панелей в пяти- и девятиэтажных жилых зданиях серии 97 для строительства в рай- онах сейсмичностью 7 и 8 баллов (СибЗНИИЭП) 59
Рис. 1.47. Пример решения вертикальных стыковых соедине- ний панелей внутренних стен с по- мощью сварки закладных деталей формациям сдвига. Сделан вывод о надежности петлевых бес- сварных стыков в части воспринятая циклической знакопере- менной статической нагрузки. Говорить о степени их сейсмо- стойкости на основании полученных результатов можно с доста- точной осторожностью, поскольку динамические знакоперемен- ные воздействия могут существенно изменять и качественную картину, и количественные характеристики стыков. Горизонтальным стыковым соединениям исследователи уде- ляют значительно больше внимания, что объясняется их ролью в системе здания по воспринятию сдвиговых усилий в растяну- той и сжатой зонах вертикальных диафрагм. Горизонтальные стыковые соединения включают участки растворных монтажных швов и шпоночные элементы, которые являются основными участками соединений. В конструктивном отношении они реша- 60
Рис. 1.48. Примеры ре- шений бессвариых вертика- льных стыковых соедине- ний крупнопанельных зда- ний для строительства в сейсмических районах ются самым различным образом, начиная с жестких включений в виде отрезков профильного (уголков, швеллеров, двутавров), листового металла, железобетонных выступов и кончая гиб- кой арматурой с замоноличиванием бетоном. Опорные стороны стеновых панелей выполняются с открытыми и закрытыми (не входящими на боковые поверхности панелей) шпоночными вы- емами, зубчатыми, с регулярными шпонками, гладкими поверх- носятми. Многообразие решений затрудняет обзор и сопровож- дение его иллюстративным материалом. Подробно наиболее распространенные решения шпоночных соединений описаны в ряде работ, из которых можно рекомендовать [78,43]. Расчет конструкций на горизонтальные сейсмические нагруз- ки следует производить с использованием ЭВМ. 1.7. ПОВЕДЕНИЕ ЗДАНИЙ ВО ВРЕМЯ ЗЕМЛЕТРЯСЕНИЙ Широко применяемые в сейсмических районах конструкции крупнопанельных зданий непрерывно совершенствуются, под- вергаются экспериментальной проверке в лабораторных услови- ях. Однако подлинная проверка принимаемых решений происхо- дит во время землетрясений. До 1966 г. исследования проводи- лись на фрагментах конструкций, их стыковых соединений, на 61
моделях зданий в различном масштабе. Впервые в 1966 г. 21 ок- тября был осуществлен крупномасштабный натурный экспери- мент. ио время которого фрагменты зданий различного конст- руктивного решения испытали одинаковое сотрясение, вызван- ное мощными взрывами для создания защитной противоселевой плотины в урочище Медео. Наряду с кирпичным, каркасным ис- пытывался четырехэтажный фрагмент крупнопанельного жилого здания в конструкциях серии 1-464АС/62. Зданиями этой серии производилась массовая застройка г. Алма-Аты сейсмичностью 9 баллов. Натурный фрагмент имел часто расположенные, с ша- гом 2,6 и 3,2 м, поперечные стены, перекрытия на конструктив- ную ячейку. 14 апреля 1967 г. производился второй взрыв. Сотрясение грунта основания фрагмента, располагавшегося в 800 м от эпи- центра взрыва, оценивалось как 7-8-балльное. Из всех фрагментов наилучшим образом повел себя крупно- панельный, получивший повреждения, не снизившие существен- ным образом несущую способность конструкции (табл. 1.4). Эксперимент в Медео свидетельствовал о достаточно вы- сокой сейсмостойкости крупнопанельных зданий узкого шага поперечных стен. Он также показал некоторые недостатки свар- ных соединений. Землетрясение 26 апреля 1966 г. в Ташкенте для четырех- этажных крупнопанельных жилых домов с расчетной сейсмич- ностью 8 баллов в связи с удаленностью района застройки от эпицентральной эоны не было расчетным. Повреждения (табл. 1.4) в меньшей мере являлись следствием сейсмического воздействия, а в большей мере представляли результат техноло- гических отступлений, усадочных явлений, осадок зданий, четко проявившихся от сотрясений основания. Во время землетрясения 10 мая 1971 г. с интенсивностью в г. Джамбуле 7 баллов воздействию подверглись пятиэтажные жилые крупнопанельные здания серии 1-464 АС-24, узкого шага поперечных стен и перекрытиями с опиранием по контуру, рас- считанные на такое воздействие. Было зафиксировано ряд повреждений (табл. 1.4). Не отмечалось случаев повреждения стеновых панелей од- ного направления панелями другого за счет эффекта тарана. Последнее представляется весьма важным моментом, посколь- ку позволяет с меньшими ограничениями назначать смещения осей стен в зданиях узкого шага поперечных стен. Можно пола- гать, что положительную роль сыграло решение горизонтальных диафрагм из элементов перекрытий контурного опирания на стены с надежной связью как между собой в соседних конст- руктивных ячейках, так и со стенами. В последующие годы произошел ряд землетрясений различ- ной интенсивности вплоть до 9 баллов. Так, в 1971 г. землетря- 62
1 Взрывы в Медее 1966, 7-8 1) Волосные трещины на первом Произошло уве- 1967 этаже личеиие перио- 2) Отслоение бетона замоноли- дов колебаний чивания по всех вертикальных фрагмента на стыках продольных и попереч- 14 % них стен первого этажа 3) Раскрытие вертикальных сты- ков второго этажа 30-40 % и } третьего этажа (10-15 %) 4) Волосные трещины у заклад- ных деталей сварных соедине- ний поперечных стен и перекры- тий на первом этаже 5) Волосные трещины в отдель- ных перемычках над дверными проемами в стенах каждого этажа 2 Ташкентское 26.1У Нерасчетное Зафиксированные поврежде- Четырехэтажные [117] 1966 * ния являлись в меньшей степени здания серии следствием землетрясения, а в ТашДСК для рас- большей мере представляли ре- четной сейсмич- зультат технических отступлений, иости 8 баллов . усадочных явлений осадок зда- ний. Здания не воспринимали расчетное сейсмическое воздей- ствие вследствие удаленности от эпицентра
2 № П.П. Землетрясение (воздействие) Год Интенсивное!! баллы Джамбулское 10.Y 7 1971 Камчатское 1971 8
Продолжение пбл. 1.4 Характер повреждений Примечания Источник 1) Раскрытие швов между на- ружными продольными н тор- цевыми стеновыми панелями 2) Трещины вдоль горизонталь- ных швов наружных стеновых панелей с оконтуриванием шпо- нок эамоноличивания в преде- лах лестничных клеток 3) Косые трещины в панелях по- перечных стен 4) В отдельных зданиях наклон- ные трещины в панелях внутрен- них стен первого и второго эта- жей 5) Косые трещины в углах двер- ных проемов 6) Трещины в вертикальных сты- ках стеновых панелей 7) Трещины в местах стыков перемычек консольного типа с соседними стеновыми панелями Пятиэтажные [ 191 здания серии 1-464АС; запро- ектированы в расчете на 7-балльное воз- действие 1) Трещины в горизонтальных монтажных швах 2) Трещины в вертикальных стыковых соединениях 3) Трещины в перемычках над дверными проемами Пятиэтажные здания 1761

4) Трещины в углах панелей с оконными проемами 5) Диагональные тредмиы в от- дельных глухих панелях 1) Трещины в шпонках в пре- [77] делах горизонтальных шагов в пределах лестничных клеток Гаэли Из 35 двухэтажных и одного Двух- и четырех- [ 8] ре- этажные здания шено было не восстанавливать. без антисейсми- У остальных имели место еле- ческих меропри- дуюшие повреждения: трещины' ятий в стыковых соединениях панелей, । панелей, трещины в панелях 1) Обрушение несущих конст- Серия 1-464ДС рукцнй четырех зданий 2) В 19 зданиях частично обру- шились карнизные плиты 3) Разрушение связей панелей стен и смещение их с появле- нием сквозных трещин 4) Нарушение геометрии зда- ний 5) В семи зданиях возникли трещины в несущих слоях на- ружных панелей, трещины во внутренних панелях стен; раз- рушение бетона в местах зак- ладных деталей; раскрытие вер- тикальных стыков с выкре- щиванием бетона
Продолжение пвл. 1.4 № п.п. Землетрясение (воздействие) Год Интенсивность, баллы Характер повреждений Примечания Исто яик 8.1У, 17.У 1976 Б?)Трещины в вертикальных и горизонтальных швах между стеновыми панелями 2) В некоторых случаях трепи- ныв углах оконных и дверных проемов с шириной раскрытия 1,5-2 мм 3) В некоторых торцевых на- ружных панелях диагональные трещины с раскрытием 0,3- 03 мм 4) Волосные трещины в углах дверных проемов внутренних стеновых панелей 5) В отдельных случаях сквоз- ные вертикальные трещины с раскрытием до 0,3 мм во внут- ренних панелях 6) Вертикальные и горизонталь- ные трещины в отдельных пере- сечениях продольных и попе- речных внутренних стен 7) Волосные трещины в местах примыканий к стенам и пло- щадкам лестничных маршей, а также площадок к наружным стенам Здания типа газнийских раз- личной этаж- ности в конст- рукциях серии 1-454У и ее мо- дификаций с некоторой пере- работкой и усо- вершенствова- нием Последнее при- близило их к зданиям в конст- рукциях серии
7 Карпатское 4.П1 8-83 1977 Газнийские 19 (20) .III 9 1984
Здание высотой в восемь этажей Основная часть [ 76] (Бухарест) жилых зданий 1) трещины в местах примыка- возведена в ний консольных перемычек к со- конструкциях седним панелям серии 1-464АС . 2) Частота трещин в поясах па- нелей, ограничивающих внутрен- ние дворики и западающие пазу- хи по торцевым стенам (рнс. 1.37) Здание высотой в пять этажей (Бухарест, Крайово) 1) Трещины по горизонтальным монтажным швам 2) Трещины в перемычках 3) Трещины в межпроемных поясах 1) Степень повреждений восста- К этому замле- новленных зданий составила трясению из лов- 2-3 режденных в 2) Большинство ПАШ, воспри- 1976 г. было няв усилие сдвига и растяжения, восстановлено исчерпали несущую способность; и эксплуатиро- часть ПАШ выпало из шпоночных валось 12 круп- выемов нопанеяьных зданий 3) Сквозные трещины в наруж- Восстановление ных и внутренних панелях производилось 4) Невосстановленные здания полимерарми- о бру шились рованными шпонками (ПАШ)
s № Землетрясение Год И> гьп. (воздействие) ба 9 Кайраккумское 1985 8
Продолжение табл. 1.4 (тенсивность, Характер повреждений ллы Примечание ^Источник 7 Бухара Груши Т (перенесла до 1984 г. три землетрясения интенсив- ностью 6-7 баллов) 1) Массовое раскрытие верти- кальных стыков соединений 2) Раздробление раствора и по- явление сквозных трещин в швах Группа!! 1) Волосные трещины в панелях 2) Оконтуривание шпонок за- моноличивания 3) В отдельных случаях повреж- дение перемычек наддверными проемами ГруппаШ Волосные трещины в отдельных горизонтальных швах Три группы(59 (18] зданий) Группа Т: 2-, 3- и 4- этажные по- стройки до до 1976 г. в кон- струкциях несей- смической серии 1-464У Группа II: 4-5- этажные построй- ки посте 197о г. в конструкциях серии ПГ-146-4сп (расчетная сейс- мичность 7 бал- лов) Группа 1№ 4-этаж- ные (расчетная сейсмичность 8 и 9 баллов) Кайраккум 1) Трешины в перемычках над дверными проемами с раздроб- лением бетона в зоне трещин Здания в конст-
До 70-х годов - высотой в четы- ре этажа; после 70-х годов - пять этажей. Сты- ковые соедине- ния шпоночного типа эамоиоли- ченные 2) Трещины в горизонтальных швах с оконтуриванием шпонок эамоноличивания 3) Трещины шириной до 1,5 мм в вертикальных стыках стеновых панелей К верхним этажам количество повреждений снижалось. Степень повреждений в 300 м от эпицент- ра не превышала 2 Ленинабад (здания запроектиро- ваны на воспринял» 7-8-балль- ных воздействий) Оконтуривание трещинами го- ризонтальных стыков панелей стен на первом и частично вто-' ром этажах
сеюцо подвергся г. Петропавловск-Камчатский. Интенсивность сейсмического воздействия составляла 8 баллов. Обследовались здания различных конструктивных решений и срока эксплуата- ции. Сопоставление результатов оказалось в пользу крупнопа- нельных систем. Здания высотой не более пяти этажей, эксплуа- тировавшиеся в городе к моменту землетрясения, перенесли его с наименьшим ущербом. Следует подчеркнуть, что во многих случаях качество изделий и стыковых соединений предопреде- ляло характер и место возникновения трещин. Землетрясение 1975 г. в Дагестане явилось следующим этапом реальной провер- ки надежности крупнопанельных зданий массовой застройки. Рассчитанные на восприятие 7-балльных воздействий здания имели весьма незначительные повреждения, не нарушившие их нормальную эксплуатацию и потребовавшие незначительного ремонта (табл. 1.4). 1976 г. знаменателен двумя Газнийскими землетрясениями высокой интенсивности: 8 апреля и 17 мая (соответственно 8 и 9 баллов). Сотрясениям подверглись двух- и четырехэтажные здания, запроектированные и построенные в Гаэли и Бухаре без антисейсмических усилений. В основе своей монтажные соеди- нения кое-где выполншшсь с применением сварки закладных деталей, выпусков арматуры. Стыковые соединения, как прави- ло, замоноличивались. Пространственная система зданий форми- ровалась из часто (с шагом 2,6 и 3,2 м) расположенных попе- речных стен. Все стены были несущими, поскольку перекрытия , опирались по четырем сторонам. К землетрясению 8 апреля в Газли было возведено 35 двух- этажных и одно четырехэтажное здания. Авторы [8] объединили их в три группы: постройки 1961-1963 гг., 1964-1965 гг., 1965-1966 гг. (двухэтажные) и 1968 г. (четырехэтажные). Остановимся на особенностях повреждений объектов этих групп. Специалисты ТашЗНИИЭП, проводившие их обследова- ние, пришли к выводу о нецелесообразности восстановления пя- ти зданий из 36. Характерные повреждения конструкций заклю- чались в трещинах в стыковых соединениях панелей, расхожде- нии последних, в возникновении трещин в самих панелях (табл. 1.4). Повторное землетрясение 17 мая вызвало разрушение не- сущих конструкций четырех зданий. Основная масса зданий по- лучила 4- и 3-ю степени повреждений. Четыре дома получили соответственно 2- и 5-ю степени повреждений (табл. 1.4). В Бухаре подверглись Гаэлийским землетрясениям крупно- панельные здания различной этажности в конструкциях типо- вой серии 1-464У и ее модификаций. В конструктивном отно- шении в целом здания не имели значительных отличий от газлий- ских, но некоторая проектная переработка и усовершенствова- ние решений этой серии 60-х годов, по мнению авторов [8], приблизила здания в Бухаре к зданиям серии 1-464АС. Данное 70 '
обстоятельство и меньшая интенсивность сейсмического воздей- ствия на территории Бухары в определенной мере' уменьшили отрицательный эффект землетрясения (табл. 1.4). В зданиях со сбивкой осей стен не отмечалось повреждений вследствие эффекта ”тарана” стен одного направления конст- рукциями другого. В [8] подчеркивается, что крупнопанельные здания Буха- ры хорошо перенесли 6-7-балльные землетрясения, не причи- нив вреда проживающим в них людям. Несущая способность зданий не изменилась. Проводится параллель между поведением зданий во время взрывов в Медео и Джамбулского землетрясе- ния 1971 г. Подобные прямые сравнения повреждений зданий, рассчитанных на воспринятие расчетных сейсмических воздей- ствий, и иесейсмостойких зданий могут привести к неправо- мерным заключениям о наличии значительных возможностей для снижения расхода металла у сейсмостойких зданий. Опыт Газлийских землетрясений убедительно показал неизбежность прогрессирующего развития повреждений даже разрушений в несейсмостойких зданиях в результате повторных воздействий аналогичной или близкой интенсивности. Подобной реакции на расчетное сейсмическое воздействие у сейсмостойкого здания не будет. Как будет показано в последующих главах, снижение расхода стали и улучшение других показателей может достигать- ся благодаря применению систем активной сейсмозащиты, по- зволяющим уменьшить уровень горизонтальной нагрузки.Оп- ределенный эффект для невысоких уровней воздействий дает переход на армирование крупнопанельных зданий напрягаемой в построечных условиях арматурой. Карпатское землетрясение 4 марта 1977 г. дало богатый материал для анализа сопротивляемости сейсмическому воздей- ствию крупнопанельных зданий, возведенных как в Румынии, так и на территории Молдавии [76]. Сотрясениям подверга- лись пяти-, десятиэтажные здания различных конструктивных схем. Интенсивность воздействия на территории Румынии со- ставляла 8-8,5 баллов, Молдавии - 63 баллов. К моменту зем- летрясения в г. Бухаресте основная часть полносборных зданий была возведена в конструкциях серии 1-464АС, изготовленных на поставленном из ССР оборудовании. Особый интерес пред- ставляет восьмиэтажное здание с шестью продольными стенами и поперечными, размещающимися с шагом 3,6 м (рте. 1.34). Здание имеет внутренние дворики, западающие вовнутрь пазухи по торцам, поясную разрезку на панели наружных стен. Повреж- дения не были существенными (табл. 1.4). Через 8 лет 19(20) марта 1984 т. Газли вновь подвергся сильному землетрясению, оцениваемому в 9 баллов. К этому событию в городе было восстановлено и эксплуатировались 12 крупнопанельных зданий из поврежденных землетрясениями 1976 г. и намеченных к восстановлению. Восстановление проиэ- 71
водилось с применением полимерармированных шпонок (ПАШ), описанных в п. 1.9. В результате обследований и анализа собранной информации была установлена 2-3-я степень повреж- дений восстановленных объектов (табл. 1.5). Невосстановлен- ные здания обрушились. К землетрясению в Бухаре было возведено 59 зданий, объе- диненных по конструктивным признакам в три группы [18]. Ха- рактер повреждений для них оказался различным (табл. 1.5). Во время землетрясения 1985 г. в г. Кайреккуме крупнопа- нельные здания перенесли расчетное, а в ряде случаев и выше расчетного сейсмическое воздействие. Здания возводились в конструкциях серии 1-464АС. До 70-х годов высота их не превы- шала четырех этажей, затем высота была доведена до пяти этажей. В подземной части предусматривалось устройство под- валов. К верхним этажам интенсивность повреждений зданий в Кайраккуме снижалась. Степень повреждений конструкций зда- ний, даже находившихся в 300 м от эпицентра, оставалась неиз- менной и не превышала 2 (табл. 1.4). Основные повреждения крупнопанельных построек в Лени- набаде, запроектированных на воспринятие 7—8-балльных воз- действий (в зависимости от года постройки), ограничивались трещинами горизонтальных стыков стеновых панелей на первом и частично втором этажах. Краткий обзор материалов, посвященных анализу поведения крупнопанельных зданий массовой застройки во время земле- трясений, свидетельствует о высокой надежности этих систем для решения главной задачи сейсмостойкого строительства - сохранения жизни людей. Если здания запроектированы в со-, ответствии с требованиями действующих норм, они успешно сопротивляются расчетным сейсмическим воздействиям, по- лучая при этом минимальные повреждения. Изложенное выше касалось зданий с часто расположенными поперечными вертикальными диафрагмами, поскольку с таких систем начиналось массовое строительство жилья в сейсмичес- ких районах. Многолетний опыт показал обоснованность зало- женных в нормы основных принципов проектирования панель- ных зданий. О незначительности ожидаемых повреждений пра- вильно запроектированных зданий можно говорить лишь в слу- чае обеспечения требуемого качества строительно-монтажных работ. Этими двумя указанными факторами будут определять- ся объем и стоимость последующих восстановительных меро- приятий. Тенденция к снижение расхода металла может при определенных условиях отрицательно сказаться на сейсмостой- кости крупнопанельных здайий. 72
1.8. ВОССТАНОВЛЕНИЕ И УСИЛЕНИЕ ЗДАНИЙ Восстановление поврежденных землетрясениями, а также усиление эксплуатируемых зданий- относятся к одной общей проблеме - сейсмозащите зданий и сооружений. Запроектиро- ванные в соответствии с действующими нормами объекты, как правило, не получают в результате расчетных сейсмических воздействий серьезных повреждений. Если же такие и наблюда- ются, то они являются либо следствием ошибок в проекти- ровании, либо неудовлетворительного качества строительно- монтажных работ. В меньшей мере причина повреждений может быть приписана некачественному изготовлению сборных кон- струкций, поскольку их качество контролируется заводскими лабораториями. Чаще всего повреждения вызываются комплек-. сом причин. В ряде случаев ликвидация последствий землетря- сений заключается в незначительном ремонте зданий. Необходимость усиления последних возникает в случаях изменения сейсмичности района строительства и если объект неоднократно подвергался воздействиям нерасчетных земле- трясений и в нем произошло накопление повреждений. Под термином "восстановление” понимается воссоздание первоначального уровня сейсмообеспеченности здания. Восста- новление производится, если к моменту землетрясения сейсмо- обеспеченность должна была соответствовать действующим нормам проектирования сейсмостойких зданий. В понятие "усиление” вкладывается иной смысл - повы- шение сейсмообеспеченности зданий, являющейся недостаточ- ной по сравнению с той, которая требовалась бы по действую- щим нормам проектирования. Мероприятия по усилению выпол- няются до землетрясения по специально разработанному плану. В процессе ликвидации последствий землетрясений могут осуществляться комплексные мероприятия по сейсмозащите зданий - восстановление с усилением. Предполагается не толь- ко воссоздание первоначальной сейсмообеспеченности здания, но и доведение ее либо до уровня, соответствующего требованиям норм проектирования, либо до уровня, установленного специ- альным распоряжением. Способность здания или сооружения- воспринимать тот или иной уровень сейсмических нагрузок обозначается термином "сейсмообеспеченностъ”. Следует различать начальную и ко- нечную сейсмообеспеченность. Под первой понимается заложен- ная в процессе проектирования здания его способность воспри- нимать те или иные сейсмические нагрузки. Сейсмообеспечен- ность, являющаяся результатом осуществления предусмотренно- го проектом комплекса конструктивных мероприятий при ликвидации последствий землетрясений или работ по усилению, называется условно конечной. 73
Практически любое крупнопанельное здание имеет опреде- ленную сейсмообеспеченность, но это не означает, что оно обя- зательно сейсмостойкое. Если конечная сейсмообеспеченность отвечает уровню действующего СНиПа, то здание или сооруже- ние следует считать сейсмостойким. Таким образом, мероприятия, направленные на восстанов- ление или повышение сейсмообеспечениости зданий, могут быть разделены на три группы: мероприятие по восстановлению, по усилению и на мероприятия по восстановлению с усилением. По уровню начальной сейсмообеспеченности крупнопа- нельные здания целесообразно также отнести к трем группам: I - к зданиям, запроектированным без учета сейсмических воз- действий; II — к зданиям, проекты которых разрабатывались с учетом ранее действовавших норм проектирования на сейсми- ческие воздействия; П1 - к зданиям, разработанным по дейст- вующим на момент землетрясения расчетной интенсивности нор- мам проектирования на сейсмические воздействия. Уровни конечной сейсмообеспечениости должны назначать- ся с учетом: градостроительных задач развития застройки насе- ленного пункта; грунтовых условий, иа которых расположены намеченные к восстановлению или усилению здания; срока по- следующей эксплуатации здания; функционального назначения здания; количества перенесенных зданием землетрясений нерас- четной интенсивности; наличия и характера осуществленных после предыдущих землетрясений восстановительных меро- приятий; наличия и характера усиления несущих конструкций зданий, осуществленных в соответствии с долговременным пла- ном предупреждения возможных повреждений от ожидаемого землетрясения. По уровню конечной сейсмообеспечениости крупнопанель- ные здания с учетом продолжительности последующего срока эксплуатации рекомендуется подразделять на две группы: а — с последующей эксплуатацией до пяти лет; б - более пяти лет. Для зданий группы 1а (не имеющих антисейсмичес- ких мероприятий со сроком последующей эксплуатации до пяти пет) экономически оправданным следует считать восста- новление несущих конструкций без расчета на сейсмические воздействия с учетом восприняли только вертикальных на- грузок. Здание группы 16 рекомендуется восстанавливать в целях доведения конечной сейсмообеспечениости до уровня, при ко- котором могут быть восприняты нагрузки, возникающие при 7-балльном землетрясении. Восстановление до воссоздания начальной сейсмообеспечен- ности следует осуществлять в зданиях группы Па. В зданиях группы 116 должно сочетаться восстановление с усилением с целью наделения здания сейсмообеспеченностью по требованиям действующих норм. Наконец, первоначальная 74
сейсмообеспеченность (сейсмостойкость) восстанавливается в зданиях группы 1П. Известен ряд способов восстановления и усиления несущих конструкций и зданий в целом. При выборе способа рекоменду- ется учитывать: требование высоких темпов ведения строитель- но-монтажных работ; необходимость обеспечения высокого ка- чества работ, позволяющих сохранить в течение последующего срока эксплуатации достигнутые уровни сейсмообеспеченности здания; надежность используемых в проектах способов в части сохранения в течение планируемого срока уровня сейсмообеспе- ченности здания; требование минимума затрат на осуществле- ние мероприятий по восстановлению или усилению. Ликвидации повреждений и работам по усилению должно предшествовать вариантное проектирование с анализом эконо- мической и технической эффективности каждого варианта про- ектных предложений. Реализации подлежит проект, обеспечи- вающий: высокие темпы ликвидации последствий землетрясе- ний; надежность восстановления (усиления) здания; минимум затрат; комфортность подвергнутого восстановлению (усиле- нию) жилья. При разработке проектов восстановления (усиления) крупнопанельных зданий возможно использование как одного, так и нескольких различных способов. Наружные и внутренние стены и их пересечения (вертикальные стыковые соединения) рекомендуется восстанавливать (усиливать) с помощью: желе- зобетонных и растворных армированных односторонних или двухсторонних рубашек; сеток в слое прочного цементного раствора в пределах поврежденного участка стены или узла; металлических скоб, накладок и уголков; железобетонных шпонок; инъецирования обычных цементных и специальных растворов; полимерармированных шпонок (ПАШ); наклейки стеклоткани. Железобетонные обоймы применяются в случае недостаточ- ной несущей способности панелей. Обычно они устраиваются на всю ширину и высоту стены (рис. 1.49). Толщина бетонйых сло- ев, марка бетона и количество арматуры в виде плоских свар- ных сеток определяется расчетом. В варианте двухсторонних ру- башек сетки объединяются между собой посредством стержней диаметром не менее 6 мм, пропускаемых в сквозные отверстия диаметром ие менее 12 мм. Шаг отверстий не должен быть мень- ше 500 мм. Более редкое размещение соединительной попереч- ной арматуры ухудшает совместность работы железобетонных слоев [122]. Сетки армирования бетонных односторонних слоев могут крепиться к обнажаемой арматуре каркасов панелей, либо с по- мощью специальных анкеров, заделываемых в отверстиях проч- ным раствором. Возможна пристрелка сетки к поверхности па- 75
О) ® 6) г) Рис. 1.49. Устройство двухсторонних и односторон- них армированных рубашек а - восстановление (усиление! всей стены; б - двух- сторонняя рубашка; виг- односторонние рубашки; 1 - слои восстановления (усиления}; 2 - сварные плоские сетки; 3 - поперечная арматура слоев; 4 - анкерный стер- жень; 3 - дюбель нели. В любом случае необходимо обеспечивать зазор между поверхностью стены и сеткой с целью образования защитного слоя и создания условий наиболее эффективной работы сетки. В случае возникновения в панеле отдельных и не очень про- тяженных трещин возможен вариант с применением локальных сеток, размещаемых в пределах трещин (рис. 1.50). Такой спо- соб восстановления требует устройства шграб глубиной 25— 30 мм для размещения сеток в слое прочного цементного рас- твора заподлицо с поверхностью панели. Крепление сеток про- изводится либо к обнаженной арматуре панелей, либо с по- мощью поперечной соединительной арматуры в виде шпилек ди- аметром 3-5 мм из стали В-I или Вр-I. После установки стерж- 76
ней в отверстия производится их зачеканка раствором той же марки, что и раствор армированного сеткой слоя. Раствор сле- дует принимать не ниже марки 100. Расстояние от конца трещи- ны до торца сетки принимается не менее 300 мм. Напуск сетки в каждую сторону от трещины должно быть порядка 150 мм. Сетка с ячейками 150x50 мм должны прикрепляться к панели поперечной арматурой с шагом не более 200 мм в обоих направ- лениях. Скобы выполняются из арматуры классов А-Т и А-П ди- аметром, устанавливаемым из расчета. П-образные скобы про- пускаются сквозь отверстия, размер которых следует увеличи- вать против диаметра арматуры на 10 мм, чтобы иметь возмож- ность эачеканить отверстие с арматурой. По поверхностям пане- лей между отверстиями пробиваются борозды глубиной не ме- нее, чем на 5 мм превышающие диаметр скобы. Выступающие из отверстий свободные концы скоб загибаются и свариваются между собой (рис. 1.51, а)' Борозды заполняются раствором заподлицо с поверностью панели. 77
|-Л Узел.Д" Рис. 1Л1. Восстановление несущей способности внутренних стеновых - панелей арматурными скобами (а) и металлическими пластинами (б) 1 - П-образные скобы; 2 - раствор; 3. - пластина; 4 - стяжной болт (арматура) Металлические пластины, как показали опыты, могут рас- сматриваться в качестве достаточно надежного решения, спо- собного предотвратить полную потерю несущей способности поврежденной стеновой панели от последующих сейсмических сотрясений. Пластины, как и скобы, должны размещаться в специально подготовленных выемах, пересекающих трещину под прямым углом (рис. 1.51, б). Пластины следует устанавливать попарно, соединяя их через сквозные отверстия в панелях стяж- ными болтами или привариваемыми к пластинам стержнями ар- матуры. Болты или арматура, а также пластины устанавлива- ются на прочном цементном растворе. Вместо обычных могут применяться полимеррастворы. Марка раствора должна прини- маться не менее 100. В промежутках между пластинами трещи- ны могут инъецироваться цементным либо полимеррастворами. Возможна также расчистка трещин под У-образное поперечное сечение для последующей расшивки раствором. 78
a) Одним из эффективных способов восстановления повреж- денной трещиной стеновой панели считаются железобетонные шпонки, пересекающие трещину под прямым углом (рис. 1.52, а). Шпонки могут быть сквозными и устанавливаемыми с двух сторон панели. Армируются эти элементы восстановления плос- кими и пространственными каркасами. Двухсторонние шпонки Рис. 1.53. Восстановление несущей способности внутренних стеновых панелей полимеррастворнымн шпонками а -с армированием стержнями; б.- с армированием каркасами 79
должны обязательно связываться поперечными стержнями для создания условий совместной работы. Сквозные шпонки пред- почтительно делать типа ’’ласточкиного” хвоста в целях повьппе- шения надежности заделки их в теле панели. Неперехваченные участки трещин желательно заиньецироватъ цементным раство- ром. Во избежание появления трещин по контакту старого и но- вого бетонов желательно использовать расширяющиеся цементы. Менее эффективным при самостоятельном применении и достаточно надежным в сочетании с инъецированием следует считать наклейку на трещины стеклотканевых ’’пластырей” с помощью эпоксидных клеев и полимеррастворов (рис. 1.52, б). Инъецирование обычных цементных растворов в качестве само- стоятельного способа не может рассматриваться достаточно эффективным. Как уже подчеркивалось, его целесообразно при- менять в сочетании с другими способами. Причина кроется в слабой, по сравнению с растворами на полимерных основах или эпоксидными клеями, клеящей способности цементных раство- ров. С другой стороны, полимеррастворы и эпоксидные компо- зиции допустимо применять самостоятельно при ширине раскры- тия трещин 0,1 мм и более. Исследования ТбилЗНИИЭП [94] убедительно свидетельствуют о подобной возможности. При со- ответствующем подборе составов можно добиться разрыва не по клеевому шву, а по материалу стены непосредственно. Дан- ный способ правильнее применять для ’’залечивания” трещин при варианте неполного отселения людей из здания на время ремонтно-восстановительных работ. Опыт Газлийских землетрясений 1976 г. свидетельствует о надежности еще одного способа восстановления или повышения сейсмообеспечениости крупнопанельных зданий - полимерраст- ворными шпонками (ПАШ). Они предложены, применены на практике ТбилЗНИИЭП и ТашЗНИИЭП в процессе ликвидации последствий Газлийских землетрясений [8]. В поврежденной трещинами панели под прямыми углами к ним подготавливаются шпоночные выемы (рис. 1.53), в кото- рых с соответствующими зазорами укрепляются или седельные трещины, или плоские сварные каркасы. После установки опа- лубки из бумаги или картона шпонки заполняются полимер- растворами. Шпонки могут быть односторонними и двухсто- ронними. Прочность сцепления полимеррастворов с бетоном столь велика, что не требуется постановка дополнительной по- перечной связующей арматуры. Армирование шпонок подбира- ется в зависимости от действующих в плоскости трещины уси- лий. К недостаткам способов восстановления (усиления) с по- мощью эпоксидных композиций и полимеррастворов относит- ся зависимость от погодных условий (предпочтительно приме- нять при положительных температурах). Кроме того, исполь- зование в здании только этих материалов неизбежно отразит- ся на последующем пределе огнестойкости восстановленного 80
Рис. 1.54. Восстановление (усиление) узлов пересечений стеновых наружных панелей с внутренними (в) и внутренних панелей между собой (б) , 1 - сетка; 2'.- поперечный соединительный стержень; 3,-анкерный стержень (шпилька) (усиленного) здания. Установлено, что эпоксидные клеи и по- лимеррастворы теряют свои свойства при температуре 250- 300°С, в то время как стандартный пожар поднимает температу- ру до 900-1000°С. Чтобы снизить остроту вопроса, необходимо описываемый способ сочетать с "традиционным”. Практически всеми описанными выше способами можно восстанавливать (усиливать) места пересечений наружных па- нелей с внутренними н внутренних между собой. Поскольку, как показывает осмотр зданий после землетря- сений, чаще и прежде всего повреждаются стыковые соединения, может производиться локальное (в пределах определенного рас- стояния от угла пересечений стен) торкретирование по сетке бе- тона и раствора (рис. 1.54). Ширина полосы торкретирования 81
принимается не более 500 мм для удобства установки соедини- тельной поперечной арматуры. Опыты ЦНИИСК показали, что доведенные до полного разрушения при сдвиге узлы пересечений с помощью рубашек могут восстановить несущую способность до 85 % первоначальной. Расчет арматуры сеток усиления реко- мендуется устанавливать на основании расчета из условия вос- приятия элементами восстановления сдвигающих усилий в сты- ке с учетом его остаточной (после землетрясения) несущей способности в размере 0,2-Н),3 от первоначальной. Аналогичный подход должен иметь место и при расчете элементов восстанов- ления с использованием уголков. Экспериментально проверен способ восстановления или уси- ления узлов пересечений внутренних стеновых панелей с по- мощью металлических уголков (рис. 1.55). Уголки изготовля- ются из полосовой стали шириной 50—80 мм и толщиной 5— 8 мм и устанавливаются в специально подготовленных выемах в панелях на прочном цементном растворе марки не ниже 100. Стяжными болтами уголки прижимаются к панелям, после чего выемы с уголками заполняются раствором заподлицо с поверх- ностью панели. Перед постановкой уголков поврежденный или разрушенный бетон замоноличивания удаляется н заменяется ли- бо бетоном (в случае повреждения больших объемов), либо цементным раствором указанной выше марки. Трещины могут быть заинъецированы обычным цементным или полимерраство- ром. В этом случае несущая способность узла пересечения при сдвиге может быть восстановлена практически на 100%. Шаг уголков и диаметр стяжных болтов принимается по расчету на воспринятие сдвигающих усилий, действующих в месте пересече- ния стен. При ликвидации последствий землетрясения возможны два варианта подхода к расчету элементов восстановления. По пер- вому варианту, когда бетон замоноличивания поврежден отдель- ными трещинами, остаточную несущую способность стыка реко- мендуется учитывать в размере не более 0,2+0,3 от первоначаль- ной. В случае значительного разрушения бетона замоноличива- ния и разрыва отдельных стержней соединительной горизон- тальной арматуры элементы восстановления рассчитываются на полную величину сдвигающей нагрузки в зоне вертикального стыка. Решение задачи усиления здания также требует оценки ос- таточной несущей способности при сдвиге узла пересечения стен. Если здание возведено без антисейсмических мероприятий, ос- таточная несущая способность принимается равной нулю. В слу- чае ограниченных мероприятий она может приниматься в пре- делах 0,2Я),5 от первоначальной несущей способности. Восстановление совместной работы стен ортогональных направлений может осуществляться полимерармированными шпонками. Они предназначаются для воспринятая сдвига и 82
2-2 Рис. MS. Восстановление (усиление) узлов пересечений внутренних стеновых ганелей 1 - металлические уголки; 2 - соединительные болты (стержни); 3 - раствор растяжения. С их помощью целесообразно повышать сейсмообес- печенность не подвергавшимся землетрясениям зданий. ПАШ могут располагаться как изнутри, так и снаружи зда- ния (рис. 1.56, а) ..Однако следует учитывать, что введение их в стык между наружными и внутренними стенами в районах с низкими зимними температурами вызовет снижение теплозащит- ных функций ограждения. Поэтому наружное размещение ПАШ более оправданно применять в районах с незначительными от- рицательными температурами. Благодаря конструктивному ре- шению полимерармированные шпонки обладают в определенной мере универсальностью (рис. 1.56, б): они используются для подкрепления вертикальных, горизонтальных стыков, связей наружных стен с перекрытиями. Одновременно с восстановле- нием (усилением) связей с перекрытиями в последнем случае будут воссоздаваться (или создаваться) связи между панелями в горизонтальном шве. Известны и другие конструктивные решения, используемые для ликвидации последствий землетрясений, например металли- ческие пояса, предварительно напрягаемые и без напряжения. Однако они здесь не приводятся в силу недостаточности экспе- риментальной изученности при действии знакопеременных дина- мических типа сейсмических нагрузок. К тому же данное реше- ние чрезвычайно металлоемко. Вероятно, целесообразно исполь- зовать металлические пояса в качестве временных устройств с целью предотвращения прогрессирующего развития деформаций поврежденных конструкций. После осуществления мероприятий по восстановлению описанными выше способами конструкции поясов следует демонтировать. 83
Рис. 1.56. Устройство ПАШ в пересечениях наруж- ных, внутренних панелей стен и перекрытий (я) и в уг- лах наружных стен (б) 1 - наружная панель; 2 - внутренняя панель; 3 - перекрытие; 4 - ПАШ 1.9. СОВЕРШЕНСТВОВАНИЕ КОНСТРУКТИВНЫХ РЕШЕНИЙ ЗДАНИЙ И ПОВЫШЕНИЕ ИХ ЭКОНОМИЧЕСКОЙ ЭФФЕКТИВНОСТИ Поведение крупнопанельных зданий во время землетрясе- ний подтверждает надежность этих систем и достаточную обосно- ванность заложенных в СНиП 11-7-81 основных принципов про- ектирования. В самом деле, возникающие при сотрясениях рас- четной интенсивности повреждения не снижают несущую и экс- плуатационную способность зданий. Трещины в монтажных го- ризонтальных швах, вертикальных и горизонтальных стыко- вых соединениях несущих конструкций предопределяются сбор- ностью всей системы здания. Нормы не исключают появление 84
подобного рода трещин. Однако незначительность повреждений не означает наличие чрезмерных резервов, реализуя которые можно существенно снизить расход металла и затрат труда при монтаже зданий. В действующих проектах стыковые соеди- нения весьма металлоемки и трудоемки в выполнении за счет применения сварки и значительного числа свариваемых вы- пусков или закладных деталей. Вместе с тем именно такой прин- цип обеспечения хорошей пространственной работы крупнопа- нельных зданий при сейсмических воздействиях и делает их на- дежными системами для массового строительства. Не обоснован- ное расчетами и всесторонней экспериментальной проверкой снижение расхода металла на выполнение соединений или пере- ход на другие их конструктивные решения чревато снижением сейсмообеспеченности таких пространственных систем и повы- шением затрат на ее восстановление после землетрясений. Но несмотря на это, все же целесообразно совершенствовать конст- рукции связей как одного иэ основных источников уменьшения металлоемкости и трудоемкости строительно-монтажных работ. Одним иэ направлений следует считать переход на бессварной тип стыковых соединений с последующим замоноличиванием. В ряде стран они уже нашли достаточно широкое применение, например в СФРЮ, Кубе в разработке ЦНИИЭП жилища, в Ру- мынии. Переходя к бессварным соединениям, следует помнить о необходимости обеспечения устойчивости стеновых конструк- ций до набора прочности бетоном замоноличивания в верти- кальных стыковых соединениях, а также о повышении надеж- ности связей между элементами перекрытий и торцевыми сте- новыми панелями. Другим направлением-можно считать переход на армирова- ние зданий в построечных условиях напрягаемой канатной арма- турой класса К-7. Подсчеты свидетельствуют о возможности получения эко- номического эффекта при условии строительства таких зданий в районах сейсмичностью 7 и 8 баллов в пределах 5-5-10 % эконо- мии стали и до 15 % снижения суммарных трудозатрат. Может рассматриваться и проверяться на эксперименталь- ном объекте -с проведением натурных динамических испытаний вопрос о дифференцировании прочности бетона несущих конст-’ рукций по высоте здания. Представляется перспективной заме- на в верхних этажах зданий высотой не менее девяти этажей не- сущих панелей из тяжелого бетона панелями из легких кон- струкционных бетонов. Одним из условий повышения сейсмостойкости зданий счи- тается снижение их веса. Этого можно достичь в результате комплексного применения легких бетонов в несущих конструк- циях, что позволяет снизить массу конструкций на 25-? 30 %. 85
Развитие крупнопанельного домостроения в сейсмически активных районах началось со зданий с узким шагом попереч- ных стен 2,6 и 3,2 м. Постепенно шаг увеличивался вплоть да 6,3 м в серии 135. В настоящее время этот процесс продолжа- ется. Высказываются предложения о переходе в жилых зданиях на шаг 7,2 м. Видимо, правильнее рассматривать вопрос о рас- ширении возможностей зданий смешанного шага стен, предпо- лагая при этом тщательную проработку конструктивной схемы здания. Следует иметь в виду неизбежность ухудшения прост- ранственной жесткости последнего при более редком размеще- нии в нем вертикальных жесткостей. Усложняются и решения стыковых соединений. При этом вряд ли оправданными ока- жутся бессварные стыки конструктивных элементов зданий. Применение максимально укрупненных элементов перекры- тий и связи между ними, обеспечивающие жесткость горизон- тального диска из плоскости и в плоскости, позволяет несколь- ко смягчить требования выполнения стен сквозными на всю ширину зданий. Анализ поведения при землетрясениях зданий узкого шага поперечных стен с перекрытиями на конструктив- ную ячейку, дал достаточно оснований для допущения несоос- ностей поперечных стен до 1,2 м без выполнения требования усиленного армирования стен перпендикулярного направления в местах примыканий. Выше было показано, что в зданиях се- рии 1-464АС эффект тарана не проявлялся. В этих же типах зданий при соответствующей проектной проработке для райо- нов сейсмичностью 7 и 8 баллов и высотой не более пяти этажей представляется возможным устройство эркеров при условии введения в плоскости стен дополнительных компенсирующих железобетонных жесткостей. Эркеры должны иметь фундамен- ты, составляющие единое целое с фундаментами зданий. Введе- ние этих элементов будет способствовать улучшению их архи- тектурного облика. Необходимо отказаться от унификации решений конструк- ций зданий, проектируемых для различной сейсмичности райо- нов строительства и в первую очередь 7 и 8 баллов. Мощность связей (количество выпусков и их диаметр) целесообразно принимать различной для невысоких и повышенной этажности зданий. Возможно также сокращение расхода цемента за счет снижения класса бетона несущих конструкций в зданиях высо- той до пяти этажей по сравнению со зданиями высотой девять и более этажей в случае равной расчетной сейсмичности.
ГЛАВА 2. КАРКАСНЫЕ ЗДАНИЯ Объемы строительства многоэтажных каркасных зданий различного назначения в сейсмоопасных районах страны тради- ционно составляют значительную долю в общих объемах вво- димых в действие площадей. В каркасных конструкциях реша- ется подавляющая часть производственных зданий и инженер- ных сооружений промышленного и агропромышленного комп- лекса, общественных зданий, многие объекты социально-бытово- го и культурного назначения, некоторые высокие жилые дома в столицах союзных республик и других крупных городах. Значи- тельны масштабы строительства каркасных зданий в сейсмичес- ки активных районах многих зарубежных стран. В связи с этим, совершенствование объемно-планировочных и конструктивных решений многоэтажных сейсмостойких кар- касных зданий, повышение их надежности и экономичности представляет одну из актуальных задач совместных поисков архитекторов и инженеров-конструкторов, научных работни- ков, проектировщиков и строителей. Критерием эффективности и обоснованности существую- щих принципов проектирования, расчетных и конструктивных мероприятий по сейсмозащите объектов строительства является анализ их работы иа основе изучения последствий сильных зем- летрясений. Землетрясения как строгий экзаменатор выявля- ют, с одной стороны, слабые стороны систем несущих и нене- сущих конструкций зданий, а с другой, предоставляют объек- тивную информацию для совершенствования проектных ре- шений. В настоящей главе рассмотрены характерные повреждения каркасных зданий при землетрясениях, проведен анализ совре- менных подходов к проектированию и строительству. Основ- ное внимание уделено каркасным зданиям из индустриальных изделий и конструкций заводской готовности, удовлетворяю- щим требованиям технологичности и надежности функциониро- вания, рациональной материалоемкости, экономичности. Для знакомства с существующими методами расчета и конструиро- вания читателю можно порекомендовать многочисленные мо- нографии, сборники научных трудов, справочники и пособия [3, 12, 13, 17, 29, 42, 50, 53, 76, 77, 100, 105, ПО, 116, 124]. Далее кратко изложены'особенности расчета каркасных зданий на сейсмические воздействия в соответствии с требованиями главы СНиП П-7-81, в том числе на основе динамического рас- чета с использованием акселерограмм. В заключение отмечены новые конструктивные решения многоэтажных зданий с железо- бетонным и стальным каркасом, в том числе с ядрами и диаф- 87
рагмами жесткости, системами решетчатых связей, с последую- щим натяжением перекрытий, безригельным каркасом, плос- кими ригелями и др., которые находятся в стадии научных ис- следований, экспериментального проектирования и строитель- ства. Их широкое внедрение, как и других систем сейсмозащи- ты, позволит в ближайшие годы решить главную задачу в облас- ти капитального строительства - повысить технико-экономичес- кий уровень и превратить строительное производство в единый индустриальный процесс с высоким качеством проектных и строительных работ, сокращением сроков сооружения объектов и освоения производственных мощностей . 2.1. ХАРАКТЕРНЫЕ ПОВРЕЖДЕНИЯ ЗДАНИЙ С ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМ И СТАЛЬНЫМ КАРКАСОМ ПРИ ЗЕМЛЕТРЯСЕНИЯХ Анализ повреждений зданий и сооружений с железобетон- ными и стальными несущими и ограждающими конструкциями при. сильных землетрясениях посвящено большое число работ, например [8, 17, 28-30, 50, 53, 54, 76-79, 82]. При землетря- сениях последних десятилетий в зону интенсивных сейсми- ческих воздействий наряду со старыми попадает все большее число современных зданий, запроектированных и построенных с учетом требований норм по сейсмостойкому строительству. При инженерных оценках макросейсмического эффекта зем- летрясений все чаще приходится рассматривать современные ин- дустриальные конструкции, анализировать реальные схемы их деформирования, характер повреждений и разрушений, соот- ветствие расчетных предпосылок действительной картине пове- дения при интенсивных воздействиях. На основании анализа последствий сильных землетрясений, произошедших на тер- ритории СССР (Дагестанских 1970 и 1975 гг., Сары - Камыш- скрго 1970 г., Джамбулского 1971 г., Газлинских 1976 и 1984 гг., Баткено - Исфаринского 1977 г.. Карпатского 1977 г., Кайраккумского 1985 г.), а также землетрясений на территории зарубежных стран рассматриваются основные группы факто- ров, определяющих степень и характер'повреждения железобе- тонных и стальных конструкций, их пригодность к дальнейшей эксплуатации (ремонту, восстановлению или усилению). Опыт последних землетрясений свидетельствует в целом о достаточно высокой способности железобетонных и стальных конструкций каркасных зданий сопротивляться интенсивным сейсмическим воздействиям и обеспечивать безопасность людей и сохранность материальных ценностей. Соблюдение требований норм по сейсмостойкому строительству и качественное выпол- 88
нение строительно-монтажных работ является гарантией отсут- ствия сильных повреждений зданий при землетрясениях, сохра- нения ими эксплуатационной способности. Вместе с тем- неред- ки случаи значительных повреждений и разрушений каркасных сооружений из-за недостаточной прочности элементов и их со- единений, и, что особенно важно, малой способности к развитию интенсивных деформаций (перемещений). Последнее обстоя- тельство существенно влияет на предельные состояния сооруже- ний в целом и часто определяется податливостью конструкций. Она характеризуется способностью выдерживать знакоперемен- ные циклы значительных деформаций за пределами упругости без существенного снижения несущей способности. Податли- вость несущих железобетонных и стальных конструкций при землетрясениях в большой степени определяет сохранность эле- ментов заполнения и ограждения, второстепенных конструк- ций, внутреннего инженерного и встроенного технологического оборудования и коммуникаций. Часто наблюдаемые разруше- ния самонесущих кирпичных стен каркасных зданий являются следствием недостаточной прочности и податливости основных н ограждающих конструкций и элементов их сопряжений. Необходимая степень податливости железобетонных кон- струкций должна обеспечиваться выбором марок бетона и ар- матуры, степени продольного и поперечного армирования, а также соответствующей компоновкой и конструированием эле- ментов. По существу, речь идет о необходимости предотвраще- ния возможности хрупкого разрушения. Основные типы повреждений н разрушений железобетон- ных конструкций при землетрясениях обычно связывают с ха- рактером возникающих усилий и деформаций [30]. Разрушения и повреждения при изгибе и внецентренном сжатии наиболее часто наблюдаются в колоннах, ригелях, эле- ментах обвязок и узловых сопряжениях каркасных зданий, в от- дельно стоящих конструкциях, стенах-диафрагмах и плитах перекрытий при изгибе из плоскости. В зависимости от степе- ни повреждения образуются и раскрываются трещины в бе- тоне, оголяется арматура, отслаивается и выкрашивается бетон, выпучиваются отдельные стержни продольной арматуры, отры- вается поперечная арматура. При этом, как правило, резко па- дает жесткость и прочность конструкций происходит, так назы- ваемая деградация характеристик элементов. При наличии боль- ших вертикальных сжимающих усилий, чередующихся с растя- гивающими, например в крайних колоннах, вблизи сопряжений с ригелями, наблюдается раздавливание или раздробление бето- на с выпучиванием продольной арматуры. Разрушения и повреждения от преобладающего влияния по- перечных сдвигающих сил при изгибе характерны для широких или невысоких колонн каркасов, отдельных защемленных по концам стоек и простенков, широких обвязочных балок. Такие 89
повреждения, приводящие к хрупким разрушениям по наклон- ным сечениям, появлению и раскрытию сквозных наклонных трещин^ выкрашиванию и раздроблению бетона, часто наблю- дались при землетрясениях в Сан-Фернандо 1971 г., Токачи - Оки 1968 г., Кайраккуме 1985 г. Их проявление подтверждает актуальность повышения требований глав СНиПа 11-7-81 и 2.02.01—83 по обеспечению прочности конструкций по наклон- ным сечениям. В отдельных стенах-диафрагмах, ядрах жесткости, лифто- вых шахтах, как и в крупнопанельных домах, большие сдвига- ющие нагрузки вызывают в первую очередь появление контур- ных трещин в местах сопряжений или- примыканий конструкций, сдвиги по горизонтальным и вертикальным стыкам, а затем при- водят к диагональным трещинам в глухих стенах и наклонным из углов оконных и дверных проемов, особенно в перемычках над ними. Разрушения и повреждения от скалывания проявляются в виде вертикальных трещин в опорных (граневых) сечениях ба- лок и панелей покрытия и междуэтажных перекрытий (рис. 2.1). Разрушения и повреждения от кручения зданий наблюдают- ся в угловых вертикальных несущих элементах - колоннах, стенах-диафрагмах, ядрах жесткости в виде сетки произвольно ориентированных наклонных трещин. Разрушения и повреждения от выдергивания арматуры, в том числе закладных деталей сборных конструкций, имеют место в конструкциях каркасов зданий и элементах стенового ограждения. Описанные типы повреждений и разрушений конструкций в чистом виде наблюдаются редко и, как правило, проявляются в самых разнообразных сочетаниях. Основная часть разрушений и повреждений вызвана расстройством стыковых соединений стержневых элементов и панелей зданий, интенсивными дефор- мациями закладных деталей, обрушениями поддерживаемых конструкций из-за малой площади их опирания, разрушениями от соударения смежных отсеков зданий. При землетрясении в Дагестане, Газли, Бухаре, Кайраккуме, Кишиневе наблюдались случаи расслоения монолитных железобетонных конструкций вдоль швов бетонирования или на участках замоноличивания, выполненных с нарушением технологических требований (рис. 2.2). В целом степени повреждения зданий и показатели повреж- денности железобетонных несущих конструкций [82] опреде- ляются сейсмотектоническими особенностями землетрясения и геологическими условиями площадки строительства, свойства- ми грунтов, спектральным составом, интенсивностью, продол- жительностью, повторяемостью воздействий, объемно-планиро- вочным и конструктивным решениями здания или сооружения, 90
Рис. 2.1. Разрушения балок и колош ремеитиого цеха в пос. Гаэли (1976 г.), построенного без антисейсмических усилений Рис. 7.2. Повреждение монолитной железобетонной колонны первого каркасного этажа пятиэтажного жилого дома в Буйнакске (расчетная сейсмичность 7 баллов) 91
степенью антисейсмического усиления и качеством его выпол- нения, а также особенностями компоновки и конструирования элементов (степень насыщения арматурой и ее распределение по объему, толщина защитного слоя бетона, пластические свой- ства бетона и арматуры и т. п.) и их сопряжений. Результаты многих обследований зданий свидетельствовали о сущесувенном влиянии грунтово-геологических условий на степень и характер повреждения конструкций. В ряде районов, где интенсивность колебаний не превышала 4-5 баллов, пред- варительные неравномерные осадки оснований были причиной весьма интенсивных деформаций и повреждений. По-видимо- му, назрела необходимость при расчете на сейсмические воздей- ствия зданий, строящихся в районах с потенциально возможны- ми просадками оснований, учитывать вероятность совместного проявления обоих факторов. Следует отметить, что в зданиях с одинаковыми конструк- тивными схемами при различных сейсмотектонических харак- теристиках землетрясений наблюдались повреждения, разные по характеру, по степени и возможности дальнейшего исполь- зования несущих конструкций. Так, импульсивный характер и небольшая продолжительность Баткено-Исфаринского земле- трясения и преобладающее влияние вертикальных колебаний вызвали едва заметные-горизонтальные трещины в консольных железобетонных конструкциях (памятники, постаменты под оборудование). При сравнительно продолжительном Карпат- ском землетрясении в аналогичных конструкциях наблюдались трещины до 0,5—2 мм, с шагом 20-30 см по высоте. Анало- гичные трещины вдоль стыковых соединений панелей были от- мечены при обследовании крупнопанельных зданий. К характерным типам повреждений многоэтажных зданий со стальным каркасом относятся [29]: интенсивные остаточные деформации каркасов; потеря местной устойчивости колонн, элементов ферм, башен связей и др.; разрушения конструкций и их сопряжений от малоцикловой усталости в условиях ин- тенсивных повторных знакопеременных деформаций; обруше- ния и повреждения заполнения каркасов зданий; падение ограж- дающих конструкций, повреждение сопряжений несущих конст- рукций и ограждения; повреждение коммуникаций, инженерно- го и встроенного технологического оборудования; опустоши- тельные пожары. Характерным примером повреждений зданий небольшой вы- соты (два-три этажа) является повреждение конструкций двух зданий инженерной и химической школ Университета в г. Кон- сепсьон во время землетрясения в Чили 21 и 22 мая 1960 г. [45]. Здание инженерной школы — трехэтажное, с шагом сталь- ных колоии 7,65 м и диагональными связями в двух пролетах, расположенными симметрично относительно поперечной оси 92
предполагаемая схема деформирования здания Рис. 2.3. Схемы стального каркаса инженерной школы в г. Консепсь- он (Чили) (рис. 2.3). Колонны прямоугольного сечения образованы изог- нутыми в виде швеллера листами со сваркой вдоль кромок по- лок; балки и прогоны, несущие железобетонные плиты перекры- тий и покрытия, - аналогичной конструкции. Первый этаж был выполнен открытым для движения людей, а на втором и треть- ем устроено сплошное ленточное остекление. Здание химичес- кой школы длиной около 70 м имело аналогичное конструк- тивное решение. Первый' сейсмический толчок утром 21 мая 1960 г. привел к разрушению всех связей в обоих зданиях, и второе сейсми- ческое воздействие 22 мая каркасы воспринимали без связей. 93
Разрушения связей произошли по сварному шву и имели хруп- кий характер. Об интенсивности воздействия 22 мая свидетель- ствует вытяжка всех анкерных болтов на 5—6 мм, разбитые стекла, повреждения лестниц и наружных навесных стен. Отор- вавшаяся часть диагональной связи прочертила на нижней полке горизонтальной балки (точка "а” на рис. 2.3) след длиной 12 см, что характеризует амплитуды колебаний первого этажа относи- тельно фундамента порядка 6 см. После землетрясения 22 мая здания усилили диагональными связями такой же формы в уровне всех трех этажей. Проведенный расчетный анализ работы каркаса инженерной школы при действии трех видов сейсмических воздействий по- казал, что добавление связей не всегда повышает несущую и де- формационную способность каркаса. Так, включение связей в уровне первого этажа приводит к перемещению зон пластичес- кого деформирования ко второму этажу. Добавление связей в верхних этажах еще более снижает изгибные деформации ко- лонн, но тогда критической становится нагрузка на связи. По мнению американских специалистов, в каждом конкретном случае проектировать подобные здания, со связями необходи- мо в зависимости от спектрального состава предполагаемого воздействия, так как увеличение жесткости при высокочастот- ном воздействии приводит к снижению надежности конструк- ций со связями. При землетрясении с длиннопериодными коле- баниями некачественная приварка связей является причиной их отрыва на первой стадии воздействия, и эффективность свя- зей резко снижается. В Кишиневе во время Карпатского землетрясения 1977 г. интенсивность воздействия составляла около 6 баллов, с неко- торым превышением для отдельных районов. В городе отмечены незначительные повреждения каркасных зданий со стальными несущими конструкциями. Лишь в трехзтажной школе № 2 со стальным каркасом и стеновым заполнением иэ блоков пиль- ного известняка стены и перегородки получили интенсивные повреждения в виде наклонных трещин, особенно в направлении преобладающего сейсмического воздействия (с ЮЗ на СВ). Во многих четырех-пяти этажных зданиях в г. Кишиневе, отмечены следы таранящего действия перекрытий на стены (особенно в местах примыкания лестничных площадок и при несовпадении уровней смежных участков перекрытий, рис. 2.4). Сильно по- страдали конструкции старого здания школы от взаимных соу- дарений с переходом в новую каркасную часть здания. Для многоэтажных зданий четко прослеживаются: большая устойчивость к сейсмическим воздействиям по сравнению со зданиями небольшой высоты; зависимость степени повреждения конструкций от преобладающего периода сейсмических колеба- ний, а также типа оснований и фундаментов; связь между сте- 94
Рис. 2Д. Повреждения стенового заполнения здания школы со сталь- ным каркасом в Кишиневе пенью повреждения конструкций стен и их способностью участ- вовать совместно с каркасом в воспринятая сейсмических на- грузок и деформироваться вместе с ним. Первое обстоятельство обусловлено повышенным внимани- ем к проектированию и строительству высотных зданий, прове- дением поэтапных натурных исследований с корректировкой конструктивного решения, повышенным контролем качества работ, что в совокупности обеспечивает требуемую степень не- сущей и деформационной способности сооружений. Самым на- глядным примером является 43-этажная башня Патино Амери- кано, построенная в г. Мехико в 1955 г. и успешно выдержавшая пять сильных землетрясений, в том числе самые интенсивные 28 июля 1957 г. и 19 сентября 1985 г. Согласно полученным при землетрясении 1957 г. акселерограммам, преобладающий период колебаний грунта составлял около 2,5 с, т. е. находился в интервале между периодами колебаний здания по первой и второй формам (3,66 и 1,54 с). Во время землетрясения в Сан-Франциско в 1906 г. из де- сяти зданий со стальным каркасом и кирпичным заполнением 95
высотой от 10 до 16 этажей ни одно не разрушилось. В Чили в 1960 г. возведенное до десятого этажа многоэтажное здание со стальным каркасом серьезных повреждений не получило. В г. Мехико многие многоэтажные здания успешно выдержали землетрясения 1957, 1960 и 1962 г. Из 27 зданий со стальным или монолитным железобетонным каркасом с жесткой армату- рой высотой от 10 до 43 этажей во время землетрясения 1957 г. лишь одно здание с частичным стальным каркасом, находивше- еся в стадии строительства, обрушилось. Несколько колонн 13-зтажного здания Каса Патино оказались перенапряженными из-за больших вертикальных нагрузок. При землетрясении Канто, 1923 г., в Токио из 16 зданий со стальным каркасом высотой четыре-семь этажей шесть зданий с железобетонными стенами имели незначительные повреждения, а. остальные с заполнением каркасов кирпичной кладкой получи- ли повреждения заполнения перегородок лифтовых шахт. Ценные данные были получены при изучении последствий землетрясения на Аляске 27 марта 1964 г. (М = 8,2—8,6, ин- г тенсивность 11-12 по—Модифицированной шкале Меркалли,' преобладающий период парядка 0,5 с), так как основные эда-~ ния гг. Анкоридж, Сьюварде, Вальдеж и Кодиак были построены в соответствии с современными тенденциями и требованиями Единого строительного кода США. Здание отеля ’’Вествард” высотой в 15 этажей со стальным каркасом к моменту землетрясения не было закончено, но по- лучило большие разрушения из-за соударения с соседними здани- ями. 'В другом здании со стальным каркасом и массивными стволами вокруг лифтов и лестничных клеток отмечены значи- тельные повреждения, особенно около жестких шахт. Шести- этажное здание "Кордова” внешне пострадало очень сильно, но существенные разрушения несущих конструкций были ограни- чены колоннами, из которых одна, угловая, укоротилась на 150 мм из-за потери устойчивости при повторных циклах нагру- жения. Это было* обусловлено длительностью воздействия (по некоторым оценкам, до 7 мин) и жестким присоединением стен к колоннам, что привело к передаче на них значительно большей, чем по расчету, нагрузки. Один из уроков этого землетрясения заключается в том, что жесткие элементы в гибких зданиях являются очагами разрушений и их следует избегать. Это подтверждают также ре- зультаты изучения последствий землетрясений в Ниигата (Япо- ния) в июне 1964 г., когда сильно пострадали здания со сталь- ным каркасом и гибким первым этажом, в Бухаресте и Кишине- ве после Карпатского землетрясения 4 марта 1977 г. Анализ последствий многих землетрясений свидетельствует также о большом материальном ущербе, причиняемом инженер- ным коммуникациям, внутреннему оборудованию и сетям при • 96
повреждениях и интенсивных деформациях несущих конструк- циий. Особенно часто получают повреждения оборудование и ограждающие их конструкции в котельных, что приводит в ряде случаев к длительным перерывам в теплоснабжений школ, дет- ских садов, больниц и других зданий. Поэтому изучению пара- метров колебаний встроенного оборудования при землетрясе- ниях и обеспечению их сейсмостойкости в последние годы уде- ляется повышенное внимание. Результаты анализа последствий землетрясений позволяют сделать следующие выводы: а) здания со стальными несущими конструкциями, как правило, обладают высокой степенью сей- смостойкости; требования .современных норм к их проектиро- ванию достаточно эффективны; б) при выборе рациональных конструктивных решений следует учитывать сейсмотектоничес- кие особенности возможных очагов землетрясений и характер проявления сейсмических воздействий для конкретной площад- ки строительства (амплитуды колебаний, частотный состав, про- должительность, повторяемость и т. п.); в) необходимо обра- щать внимание на более четкое соблюдение принятых при проек- тировании расчетных схем, принципа непосредственной переда- чи усилий на фундаменты, распределения сейсмических нагру- зок между несущими конструкциями, надежное и качественное выполнение узловых сопряжений несущих конструкций между собой и с элементами ограждения; изменения схем при рекон- струкции, расширении и т. п. должны обосновываться расчетом; г) степень повреждения зданий во многом определяется спо- собностью конструкций заполнения и ограждения воспринимать сейсмические нагрузки совместно с каркасом и деформировать- ся с ним; в связи с частыми повреждениями и обрушениями са- монесущих кирпичных стен, а также панелей стенового огражде- ния следует скорректировать некоторые требования СНиП по их проектированию и креплению к каркасу; для высотных зданий более экономичными являются решения, при которых обеспе- чивается совместная работа наружных стен со стальным карка- сом; д) следует избегать включения в схемы гибких стальных каркасов отдельных жестких элементов, так как они являются очагами интенсивных повреждений и разрушений. Анализ работы зданий со стальным каркасом позволил выя- вить характерные типы и степени повреждения конструкций, разработать предложения по совершенствованию описательной части сейсмической шкалы и методики инженерного анализа последствий землетрясений1. Проверочные расчеты отдельных объектов позволили уточнить действительный характер колеба- ний конструкций при землетрясении и с этих позиций оценить *См. Методические рекомендации по анализу последствий эемлетрясе- ний/ЦНИИСК нм. Кучеренко. - М., 1980. 4-477
рекомендации по назначению параметров расчетных предельных состояний стальных каркасов [29]. Таким образом, при оценке интенсивность землетрясений по степени повреждения конструкций современных зданий (с анти- сейсмическими мероприятиями и без них), а также при анализе эффективности антисейсмических мероприятий следует учиты- вать все факторы, включая специфические особенности земле- трясений. Анализ последствий землетрясений в Гаэли 1984 г. и Кай- раккуме 1985 г. подтвердил необходимость развития "Методики инженерного анализа последствий землетрясений” и совершенст- вования методов количественной оценки повреждений конст- рукций [82]. Предложенные количественные характеристики позволяют более обоснованно устанавливать в нормативных до- кументах параметры физических и расчетных предельных состо- яний, оценивать, какого состояния достигли конструкции после конкретного землетрясения, а также проводить оценки интен- сивности проявления сейсмического воздействия на строитель- ной площадке. С помощью количественных характеристик мож- но проводить сопоставительный анализ работы зданий с различ- ными объемно-планировочными и конструктивными решения- ми, выявлять резервы несущей способности конструкций и раз- рабатывать предложения по корректировке нормативных требо- ваний. Количественные характеристики повреждений позволяют прогнозировать состояние конструкций зданий на основе натур- ных и модельных испытаний и последующего расчетного анали- за [83]. Наконец, количественные характеристики являются основой для принятия решений при ремонте, восстановлении, усилении или сносе поврежденных объектов [54] как после землетрясений, так и при разработке мероприятий по рекон- струкции и техническому переоснащению действующих пред- приятий. Такой подход реализован, в частности, при подготовке республиканского нормативного документа для Алма-Аты по восстановлению и усилению промышленных и некоторых типов жилых зданий (совместные разработки Казахского Промстрой- НИИпроекта и ЦНИИСК им. Кучеренко).
2.2. КОНСТРУКТИВНЫЕ СИСТЕМЫ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ С ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМ И СТАЛЬНЫМ КАРКАСОМ 1 Основные конструктивные системы. Каркасы промышлен- ных, жилых и общественных многоэтажных зданий, проектиру- емых для строительства в сейсмических районах, по способу воспринятая горизонтальных нагрузок могут быть решены: а) по рамной схеме, с жесткими узлами колонн и ригелей, при кото- рой горизонтальные сейсмические нагрузки воспринимаются в основном элементами каркаса; при их проектировании реко- мендуется учитывать повышенную деформативность зданий вы- сотой более 12 этажей и с небольшими размерами в плане, а также неравномерность распределения по высоте изгибающих моментов от горизонтальных нагрузок; зто затрудняет унифи- кацию элементов каркаса, и с повышением высоты зданий снижает технико-экономические показатели; б) по рамно- свяэевой схеме, с системами связей и вертикальных диафрагм жесткости, при которой преобладающая часть горизонтальных нагрузок с помощью междуэтажных перекрытий передается на специальные вертикальные элементы жесткости (диафрагмы, свяэевые блоки, торцевые стены, стены лестничных клеток, лифтовых шахт и т. п.), а некоторая часть горизонтальных на- грузок воспринимается рамами. Применение этой схемы обычно приводит к уменьшению величин и выравниванию изгибающих моментов в элементах рам от горизонтальных нагрузок, благо- даря чему облегчается возможность унификации элементов каркаса; диафрагмы, воспринимающие горизонтальную на- грузку, следует устраивать на всю высоту здания регулярно, по возможности часто и симметрично относительно осей здания (отсека); в) по связевой схеме, с шарнирными или податливы- ми узлами колонн и ригелей, при которой основная часть сей- смических нагрузок воспринимается системами связей, диаф- рагмами, ядрами жесткости, а каркасы воспринимают только вертикальные постоянные и временные нагрузки; г) по прост- ранственной рамно-связевой схеме, при которой горизонталь- ные сейсмические нагрузки воспринимаются плоскими рамами с ядрами жесткости, пространственным наружным каркасом с ядром жесткости, пространственным связевым каркасом или пространственным каркасом в виде двух и более систем рам. Обычно выбор схемы каркаса должен производиться на ос- нове сравнения вариантов и их технико-экономического анализа * Настоящий и следующий разделы подготовлены по материалам “Посо- бия по проектированию многоэтажных жилых и общественных каркас- ных зданий для строительства в сейсмических районах”, разработанно- го в 1984-1985 гг. ЦНИИСК им. Кучеренко н ТбилЗНИИЭП совместно с ТашЗНИИЭП, АрмНИИСА, ИСМиС АН ГрССР, Казахским Промстрой- НИИпроектом, Казахским отделением ЦНИИпроектсталькоисгрукцня, НИИЖБ, ЦНИИЭП жилища, НИИСА Госстроя КиргССР и ФПИ (Пособие не опубликовано). 99
в зависимости от количества и высоты этажей, размеров сетки колонн, величин ветровой и сейсмической нагрузок, а также грунтовых условий. Рекомендации по областям рационального применения кон- структивных схем многоэтажных каркасных зданий с расчетной сейсмичноспо 7-8 и 9 баллов приведены в работе [29]. В практике проектирования нередко используются смешан- ные решения, когда в одном направлении (обычно поперечном) здания выполняются по рамной схеме, а в другом — по рамно- связевой. В случаях, когда основанием здания являются большие тол- щи рыхлых грунтов, предпочтение следует отдавать схемам каркаса, обладающим сравнительно более высокой жесткостью (каркасы с диафрагмами жесткости, с заполнением, включаю- щимся в работу рам,и т. п.). Общие принципы проектирования. Следует отметить, что все требования и рекомендации по проектированию каркасных зда- ний определяются главой СНиП II-7-81, пособиями к СНиП и другими рекомендательными документами. Высота (этажность) зданий должна назначаться в соответствии с требованиями "Ука- заний по размещению объектов строительства и ограничения этажности зданий в сейсмических районах** (СН 429-71), а вы- бор объемно-планировочных и конструктивных решений, кон- струкций и материалов - в соответствии с Техническими прави- лами. . Современный подход к расчету и конструированию каркас- ных зданий для сейсмических районов ориентирован на широ- кое применение электронно-вычислительной техники и разра- ботку автоматизированных систем проектирования сейсмостой- ких зданий [105,106]. Сейсмостойкость многоэтажных каркасных зданий опреде- ляется ненаступлением с определенной обеспеченностью при землетрясениях расчетной интенсивности предельных состояний здания в целом и отдельных элементов конструкций [12, 28]. Расчетное предельное состояние здания в целом характеризует- ся таким состоянием его конструкций, при котором обеспечива- ется общая устойчивость здания, безопасность находящихся в нем людей, сохранность ценного оборудования. Критерии физи- ческих предельных состояний зданий определяют-условия, при которых полностью исчерпывается несущая способность конст- рукций, здание становится полностью непригодным к эксплуа- тации или дальнейшая эксплуатация становится невозможно]) по техническим, социально-экономическим или иным причинам. Предельные* состояния отдельных элементов конструкций (несущих, ненесущих внутренних стен, перегородок и др.) определяются условиями превышения внутренними усилиями, перемещениями или деформациями их допустимых предель- ных значений. 100
Сейсмостойкость многоэтажных каркасных зданий, как и зданий с другими конструктивными системами, обеспечивает- ся: выбором благоприятной в сейсмическом отношении площад- ки строительства; использованием объемно-планировочных ре- шений, конструктивных схем и материалов, соответствующих указаниям п. 1.2 СНиП 11-7-81; назначением несущих конструк- ций, элементов и их соединений в соответствии с результатами расчета зданий при основном и особом сочетании нагрузок, включая сейсмические воздействия; применением специальных конструктивных мероприятий; высоким качеством выполне- ния строительно-монтажных работ. Согласно главе СНиП 11-7-81, при проектировании зданий для строительства в сейсмических районах следует учитывать интенсивность сейсмического воздействия в баллах (сейсмич- ность) и его повторяемость. Интенсивность и повторяемость принимаются по картам сейсмического райони)х>вания терри- тории СССР (прил. 1 и 2 СНиП), в которых сейсмичность от- носится к участкам со средними по сейсмическим свойствам грунтами (II категории согласно табл. 1 норм). Сейсмичность строительной площадки должна определяться на основе сейсми- ческого микрорайонирования (МСР), а для районов, где карты МСР отсутствуют, допускается ее определять по табл. 1 норм. Расчетные сейсмические нагрузки и конструктивные меро- приятия по обеспечению сейсмостойкости зданий принимаются в зависимости от их расчетной сейсмичности, которая устанавли- вается по согласованию с утверждающей проект организацией в соответствии с табл. 5 норм. К основным требованиям по проектированию каркасных зданий для сейсмических районов относятся следующие: приме- нять, как правило, симметричные решения с равномерным рас- пределением масс и жесткостей и устраивать антисейсмические швы в зданиях со сложным очертанием в плане или с разными конструкциями отдельных участков; стремиться к максималь- ному снижению массы несущих и ограждающих конструкций за счет применения легких эффективных материалов и компонов- ки конструкций; обеспечивать возможность развития в железо- бетонных каркасах пластических деформаций, а жесткие узлы каркасов усиливать применением сварных сеток, спиралей или замкнутых хомутов, особое внимание уделять усилению по- перечной арматурой зон действия максимальных перерезы- вающих сил; обращать внимание на сопряжения сборных и сборно-монолитных конструкций, избегать хрупких соединений, неспособных к развитию упругопластических деформаций; при эамоноличивании сопряжений обеспечивать с помощью выпусков арматуры, устройством шпонок и другими мероприя- тиями надежную связь укладываемого на место бетона с бето- ном сборных конструкций; стремиться к укрупнению элемен- 101
тов н сокращению числа соединений при разрезке сборных с сборно-монолитных каркасов; обеспечивать при применении стальных каркасов возможность использования пластических резервов работы материала отдельных элементов и узлов, а также путем постановки специальных устройств энергопоглоти- телей, упругофрикционных соединений на высокопрочных бол- тах и др.; развитие пластических деформаций допускается, как правило, в элементах, работающих на изгиб и сдвиг, которые должны иметь конструктивные формы, характеризующиеся низким уровнем концентрации напряжений; области (зоны) развития пластических деформаций следует выносить нз эон сварных и болтовых соединений. При проектировании несущих конструкций высоких зданий (более 16 этажей) целесообразно применять каркасы рамно- связевой и связевой схем (с диафрагмами, связями или ядрами жесткости), отдавая предпочтение конструктивным схемам, в которых зоны пластичности возникают в первую очередь в го- ризонтальных элементах каркаса (ригелях, перемычках, об- вязочных балках и т. п.). Кроме того, при проектировании высо- ких зданий, помимо деформаций изгиба и сдвига в колоннах каркаса, следует учитывать осевые деформации, а также подат- ливость оснований и производить расчет на устойчивость против опрокидывания от действия горизонтальных сейсмических на- грузок. Особого внимания заслуживают здания с одним или несколь- кими каркасными нижними этажами с несущими стенами, ди- афрагмами или каркасом с заполнением. Частные случаи серь- езных повреждений и разрушений таких зданий прн землетря- сениях обусловливают необходимость соблюдения дополнитель- ных мероприятий для обеспечения устойчивости зданий и плас- тической работы конструкций каркасных нижних этажей. Строи- тельство таких зданий, как и любых высоких зданий, на пло- щадках, сложенных грунтами Ш категории, для которых харак- терны относительно длиннопериодные колебания грунта, нор- мами запрещено. Проектирование железобетонных каркасов. Требования к проектированию железобетонных каркасов многоэтажных зда- ний, помимо рекомендаций по унификации (разработки унифи- цированных каркасов межотраслевого назначения), технологич- ности и простоте устройства стыковых соединений, облегчению несущих и ограждающих конструкций, направлены на создание конструктивных систем, способных в максимальной степени к пластическому и неупругому деформированию, поглощению энергии колебаний при сейсмических воздействиях и снижению инерционных сейсмических нагрузок, генерируемых зданием в процессе колебаний. С этой целью на стадии проектирования целесообразно предусматривать специальные зоны образования 102
Рис. 2.5. Армирование узла сетками, расположенными нормально к оси колонны 1 - колонна; 2 - поперечный ригель;. 3 - продольный ригель; 4-сетки Рис. 2j6. Армирование примыкающих к узлу колонн и ригелей 103
пластических деформаций [12, 29, 51,66,95], продольное арми- рование колонн принимать не менее 1% и не более 6%, а риге- лей—от 1,5 до 3%. Особое внимание уделяется поперечному ар- мированию элементов каркасов в виде замкнутых сваркой хо- мутов (рис. 2.5), объемных спиральных каркасов и т.п., узлов ригелей и колонн (рис. 2.6), устройству соединений элементов сборных и сборно-монолитных каркасов. Стыки элементов каркаса могут осуществляться путем: сварки выпусков арматуры и замоноличивания стыка бетоном или раствором с передачей усилий через железобетон; заделки выпусков арматуры одного стыкуемого элемента в гнездах, расположенных в другом стыкуемом элементе и заполненных цементом или полимерраствором, с передачей усилий через железобетон; сварки стальных закладных деталей с передачей усилий через металл этих деталей; замоноличивания швов меж- ду элементами бетоном или раствором и последующего обжатия стыка натяжением арматуры с передачей усилий через пред- варительно напряженный железобетон; защемления одного из элементов посредством замоноличивания бетоном стаканного сопряжения с передачей усилий через бетон (например, для стыков колонн с фундаментами). При соединении плит сборно-монолитных перекрытий меж- ду собой и с ригелями допускается применение эамоноличива- ния стыков с петлевыми соединениями арматуры, перепуском ее внахлестку без сварки в соответствии с требованиями СНиП 2.03.01-84 или другими экспериментально проверенными спо- собами стыковки арматуры. Сопряжения элементов сборного и сборно-монолитного же- лезобетонного каркаса следует проектировать, обеспечивая не- обходимую устойчивость как отдельных элементов, так и кар- каса в целом на всех стадиях сборки. С этой целью допускается применять монтажные приспособления, рассчитываемые на вос- принятие нагрузок от собственного веса конструкций, ветра и монтажных нагрузок. Тенденции к максимальному повышению технологичности монтажа строительных конструкций диктуют целесообразность широкого использования зарубежного передового опыта по применению соединений элементов на болтах, в том числе высо- копрочных, зажимах и с использованием других приспособле- ний заводской готовности, а также экономичных закладных из- делий (нормальных и наклонных анкеров, холодноштампован- ных деталей н др.). В соответствии с результатами последних исследований НИИЖБ, ЦНИИСК им. Кучеренко, ТбилЗНИИЭП на основе обоб- щения результатов анализа последствий землетрясений разра- ботаны рекомендации по конструированию центральных зон жестких узлов железобетонных каркасов. 104
Несущую способность центральной эоны жесткого узла со- единения ригеля с колонной следует обеспечивать выше несу- щей способности по граневым сечениям примыкающих к узлу ригелей и колонн. В граневых сечениях ригелей и колонн, при- мыкающих к центральной эоне узла, суммарная несущая способ- ность колонн по изгибающему моменту при наиболее неблаго- приятном сечении продольных сил должна быть не менее сум- марной несущей способности ригелей при работе на изгиб. Центральную зону жестких узлов рам каркаса, восприни- мающих сейсмическую нагрузку, рекомендуется рассчитывать на прочность от действия знакопеременных усилий в сечениях по границам центральной' эоны узла. Величины этих усилий (М, Q, N) в рассчитываемом узле определяются для расчетной комбинации усилий при особом сочетании нагрузок сечения ко- лонны над узлом и соответствующих усилий в остальных эле- ментах, примыкающих к узлу. Разработанная методика более полно отражает физическую картину сложного напряженно- деформированного состояния узлов при сейсмических воздей- ствиях. Проектирование стальных каркасов. При проектировании стальных каркасов многоэтажных зданий первостепенное значе- ние для обеспечения высокой степени их сейсмостойкости име- ет выбор материалов для элементов и соединений несущих кон- струкций, рациональная компоновка объектов в целом и отдель- ных элементов конструктивных систем, при которой рациональ- но используются способность стали к развитию пластических де- формаций, а также обеспечение технологичности и индустриаль- ное™ проектных решений. Требования к экономному расходо- ванию стали в строительстве определяют целесообразность соз- дания унифицированных технических решений и методов расчета стальных конструкций на сейсмические воздействия. Как пока- зано в п. 2.1, мнение некоторых инженеров-конструкторов и архитекторов о возможности строить из стали сооружения с любыми конструктивными схемами, в силу ’’природной живу- чести” стальных конструкций не обоснованно и опровергает- ся опытом последних землетрясений (например, последним ка- тастрофическим землетрясением в Мехико, 19 сентября 1985 г.). Для элементов н соединений стальных каркасов, работаю- щих в упругой стадии при землетрясениях расчетной интенсив- ности, марки стали назначаются по табл. 50 СНиП 11-23-81. Эле- менты, в которых допускается развитие пластических дефор- маций, относятся к специальной подгруппе третьей группы в соответствии с п. 4.4.1. СТ СЭВ 3972-83: ’’конструкции, работа- ющие на сейсмические нагрузки и непосредственно их восприни- мающие, в которых развитие пластических деформаций сопро- вождается образованием пластических шарниров и расчет кото- рых на особое сочетание нагрузок выполняется без учета пере- распределения изгибающих моментов”. 105
К таким конструкциям предъявляются следующие требо- вания: рекомендуется, чтобы сталь имела площадку текучести длиной не менее 6Ry/E и отношение нормативных сопротивле- ний Run/Ryn > 13 a Ry < 380 МПа; при касательных напряже- ниях т >0,5Rs следует учитывать влияние поперечной силы на предельное значение изгибающего момента; перемещения изги- баемых элементов следует ограничивать исходя из предельных перемещений каркасов зданий в целом или отдельных их этажей. Марки стали, рекомендуемые для изготовления элементов конструкций, в которых допускается развитие пластических деформаций, приведены в табл. 2.1 [66]. Таблица 2.1. Марки стали Марка стали Категория стали ВСгЗсп ВСгЗсп 18Гсп 09Г2С 09Г2С 14Г2 15ХСНД 10ХСНД ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 380-71* ГОСТ 23570-79 ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 19281-73 ГОСТ 19281-73 ГОСТ 19281-73 ГОСТ 19281-73 12 12 В рамных каркасах колонны, как правило, проектируются замкнутого квадратного или круглого сечения, равноустойчи- вого относительно главных осей. При этом расчет колонн произ- водится в упругой стадии работы в соответствии с требования- ми СНиП 11-23-81. Ригели рамных каркасов рекомендуется выполнять нэ сварных и прокатных одностенчатых двутавров, в том числе бистальных, а также с гофрированной стенкой. Толщину плос- кой стенки из условия ограничения гибкости при развитии пластических деформаций в ригелях следует принимать при условной гибкости Xw < 1,6, что соответствует hef/tw < 1>6 VE/Ry, а свес поясов bef/tf<0,3v/ETfy, тде hef - расчетная высота стенки ригеля; tw и tf - соответственно тол- щина стенки и полки (пояса); bef - расчетная ширина полки; Е - мо- дуль упругости; Ry - расчетное сопротивление стали растяжению, сжа- тию, изгибу по пределу текучести. 106
Условную гибкость ригелей с гофрированной вертикальной стенкой следует принимать Xw < 3,8. В рамных стальных каркасах сварные узловые соединения двутавровых ригелей с колоннами замкнутого коробчатого и двутаврового сечений могут проектироваться двух типов: с накладками (рыбками), прикрепляющими полки ригелей к колоннам, и без накладок (рис. 2.7). Соединения без накладок более предпочтительны, надежны в работе, позволяют создавать зоны развития контролируемых пластических деформаций, но для их выполнения требуется по- вышенная точность изготовления и монтажа, а также дополни- тельные операции (фрезеровка торцов ригелей, устройство вы- резов в поясах и др.). Сварные соединения без накладок рекомендуется выпол- нять: с фрезерованными торцами ригелей; с увеличенной высо- 107
Рис. 2Л. Пространственный элемент стального каркаса с неразрезны- ми полками и стенками и зонами развития пластических деформаций (в); эскиз пространственного элемента (б) и деталь вырезов в уголках колонн для пропуска стенок и полок ригелей (в) той ригеля на опоре [66], что способствует развитию ограничен- ных пластических деформаций; с неразрезной стенкой и/илн полками ригелей, проходящих через тело колонны (рис. 2.8); при этом узлы выполняются в виде пространственных соедине- ний, а локализация пластических деформаций в заданных зонах ригелей конструктивно обеспечивается утонением полок с по- мощью фрез; для снижения концентрации напряжений зона утонения полок должна располагаться на расстоянии более ОДЬр от грани колонн, где hp - высота ригеля; радиус закруг- ления R « (-l-^O,25)hi/tf, где tf - толщина пояса ригеля; а глу- бина утонения полок - (0,07^-0,1) tf; при проверке прочности ослабленного сечения с учетом развития пластических деформа- ций коэффициенты сх и су (см. табл, ббтлавы СНиП П-23-81) следует принимать по фактическому отношению площади пояса к площади стенки ригеля в этом сечении. В случае создания зоны развития пластических деформаций вне узлового соединения расчет самого соединения .следует выполнять в предположении упругой работы, а расчет выпол- нять в соответствии с рекомендациями ’’Пособия”1. Условную * См. сноску на с. 99 108
гибкость стенки колонны в зоне узлового соединения следует ограничивать величиной hef/twk< VE/Ry? В рамно-связевых и связевых каркасах колонны рекомен- дуется проектировать из широкопоЛочных двутавров, крестово- го, замкнутого, квадратного и трубчатого сечения (первому ре- шению следует отдавать предпочтение при проектировании свя- зевых каркасов). Ригели связевых и рамно-связевых каркасов целесообразно проектировать из йрокатных широкополочных двутавров или сварных.двутавров с гофрированной стенкой. Узловые сопряжения и системы связей должны обеспечивать схему работы каркасов при землетрясениях в соответствии с принятыми на стадии проектирования расчетными динамичес- кими моделями и расчетными схемами. 2.3. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ НА СЕЙСМИЧЕСКИЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ Расчет многоэтажных каркасных зданий на сейсмические воздействия (точнее на особое сочетание нагрузок с учетом сей- смических воздействий) необходимо выполнять в соответствии с требованиями главы СНиП 11-7-81. При этом необходимо учи- тывать особенности предельных состояний многоэтажных кар- касов [28], их объемно-планировочных н конструктивных ре- шений. Расчет на сейсмические воздействия включает следующие этапы: устанавливается расчетная сейсмичность здания; произ- водится выбор, расчетной динамической модели здания и уста- навливаются ее параметры; определяются расчетные сейсми- ческие нагрузки, действующие на здание, и соответствующие им усилия в элементах конструкций, их деформации (перемеще- ния); выполняется проверка несущей и деформационной спо- собности конструкций и их соединений. В соответствии с рекомендациями СНиП расчет следует вы- полнять: на условные статические нагрузки, определяемые на основе спектральных коэффициентов динамичности (ко- эффициентов 0) в предположении упругого деформирования конструкций - п. 2.2а СНиП (по расчетным предельным состоя- ниям группы 1а); с использованием инструментальных записей ускорений основания при землетрясениях, наиболее опасных для данного здания, а также синтезированных акселерограмм - п. 2.26 СНиП (по расчетным предельным состояниям груп- пы 16); при этом максимальные амплитуды ускорений основа- ний следует принимать не менее 100, 200 или 400 см/с2 при сейсмичности площадок строительства 7, 8 и 9 баллов соответ- ственно. 109
При динамических расчетах по п. 2.26 необходимо учитывать возможность развития в конструкциях пластических деформа- ций, остаточных сдвигов, повреждении отдельных элементов, а также изменение внутренней динамической структуры зданий во время сейсмических воздействий, пространственную работу, взаимодействие с грунтом и окружающей средой. Расчет по пункту а следует выполнять для всех зданий, а расчет по пункту б - при проектировании особо ответственных и высоких зданий (более 16 этажей). В связи с необходимостью накопления в ближайшие годы опыта динамического расчета зданий с использованием акселе- рограмм, который постепенно будет все шире входить в практи- ку инженерных расчетов, целесообразно также выполнять его при проектировании каркасных зданий высотой более 12 этажей при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов, высотой более девяти этажей при расчетной сейсмичности 9 и более баллов, зданий с одним или несколькими каркасными нижними этажами и выше- лежащими этажами жесткой конструктивной схемы, зданий с системами активной сейсмоэащиты. Несущая и деформационная способность конструкций оп- ределяется по наиболее неблагоприятной из двух расчетных про- верок. Выбор расчетных акселерограмм и динамический расчет зданий на первом этапе необходимо выполнять проектным ин- ститутам совместно с научно-исследовательскими институтами, специализирующимися в области сейсмостойкости сооружений. Расчетные предельные состояния каркасных зданий, их элементов и узлов при расчете по п. 2.2а (на условные расчетные сейсмические воздействия) определяются прочностью и устой- чивостью, а также условиями непревышения расчетных предель- ных деформаций (перемещений, относительных перекосов эта- жей) группы Га для обеспечения сохранности элементов стеново- го ограждения и заполнения, перегородок, для недопущения вы- хода из работы (отказа) отдельных элементов несущих конст- рукций. Предельные состояния зданий, их элементов и узлов при расчетах по п. 2.26 определяются параметрами расчетных пре- дельных деформаций (перемещений, углов поворота, относи- тельных перекосов этажей и т. п.) группы 16 при полном исполь- зовании резервов прочности, а также параметрами относитель- ной энергоемкости конструкций. Параметры расчетных предель- ных состояний устанавливаются из условия сохранения прочнос- ти и устойчивости каркасных зданий от полного или частичного разрушения, ненаступления полйой непригодности зданий к экс- плуатации, возможности восстановления поврежденных при зем- летрясениях конструкций для дальнейшей эксплуатации зданий. ПО
Рекомендации по параметрам расчетных предельных состоя- ний групп Та и Тб каркасных зданий при расчетах соответст- венно по п. 2.2а и 2.26 СНиП приведены в Пособии к главе СНиП П-7-81. Их допускается уточнять на основании экспери- ментальных исследований по согласованию с Госстроем СССР и институтами - составителями Пособия. Расчетные динамические модели каркасных зданий должны, по возможности, отражать все инерционные, жесткостные, проч- ностные и диссипативные характеристики работы конструкций, а также учитывать пространственный характер работы и взаи- модействие конструкций с грунтом. Выбор расчетной динамической модели является одним из наиболее ответственных'этапов расчета и определяется обьем- ио-планировочным и конструктивным решениями здания, харак- тером распределения масс, жесткостей и параметров прочности в плане и по высоте здания, степенью взаимодействия его несу- щих и ненесущих конструкций, взаимодействия с грунтом, принятой моделью представления сейсмического воздействия, т. е. степенью полноты исходной сейсмологической информа- ции. Переход к более сложным расчетным динамическим моде- лям позволяет с большей точностью отразить в расчетах работу здания, выявить не учитываемые простыми моделями эффекты и закономерности, но требует более детальной исходной инфор- мации и затрат машинного времени. Такой переход возможен при наличии соответствующих методов динамического анализа, алгоритмов и программ расчета, методов анализа получаемых результатов. Подобные рекомендации по выбору расчетных динами- ческих моделей каркасных зданий, расчетных акселерограмм, методики динамических расчетов, проверке и оценке их резуль- татов, оценке состояния конструкций на стадии проектирования приведены в Пособии к главе СНиП П-7-81. В качестве расчетных значений параметров реакции каркас- ных зданий (ускорений, перемещений и соответствующих им усилий в элементах несущих систем) по результатам динамичес- кого расчета рекомендовано принимать: максимальные значения всех параметров реакции за весь период колебаний здания при одном расчетном сейсмическом воздействии или наборе (ансам- бле) воздействий; максимальные значения одного из парамет- ров реакции (перемещения или ускорения этажа или яруса, де- формации отдельных сечений и элементов) и соответствующие ему в тот же момент времени параметры реакции (перемещения или ускорения конструкций остальных этажей или ярусов, де- формации сечений и элементов). Проверку предельных деформаций и устойчивости необхо- димо выполнять при всех возможных расчетных сочетаниях па- раметров реакции. 111 *
Найденные по результатам динамического расчета значения параметров реакции Djyn. определяют деформации (перемеще- ния) , которые должны иметь несущие конструкции, чтобы вы- держивать расчетные сейсмические воздействия. Параметры расчетных предельных состояний max рцт оп- ределяют верхним границу деформаций (перемещений), кото- рой могут достигать конструкции, еще обеспечивая несущую способность (прочность и устойчивость) здания и ненаступле- ние полной его непригодности к эксплуатации. Основная расчетная проверка заключается в выполнении ус- ловия Ddyn < max Dlim • (2-1) Следует обратить внимание, что в литературе, прежде всего зарубежной, часто приводятся нижние оценки параметров min Djim, которые конструктивно определяют минимально не- обходимые и гарантируемые с высокой степенью обеспечен- ности значения параметров расчетных предельных состояний D|im Числовые значения параметров min Dfim определяются на основе анализа последствий землетрясений, натурных и модель- ных испытаний зданий, их крупномасштабных моделей и фраг- ментов, отдельных элементов систем несущих конструкций и их сопряжений в условиях знакопеременного циклического нагружения, расчетного анализа экспериментальных данных н сейсмической реакции сооружений. Таким образом обеспечи- вается взаимосвязь разных направлений научных исследований и адекватное их отражение в нормативных документах по сей- смостойкому строительству. На повестке дня стоят задачи оценки на стадии проектирования степени сейсмостойкости зда- ний при расчетных сейсмических воздействиях, прогнозирова- ния состояния объектов проектируемой и существующей за- стройки при ожидаемых землетрясениях. Актуальность ре- шения этих задач (в сочетании с разработкой новых эффек- тивных методов сейсмоэащиты зданий и сооружений) подтвер- ждает целесообразность совершенствования методики расчета сейсмостойких зданий по предельным состояниям, количествен- ных характеристик повреждения зданий н элементов несущих конструкций при землетрясениях, методики принятия решений при ликвидации их последствий [28, 82, 83]. 112
2.4. НОВЫЕ КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ МНОГОЭТАЖНЫХ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ В предыдущих разделах настоящей главы отмечалась прак- тическая необходимость разработки и реализации новых систем сейсмозащиты каркасных зданий. Ниже кратко рассмотрены некоторые из развиваемых в последние 10-15 лет подходы к созданию таких систем каркасных зданий. Исследования прово- дятся в двух направлениях: совершенствование традиционных технических решений и создание систем активной сейсмоэащи- ты, с помощью которых удается снизить сейсмические нагрузки на системы несущих и ограждающих конструкций за счет повы- шения их способности к поглощению энергии сейсмических колебаний, уменьшения кинематической связи надземной час- ти зданий с грунтом, регулирования в требуемом направлении параметров сейсмической реакции зданий, динамических харак- теристик, в первую очередь частот и форм собственных колеба- ний. _ Совершенствование традиционных и разработка новых систем каркасов проводится на основе анализа эксперимен- тальных данных, новой исходной сейсмологической информа- ции в соответствии с практическими задачами сейсмостойкого строительства. К перспективным решениям железобетонных многоэтажных каркасов с точки зрения удовлетворения требований надежнос- ти, экономичности, технологичности, архитектурной вырази- тельности и удобства планировки относятся: каркасные си- стемы с применением предварительно напряженных конструк- ций, в том числе последующего натяжения перекрытий на ста- дии монтажа [39, 40]; рамно-ствольные системы с ядрами жест- кости и наружной каркасной обстройкой, в том числе возводи- мые методом подъема этажей [99]; каркасные системы с плос- кими ригелями и безрнгельным решением (разработки НИИЖБ, ЦНИИЭП жилища, НИИСА и др.); рамно-связевые системы с составными диафрагмами жесткости, венчающими диафрагмами (разработки КазПСНИИП, ТбилЗНИИЭП); пространственно- связевые каркасные системы с ядрами жесткости, диафрагмами, решетчатыми связями и т. п.; каркасы с крупной сеткой ко- лонн; система сейсмозащиты каркасов с безбалочными пере- крытиями и скользящими опорами (разработки ЦНИИпромзда- ний и КазПСНИИП) и ряд других. Остановимся коротко на зданиях с последующим натяжени- ем перекрытий. Данные по другим решениям приведены во мно- гих монографиях и статьях. Каркасно-панельные здания с натяжением перекрытий в построечных условиях разработаны ТбилЗНИИЭП совместно с Министерством строительства Грузинской ССР [39,40] на осно- 113
ве творческого использования югославской системы ИМС, авто- ром которой является академик Б. Жежель. В Тбилиси осущест- влено строительство экспериментальных 16-этажных 75-квартир- ных жилых домов (расчетная сейсмичность 7 баллов), прове- дена серия испытаний и технологических изысканий. Заплани- рованы строительство и натурные испытания аналогичных до- мов, проводятся экспериментальные исследования крупно- масштабных моделей в лабораторных условиях. Разрабатыва- ются модификации решений каркаса для промышленных и об- щественных зданий. В основу конструктивного решения положена безригель- ная система, основные изделия которой состоят из укрупненных ребристых панелей перекрытий и элементов колонн высотой до четырех этажей (рис. 2.9). После эамоноличивания напрягаемой в построечных условиях арматуры, пропускаемой в местах зазоров между плитами перекрытий в створе колонн, образуют- ся скрытые ригели. Многие изделия (колонны, диафрагмы, сте- новые панели, ограждения фасадных элементов и др.) могут приниматься по типовой серии с незначительными модификаци- ями, ’по обеспечивает возможность максимальной унификации технических решений. К индивидуальным изделиям относятся часторебристые панели перекрытий, бортовые и балконные элементы. Натяжение арматуры из канатов типа К-7 диаметром 15 мм осуществляется с помощью гидродомкратов системы АрмНИИСА с использованием переставных металлических упорных столиков и цанговых захватов. В экспериментальных домах башенного типа применена сетка колонн 4,2x4,2 н 6x6 м, высота типового этажа 3 м, первого этажа - 5,7 м. Сбор- ные элементы колонн на четыре этажа имеют сечение 40x40 см и соединяются только с помощью выпусков продольной армату- ры. Для сопряжения с перекрытиями в них предусмотрены от- верстия диаметром 40 мм для пропуска напрягаемой арматуры. Панели диафрагм жесткости выполнены с размерами 3,6x3 н 3x6,6 м, толщиной 16 см. Технико-экономические показатели экспериментальных до- мов в сравнении с каркасно-панельными домами усовершенст- вованной серии ИИС-04 свидетельствуют об определенных преимуществах разработанной системы. Для реализации ука- занных преимуществ необходим и в настоящее время реализует- ся комплекс натурных и модельных испытаний зданий, разра- ботка расчетных динамических моделей каркасов, отражающих особенности их возведения и деформирования в условиях сей- смических воздействий, совершенствования технологии и ос- настки для строительно-монтажных работ. К перспективным решениям многоэтажных зданий со стальным каркасом относятся рамно-свяэевые, связевые и про- странственно-рамно-связевые каркасы с системами знергопогло- тителей [66]; каркасные системы с упругофрикционными уз- 114
Рис. 2.9. Принципиальные схемы объединения конструкций каркасяо- панелыюго дома с натяжением арматуры в построечных условиях (a, ff), расположение элементов и напрягаемая арматура перекрытий (в) новыми сопряжениями ригелей и колонн, элементов вертикаль- ных связей на высокопрочных болтах [34, 35]; каркасные си- стемы с предварительным напряжением зданий в целом и от- дельных элементов несущих конструкций (разработки ЦНИИСК им. Кучеренко, МИСИ им. В.В. Куйбышева); каркасы рамной схемы с зонами развития контролируемых пластических де- формаций (разработки ЦНИИСК им. Кучеренко, ЦНИИпроект- стальконструкция и специалистов США и других стран) [29,49, 66, 130, 142]; системы зданий каркасно-ствольной конструк- ции с подвесными этажами, вантово-ствольной конструкции, с крупной сеткой колонн (разработки КиевЗНИИЭП, МИСИ им. В.В. Куйбышева, ЦНИИпромэданий, ТбилЗНИИЭП и др.). Остановимся на некоторых наиболее разработанных ре- шениях. Раннее отмечалась целесообразность применения в риге- лях многоэтажных каркасов гофрированных стенок, за счет чего снижается металлоемкость элементов несущих конструкций. В 115
Рис. 2.10. Трубчатый энергопоглотитель конструкции Казахского отделения ЦНИИпроектстальконструкция [66] 1 - развертка полукольца Казахском отделении ЦНИИпроектстальконструкция разработа- ны также рекомендации и технические решения по созданию в ригелях, траверсах баз колонн зон равного сопротивления, в том числе с гофрированной стенкой. За счет указанных конст- руктивных мероприятий повышается способность ригелей кар- касов к поглощению энергии сейсмическое воздействия, ис- пользуются резервы работы элементов стенок в эакритической стадии [66]. Применение энергопоглотителей в качестве самостоятель- ного конструктивного мероприятия для повышения способнос- ти строительных конструкций к поглощению энергии сейсми- ческих воздействий, как и в сочетании с другими системами сейсмозащиты, получило достаточно широкое распространение в Новой Зеландии, США, Канаде и в некоторых других странах. В нашей стране разработка н исследование систем энергопогло- тителей проводились в основном в Казахском отделении ЦНИИ- проектстальконструкция. Предложены и экспериментально изу- чены несколько типов устройств, располагаемых в системах связей стальных каркасов - кольцевой, сдвиговый, трубчатый 116
и балочный энергопоглотители. В каждом из них создаются спе- циальные зоны для развития контролируемых пластических де- формаций при работе на изгиб, внецентренное растяжение (сжа- тие) или на сдвиг. За счет применения энергопоглотителей до- пускается при расчете по п. 2.2д СНиП (в предположении уп- ругой работы конструкций стальных каркасов) принимать зна- чения коэффициента Кф = 1, независимо от отношения высоты стоек h к радиусу инерции г. На рис. 2.10 в качестве примера показан трубчатый энерго- поглотитель, предназначенный для установки в полураскосных вертикальных связях. Применение высокопрочных болтов в качестве элементов монтажных соединений рекомендовано главой СНиП 11-23-81 как одно из мероприятий, повышающих технологичность изго- товления и монтажа металлоконструкций (рис. 2.11). Примени- тельно к сейсмостойкому строительству использование высоко- прочных болтов позволяет создавать принципиально новые технические решения (рис. 2.12). Особенностью упругофрикци- онных соединений на высокопрочных болтах является допу- щение контролируемого сдвига при достижении определенно- го уровня усилий. При этом изменяется внутренняя динами- ческая структура каркаса здания и существенно повышается способность конструкций к поглощению энергии сейсмическо- го воздействия. Проведенные испытания образцов связей и балок при стати- ческих н знакопеременных вибрационных нагрузках [11, 35] подтвердили физическую реализуемость процессов проскаль- зывания в соединениях и правильность исходных расчетных предпосылок. Упругофрйкционные соединения ригелей про- странственных и плоских элементов стальных каркасов (см. рис. 2.12, а) рекомендуется выполнять в виде пластин-накла- док поясов ригеля, стянутых высокопрочными болтами. Центр стыка следует принимать на расстоянии (1 /5-5- 1/6)1р от грани ко- лонн, где 1р - пролет ригеля. Высокопрочные болты устанавли- ваются в отверстия; диаметр которых на 3-6 мм больше диа- метра болтов. Благодаря разности номинальных диаметров от- верстий и болтов при усилии Куф происходит контролируемый сдвиг в соединении, при этом существенно (в 2-3 раза) возрас- тает способность конструкций к поглощению энергии сейсми- ческого воздействия. Количество высокопрочных болтов в соединении опреде- ляется из условия, что подвижка при расчетном воздействии является обязательной, поэтому п<Нуф/(тКртуф7сОЫ1) . (2-2) где Ny* = Муф/hp - расчетная продольная сила в поясе ригеля; Муф - изгибавший момент в центре стыка ригеля, определенный в предполоЗке- 117
।—w "if L^'*''****^ Ц..—T '—-ДГик- Рис. 2.11. Узловое соединение на болтах ригеля с колонной двутаврового сечения нии упругой работы стального каркаса; т™ - коэффициент, назначае- мый в соответствии с табл. 9 "Рекомендаций по проектированию струк- турных конструкций” (М.:.Стройиэда?, 1984); mvA = 1,2 - коэффици- ент условий работы упругофрикционного соединения; Qbh = Rbh7bAbh^nf/Th - (2.3) расчетное усилие, воспринимаемое соединяемыми элементами, стяну- тыми высокопрочным болтом, где ть = О»8 при п <5 и уь = 0.9 при 5 < n < 10; ц - коэффициент трения, принимаемый равным 0,25 при отсутствии обработки соединяемых поверхностей; nf - количество плоскостей трения; у}, = 1,3 - коэффициент надежности при динамичес- кой нагрузке в случае .контроля усилия натяжения болтов по моменту закручивания и отсутствия обработки поверхностей. Расчет соединений элементов связей на высокопрочных бол- тах следует выполнять по формулам (2.2) и (2.3), где Ыуф - расчетное осевое усилие в связи. 118
Рис. 2.12. Упругофрикцион ные соединения на высокопрочных болтах а - стык ригеля; о- сопряжение элементов связей При применении упругофрикционных соединений в сталь- ных каркасах расчетные сейсмические нагрузки по п. 2.2а СНиП следует определять при значении коэффициента Кф = 0,85 не- зависимо от относительной гибкости h/r стоек. Аналогичные решения на высокопрочных болтах предло- жены для узловых сопряжений элементов железобетонных кар- касов* , установок и систем инженерного и встроенного техно- логического оборудования [92]. Необходимость сейсмозащиты инженерного н технологического оборудования зданий различ- ного назначения подтверждена результатами рада землетрясе- ний. При креплении элементов оборудования к несущим и ог- раждающим элементам каркасов с успехом могут быть исполь- зованы разнообразные конструктивные методы сейсмозащиты (скользящие опоры, пружинные, резинометаллические и метал- лополимерные демпферы, энергопоглотители, растяжки и пр.). Реализация в проектной и строительной практике минимальных по дополнительным затратам конструктивных мероприятий позволит существенно снизить потенциальный ущерб от повреж- дений и выхода из строя жизненно важных систем оборудования и коммуникаций, приостановки технологических процессов, а также расширить области применения типовых установок ин- женерного и технологического оборудования, выпускаемых заводами в несейсмическом варианте, на районы повышенной сейсмичности. * А.с. N» 1004588//БИ. - 1983. - N» 10. 119
Г Л А В A 3. ОТЕЧЕСТВЕННЫЙ И ЗАРУБЕЖНЫЙ ОПЫТ АКТИВНОЙ СЕЙСМОЗАЩИТЫ ЗДАНИЙ В отличие от обычно применяемых мер, в основном связан- ных с повышением несущей способности конструкций, меры сейсмозащиты сооружений, связанные со значительным снижени- ем уровня инерционных сил, развивающихся в них при земле- трясениях, называют мерами активной сейсмозащиты [76]. На- чиная с 1925 года, когда было опубликовано предложение М. Вискордини по устройству в подвальной части зданий катко- вых опор или колонн со сферическими верхними и нижними опорами, был предложен и частично реализован в сейсмостой- ком строительстве целый ряд систем активной сейсмозащиты, большинство из которых может быть отнесено к следующим основным группам; системы, реализующие принципы сейсмо- изоляции; адаптивные системы с изменяющимися характеристи- ками; системы с повышенным демпфированием; системы с га- сителями колебаний. Каждая из этих групп может быть разделена на несколько подгрупп, объединяющих системы сейсмозащиты по принципам конструктивной реализации или характеру динамического вза- имодействия с защищаемой конструкцией сооружения. На рис. 3.1 приведена схематичная классификация систем актив- ной сейсмозащиты, учитывающая вышеназванные принципы разделения по группам. Данная классификация, включающая основные системы сейсмоэащиты, не охватывает все возмож- ные методы активной сейсмозащиты, и является в некоторой степени условной. Кроме того, возможно применение комби- нированных систем сейсмоэащиты, объединяющих две или бо- лее из вышеуказанных систем, что позволяет более полно использовать положительные свойства каждой отдельной систе- мы и уменьшить влияние их отрицательных свойств. Большинство иэ описанных ниже методов сейсмоэащиты позволяет снизить сейсмическую реакцию сооружений в два- три раза, что дает ^возможность вести проектирование с расчет- ной сейсмичностью на балл ниже. Как правило, каждая систе- ма сейсмоэащиты имеет определенную область применения, за- висящую от основной конструкции здания, его этажности и характеристик возможных землетрясений. Решая вопрос о применении сейсмоэащиты, необходимо’учи- тывать, что достаточно серьезные работы по исследованию актив- ных систем сейсмоэащиты начаты сравнительно недавно. Полу- ченные в результате проведенных исследований данные еще не достаточны, чтобы делать окончательные выводы об их эффек- тивности и надежности. 120

3.1. СЕЙСМОИЗОЛЯЦИЯ СООРУЖЕНИЙ Самым старым и одним из наиболее перспективных методов активной сейсмозащиты является сейсмоизоляция. Сейсмоизо- ляцией называется существенное снижение сейсмического воз- действия иа часть сооружения, расположенную выше фундамен- та, путем установки каких-либо систем или элементов между этой частью сооружения и фундаментом [1]. Еще в древности в некоторых случаях строители с целью ослабить действие землетрясений на сооружения пытались изо- лировать здания от их основания путем устройства мягких про- кладок на уровне верха фундаментов. Так, в Ш-УП вв. неко- торые монументальные сооружения Средней Азии строились на песчаных подушках, в Х-ХУП вв. -.на подушках из чистой гли- ны, в цокольной части стен прокладывались мягкие камышо- вые прослойки. Однако, будучи спрессованными тяжелой клад- кой стен и старея со временем, эти слои вряд ли надежно служи- ли своей цепи. В начале нашего века, после землетрясений в Сан-Франциско и Токио, опять проявился интерес к специальным конструкци- ям подземной части зданий, способным уменьшить инерцион- ные силы в их надземных частях. Примером этого могут служить упоминавшиеся выше предложения М. Вискордини. Упоминание о возможности применения таких конструк- ций появилось и в нашей литературе после Крымских землетря- сений 1927 г., где, однако, подчеркивалась практическая труд- ность их выполнения. Системы с гибкой нижней частью несущей конструкции здания. В ЗО-х годах возникла идея сейсмоизоляции зданий с помощью устройства в зданиях первого (или подвального) гибкого этажа. Эта идея основывалась на существовавшем в то время представлении, что при всех землетрясениях сейсмичес- кая реакция зданий с гибкой конструктивной схемой всегда меньше, чем у зданий с жесткой конструктивной схемой. Эта идея получила довольно широкое распространение, в том числе и в нашей стране, так как для своего воплощения не требовала специальных мероприятий, выходящих за границы традицион- ных способов строительства зданий. Начало строительства зданий с гибким первым этажом по- ложено в 30-х годах на Тихоокеанском побережье США, позже их стали возводить в Италии, Мексике, Югославии, СССР. При внедрении этой конструкции в практику сейсмостойкого стро- ительства ие все ее особенности и не все возможные типы земле- трясений были учтены. Однако последствия ряда последующих землетрясений, а также анализ записей сильных землетрясений показали на возможность возникновения при некоторых зем- летрясениях весьма заметных ускорений в области периодов 122
до 1-2 с, а иногда даже и до 4-5 с. В случае расположения зданий с первым гибким этажом с зоне таких землетрясений возможны их катастрофические разрушения, что и произошло в Каракасе в 1967 г. Большие повреждения и разрушения полу- чили каркасные здания без заполнения в первом этаже в Агади- ре 1960 г., Скопле 1963 г. и Бухаресте 1977 г. Учитывая, что землетрясения с преобладанием низкочастотных колебаний до- статочно редки, здания с гибким первым этажом могут исполь- зоваться как средство сейсмоизоляции, но только в сочетании. с дополнительными сейсмоэащитными средствами. В частности, могут быть применены динамические гасители колебаний, вклю- чающиеся или выключающиеся.-связи, включающиеся демпферы ит. п. Расчет зданий с гибким первым этажом необходимо вы- полнять с учетом волнового характера сейсмического воздейст- вия, так как возможны ситуации, когда суммарные сейсмичес- кие усилия в некоторых частях здания с гибким первым этажом могут за счет интенсивных вращательных движений даже воз- расти по сравнению с обычным зданием [146]. Одним из направлений сейсмоизоляции, получившим до- вольно широкое распространение в Англии, Франции, США и Но- вой Зеландии, является использование резинометаллических опор, устанавливаемых между несущими конструкциями здания и фундамента. Первоначально такие опоры нашли широкое при- менение при конструировании сесмостойких опор мостов, а за- тем с некоторой доработкой стали применяться и для сейсмоизо- ляции зданий (рис. 3.2). Так, опоры системы GAPEC (Франция) имеют слоистую конструкцию и состоят из попеременно чере- дующихся стальных листов и неопрена [129]. Для предотвраще- ния чрезмерной осадки зданий под нагрузкой от собственного веса опоры выполняют жесткими в вертикальной плоскости. В то же время они обладают малой жесткостью в горизонтальной плоскости (в 100 раз меньше ее жесткости в вертикальной плос- кости) , чтобы обеспечить возможность упругого бокового пе- ремещения. Опоры облаладают высокой прочностью при сжатии, растяжении и кручении благодаря упругим свойствам неопрена. В результате ряда принятых мер срок службы опоры, по дан- ным авторов этой конструкции, достигает приблизительно 50 лет. Данный тип сейсмоизолирующих опор был использован при строительстве школьного трехэтажного крупнопанельного зда- ния размером в плане 77,5x30,5 м в г. Ламбеск (Франция) [21]. Система сейсмоэащиты предусматривала устройство 152 сейсмоизоляторов. Похожие опоры разработаны специалистами Новой Зеландии [139]. Конструктивная схема резинометаллической опоры показана на рис. 3,2, в. Опора состоит из слоев резины, разде- 123
Рис. 3.2. Сейсмоиэоляция здания с помощью резинометаллических опор а - схема установки опоры; б - схема конструкции опоры GAPEC; в - схема конструкции опоры, разработанной в Новой Зеландии; 1. - опора; 2 - стальная плита; 3.- слой неопрена; 4.-отверстия для анкер- ных болтов; 5 - резина; 6.- сталь; 7 - свинец ленных тонкими -металлическими пластинами. Данные опоры использованы для сейсмоизоляции четырехэтажного здания в Новой Зеландии. В Японии в г. Ятиё фирмой ’ТОнитика” осуществлено стро- ительство и испытано на вибрационные нагрузки эксперимен- тальное здание с сейсмоизолирующими слоистыми резиноме- таллическими опорами [125]. Наземные конструкции здания опираются на шесть опор и на два дополнительных амортизи- рующих устройства с упорами. 2 июля 1983 г. здание подверг- лось воздействию землетрясения, при котором амплитуда ко- лебаний грунта достигала 20 см. Внутри здания ие было обна-' 124
ружено никаких повреждений, предметы и инженерное обору- дование не перемещались, при этом зарегистрированы значи- тельные деформации сейсмоизолирующих опор. По мнению специалистов Японии, данные опоры снижают сейсмические ускорения в три-пять раз. Применение резинометаллических опор предполагает значи- тельные боковые перемещения под действием сейсмической нагрузки, что вызывает необходимость специального обеспе- чения коммуникаций между подземной и надземной частями здания. Другой проблемой, возникающей при использовании указанных опор, является обеспечение стабилизации здания под действием ветровых.лагрузок. Это достигается путем ис- пользования специальных устройств, своего рода выключающих- ся связей, устанавливаемых в плоскости опор. При сейсмичес- ких воздействиях эти связи разрушаются и в дальнейшем должны восстанавливаться. Учитывая хорошие сейсмоизолирующие свойства резино- металлических опор, а также имеющийся положительный опыт эксплуатации данных опор на ряде объектов в разных странах, можно предположить, что при некотором совершенствовании их конструкции они найдут достаточно широкое применение в системах сейсмоизоляции зданий. В настоящее время к сущест- венным недостаткам этих систем следует отнести довольно вы- сокую сложность (с точки зрения технологии строительства) изготовления таких опор, большое количество опор, необходи- мое под одно здание, а также повышенную чувствительность системы к низкочастотным воздействиям. Последнее требует применять такую систему сейсмоизоляции в сочетании с другими средствами сейсмоэащиты как и в случае применения зданий с первым гибким этажом. Системы с кинематическими опорами. Как уже было сказа- но ранее, в 1925 г. были опубликованы предложения М. Вис- кордини по устройству в подземной части зданий катковых опор или колонн со сферическими верхними и нижними опо- рами. С тех пор предложений об использовании опор качения как средства сейсмоизоляции зданий появилось очень много [103, 104, 107, 119], но их применение в практике сейсмостой- - кого строительства встречается довольно редко. Одной из основных причин этого является недостаточная изученность поведения такого рода систем при сейсмических воздействиях, особенно при землетрясениях, имеющих доми- нантные периоды более 1 с. При таких землетрясениях здание с кинематическими опорами может получить значительные сме- щения, при которых может произойти потеря устойчивости всего здания и его полное обрушение. Таким образом, такая система сейсмойзоляции может применяться только в районах, для которых прогнозируются высокочастотные землетрясения и исключается возможность появления низкочастотных земле- 125
Рис. 3.3 Кинематические опоры, используемые для сейсмоиэоляции зданий а - эллипсоиды вращения; б - стойка со сферическими поверхностя- ми торцов; в - опора конструкции Ю.Д. Черепинского; J - колонна; 2 — подколенник; 3 - опорная плита; 4 — центрирующая шайба трясений. В остальных случаях сейсмоизоляция с кинематичес- кими опорами может применяться только с дополнительными средствами сейсмоэащиты. В настоящее время имеется некоторый опыт практического применения таких систем в нашей стране. Так, в Севастополе в 1972 г. построено пятиэтажное крупнопанельное здание с сейсмоиэолирующим поясом, состоящим из 6500 црмоцемент- ных опор в форме эллипсоидов вращения диаметром 6 см и высотой 5,8 см (рис. 3.3, а), уложенных по всей площади фунда- мента. Кроме того, в здании применена демпфирующая система в виде железобетонного бункера, жестко соединенного с над- фундаментной частью здания и свободно опущенного в слой песка. С целью получения данных о реальных динамических пара- метрах здания были проведены экспериментальные иссле- дования [7]. Было обнаружено, что часть опор под действием веса здания разрушилась, что говорит о их неравномерном за- гружении или разной прочности. Кроме того, при испытаниях выяснилось, что данное конструктивное решение не привело к существенному изменению динамических характеристик здания по сравнению с аналогичными характеристиками зданий, имею- щих обычные фундаменты. Проведенные дополнительные мо- дельные исследования показали, что применение опор в форме эллипсоидов диаметром меньше 0,5 м не обеспечивает сейсмо- изоляцию сооружений. 126
Полученные негативные результаты были учтены при проек- тировании двух восьмиэтажных зданий в Севастополе. В первом из них в качестве опор-эллипсоидов применены 270 железо- бетонных стоек высотой 41 см со сферическими поверхностя- ми торцов (рис. 3.3, б). Нагрузка на стойки от здания переда- ется через сплошную монолитную плиту. В здании применена система демпфирования с сухим трением. Во втором здании применены железобетонные стойки вы- сотой на этаж со сферическими поверхностями торцов. Так же как и для первого здания применены демпферы сухого трения. Проведенные испытания показали, что периоды собствен- ных колебаний зданий близки к расчетным и составляли 2,8 с для первого и 3,6 с для второго зданий [27]. К недостаткам данной системы следует отнести следующее. Изготовление стоек с сферическими торцами и специальными высокопрочными контактными поверхностями требует высокой точности, присуШей скорее машиностроительному производству, чем строительной технологии. Кроме того, при наклонах стоек возникают существенные местные напряжения, для восприя- тия которых требуется дополнительная арматура, что приводит к увеличению расхода стали. Все это, а также повышенная точ- ность при монтаже приводит к существенному возрастанию трудоемкости и стоимости конструкций. Более экономичной и простой при монтаже представляется система сейсмоизоляции с кинематическими опорами конструкции Ю.Д. Черепинского (рис. 3.3,в),. примененная для четырехэтажного здания в г. На- вои. Нижние основания кинематических опор, имеющие выпук- лую сферическую поверхность опирания размещаются в сфери- ческих выемках опорной плиты фундамента, а верхние основа- ния их соединяются шарнирно с колоннами посредством цент- рирующей шайбы. Проведенные испытания показали, что жесткость кинема- тических фундаментов существенно нелинейна и колеблется от 30000 до 1000 т с/м [112]. Данное обстоятельство может поло- жительно сказываться на адаптационных свойствах данной си- стемы сейсмоизоляции при землетрясениях. Системы с подвесными опорами. Идея гибкой подвески здания для снижения его сейсмической реакции была реализо- вана в ряде проектов. В 60-х годах в Ашхабаде было постро- ено трехэтажное здание с сейсмоизоляцией системы ФД. Зе- ленкова, где наземные конструкции с помощью тяжей и пружин подвешивались к стенам монолитного фундамента. В отличие от других предложений такая система должна была снижать как горизонтальные, так и вертикальные колебания. Однако опыты Туркменского института сейсмостойкого строительства не подтвердили предполагаемые большие значения периодов собственных колебаний здания, указав на сравнительно боль- шую жесткость конструкции. 127
Похожая конструкция была применена в Испании [126]. Фундамент этой конструкции (рис. 3.4) представляет собой бе- тонный колодец, к верхней плите которого подвешена на четы- рех наклонных преднапряженных тяжах железобетонная плита. На эту плиту установлены железобетонные опоры, расположен- ные под колоннами здания и поверху объединенные железобе- тонным ростверком. Обе эти конструкции являются очень слож- ными и дорогими. Так, стоимость сейсмоизоляции системы Ф.Д. Зеленкова составила 24 % общих затрат. Кроме того, сталь- ные пружины находятся постоянно под напряжением, здание чувствительно к любым динамическим нагрузкам. Поэтому представляется не рациональным рекомендовать сейсмоизоля- цию такого типа для внедрения в сейсмостойкое строительство. К этой же группе систем сейсмоизоляции можно отнести и здания с подвешенными этажами, получившие распространение в практике сейсмостойкого строительства за рубежом [86]. К преимуществам таких зданий относятся: увеличение доли по- лезной площади помещений, меньшая чувствительность к нерав- номерным осадкам фундаментов, уменьшение объемов работ по возведению фундаментов. Недостатки таких систем остаются теми же, что и для указанных выше конструктивных решений систем с подвесными опорами. Одним из возможных направле- ний улучшения, системы сейсмоизоляции с подвешенными эта- жами, повышения ее надежности является применение в пере- крытиях узлов сухого трения [9]. Системы со скользящими опорами. Можно существенно сни- зить горизонтальные нагрузки, передаваемые на несущие над- земные конструкции здания, если обеспечить возможность их проскальзывания относительно фундамента. Часть энергии, со- общаемая сооружению, затрачивается при этом не на преодоле- ние сопротивления связей в конструкции, а на преодоление сил трения скольжения. ЦНИИСК им. В.А. Кучеренко совместно с Фрунзенским политехническим институтом выполнены иссле- дования, а институтом ’’фрунзегорпроектом” при частии ЦНИИСК и ФПИ разработан ряд проектов зданий с сейсмоизо- лирующим скользящим поясом в фундаменте. Скользящий пояс представляет собой ряд опор с пластинами из материалов с низким коэффициентом трения скольжения. Он устраивается между несущими конструкциями здания и фун- даментом или непосредственно в фундаменте, разрезая его в горизонтальной плоскости (рис. 4.1 и 4.2). В результате экспе- риментов в ФПИ в качестве антифрикционных прокладок вы- браны пластины из фторопласта и нержавеющей стали [123]. При слабых колебаниях ускорения основания передаются на зда- ние как при жесткой связи с фундаментом. При увеличении ус- корения основания силы трения преодолеваются и здание начи- нает проскальзывать относительно фундамента, что приводит к 128
Рис. 3.4. Сейсмоизолирующий фундамент с подвесными опорами 1 - ростверк; 2 - опора под колонну; 3 - колонна; 4 - плита под опорой; 5 - преднапряженный железобетонный тяж; б - верхняя плита колодца; 7 - слой песка Рис. 3.5. Сейсмоизоляция атомной электростанции "Koeberg" а - конструктивная схема; б - схема работы Фрикционной опоры при различных нагрузках; 1. - фрикционные фундаментные опоры; 2 - упругая подушка из армированного неопрена; 3 - фрикционные пластины 5-177 129
ограничению инерционных сип, возникающих в вышележащих этажах. Для ограничения взаимных горизонтальных перемеще- ний здания и фундамента в систему сейсмоизоляции вводят уп- ругие (резинометаллические) и жесткие (железобетонные) ог- раничители. Для предотвращения возможности отрыва здания от фундамента предусматриваются упругие ограничители верти- кальных перемещений. В г. Фрунзе построено несколько зданий со скользящим по- ясом, проведены их. натурные испытания, которые подтвердили работоспособность сейсмоэащиты в виде сейсмоизолирующего скользящего пояса в фундаменте [84]. По данным Фрунэегор- проекта, применение скользящего пояса при строительстве че- тырех общежитий позволило уменьшить расход стали на 32 тон- ны и снизить сметную стоимость на 42,5 тыс. руб., т. е. примерно на 6 %. В целом при применении данной системы сейсмоизоля- ции для строительных площадок сейсмичностью 8 и 9 баллов обеспечивается снижение объемов антисейсмических меропри- ятий, расхода металла на 3-5 %, сметной стоимости строитель- ства на 3-6 % [81]. Похожая система сейсмоизоляции была применена при стро- ительстве атомной электростанции "’Koeberg” [113]. Фундамент под сооружение выполнен в виде сдвоенной железобетонной мо- нолитной плиты размером в плане 150x90 м (рис. 3.5, а). Ниж- няя фундаментная плита имеет 600 столбчатых .опор размером 2x2x2 м. На каждую столбчатую опору уложено по четыре упру- гие подушки из неопрена размером 70x70x10 см. Эти подушки являются горизонтальным амортизатором. Над подушками рас- положена другая часть опоры, включающая две фрикционные пластины, способные перемещаться одна относительно другой с коэффициентом трения 0,2. Верхняя из пластин, выполненная из нержавеющей стали, связана с вышележащей конструкцией, нижняя, выполненная из бронзы с добавлением свинца, связана с упругой подушкой. При слабом сейсмическом воздействии (ускорение порядка 0,15-0,2g) происходит простое скручивание упругой подушки без смещения фрикционных пластин (рис. 3.5, б). При возраста- вши ускорения (более 0,2g) скручивание подушки сопровожда- ется взаимным смещением пластин. Опыт проектирования и строительства описанных выше объ- ектов показал, что данная система сейсмоизоляции может быть успешно применена для сооружений с жесткой конструктивной схемой. К достоинству данной системы можно отнести то, что она не требует создания дополнительных сложных, высокоточ- ных узлов (сейсмоизолирующий пояс может быть легко выпол- нен как в заводских условиях, так н в условиях строительной площадки). При воздействиях, ниже расчетных, сооружения работают как обычные,с жесткой кинематической связью между 130
фундаментом и'вышележащими конструкциями. Система сей- смоизоляции обеспечивает наибольшее снижение сейсмических нагрузок при воздействиях, близких к максимальным расчет- ным. 3.2. АДАПТИВНЫЕ СИСТЕМЫ СЕЙСМОЗАЩИГЫ Из всех систем сейсмозащиты, поводимому, наиболее пол- но разработана теория адаптивных систем, получившая основное развитие в ЦНИИСКе им. Кучеренко, начиная с 60-х годов. В [2] термин адаптация, определяется как автоматическое изме- нение (самонастройка) характеристик системы, направленное на повышение или сохранение ее эффективности в изменяющих- ся условиях внешней среды. К преимуществам адаптивных сис- тем относится то, что они могут в процессе землетрясения ме- нять свои динамические характеристики в регулируемых преде- лах, что позволяет системе ’’уходить” от резонансных явлений в случае совпадения доминантного периода колебаний землетря- сения с основным периодом собственных колебаний соору- жения. Системы с выключающимися связями. Такие системы отно- сятся к классу нестационарных динамических систем, т. е. таких систем, которые в процессе колебаний под действием динами- ческих нагрузок могут менять свои характеристики во времени, причем эти изменения являются необратимыми. Изменения ди- намических характеристик системы происходят за счет разруше- ния выключающихся связей при достижении некоторого поро- гового уровня амплитуд колебания системы. В качестве выклю- чающихся связей применяются как специальные резервные элементы, так и отдельные несущие конструкции (рис. 3.6). Адаптационные свойства системы сейсмозащиты с выключающи- мися связями проанализированы в работе [3]. Система с выключающимися связями применима в основ- ном для зданий с жесткой конструктивной схемой, имеющих первый гибкий этаж. Это связано с тем, что необходимым усло- вием эффективной работы этой системы является значительное снижение жесткости несущих конструкций здания в конце зем- летрясения в сравнении с начальной жесткостью системы до землетрясения. Учитывая, что трудно практически реализовать конструкцию здания с периодом собственных колебаний более 2-3 с, можно сказать, что системы с выключающимися связями применимы для зданий с периодом собственных колебаний не более 0,5-0,7 с. Сейсмозащита зданий с выключающимися связями наибо- лее эффективна и может применяться в районах, где наиболее вероятны землетрясения с преобладанием высокочастотных составляющих. Она нашла уже сравнительно широкое практичес- 131
кое применение, в частности на трассе БАМ, где город Северо- байкальск в значительной степени застраивается зданиями по типовому проекту 122 серии с выключающимися связями. Однако данной системе присущи и некоторые недостатки. Так, после разрушения выключающихся связей во время земле* трясения необходимо немедленное их восстановление, что не всегда практически осуществимо. Кроме того, известно, что в некоторых случаях в процессе землетрясения в его заключитель- ной стадии происходит снижение доминантной частоты [58] и в связи с этим имеется возможность вторичного совпадения собственной частоты здания (с уже разрушенными в начальной Рис. 3.7. Сейсмоэащнта здания с помощью включающихся связей, представляющих собой а — упоры-ограничители; 6 — упругие связи; в — провисающие растяжки; г - жесткие панели (для многоэтажных зданий) 132
стадии землетрясения выключающимися связями) с доминант- ной частотой землетрясения, что может привести к потери не- сущей способности конструкций здания. Избежать последнего можно в случае применения системы с выключающимися связя- ми и упорами - ограничителями горизонтальных перемещений [2,4]. Системы с включающимися связями. Эти системы относятся к классу нелинейных динамических систем с жесткой характе- ристикой. В отличие от систем с выключающимися связями, в системах с включающимися связями не происходит разрушения связей и нет необходимости их восстанавливать после землетря- сения. Здание с включающимися связями проектируется таким об- разом, чтобы оно имело низкую частоту собственных колебаний. При землетрясении в случае возникновения значительных пере- мещений основных несущих конструкций здания происходит включение связей, что приводит к существенному изменению жесткости системы и к увеличению ’’мгновенной” частоты соб- ственных колебаний здания, в результате чего здание ’’уходит” от опасного для него резонансного режима колебаний. Выпол- нить условие низкой частоты собственных колебаний системы можно практически для здания любой этажности. Для много- этажного каркасного здания это условие выполняется автомати- чески, для здания малой этажности с жесткой конструктивной схемой следует применять гибкий первый этаж. На рис. 3.7 приведены некоторые возможные конструктив- ные решения зданий с включающимися связями. В качестве включающихся связей могут быть использованы жесткие упо- ры - ограничители [4], упругие связи [138], жесткие панели и провисающие растяжки. Для исключения возможности возник- новения удара при включении связей необходимо процесс изме- нения жесткости системы от начальной до конечной несколько растянуть, что может быть достигнуто за счет увеличения числа ступеней включения связей, вначале с меньшей, а затем с боль- шей жесткостью. Осуществлять сейсмозащиту зданий с помощью включаю- щихся связей целесообразно в районах, где возможно возникно- вение землетрясений как высокочастотных, так и низкочастот- ных. Достоинство системы с включающимися связями заключа- ется в том, что она работает с полной нагрузкой лишь при земле- трясениях, имеющих значительные ускорения на низких часто- тах, а такие землетрясения бывают довольно редко. При до- статочно часто возникающих высокочастотных землетрясениях система с включающимися связями сохраняет все преимущества систем с сейсмоизоляцией. К недостатку системы с включающи- мися Связями следует отнести возможность возникновения зна- чительных усилий в конструкциях включающихся связей. 133
Эффективность и надежность систем с включающимися v выключающимися связями можно существенно повысить в слу- чае их совместного применения [2]. Такой же результат можно получить и в случае одновременного применения системы с включающимися связями и динамического гасителя колебаний, позволяющего существенно снизить инерционную нагрузку на конструкции включающихся связей [70]. 3.3 СИСТЕМЫ С ПОВЫШЕННЫМ ДЕМПФИРОВАНИЕМ К мерам активной сейсмозащиты зданий можно отнести со- здание систем с повышенным демпфированием в несущих кон- струкциях. Известно, чем больше затухание в основной конст- рукции, тем меньше реакция системы при одном и том же воз- действии. Поэтому совершенно естественным является желание некоторых проектировщиков создать конструкции с повы- шенным рассеянием энергии при их колебаниях. Системы с вязкими демпферами. Наиболее простым и эф- фективным способом уменьшения амплитуд колебания здания при землетрясении могло бы быть использование вязких демп- феров промышленного изготовления. На рис. 6.4, в гл. 6 в ка- честве примера, показана конструкция вязкого демпфера, раз- работанного в ЦНИИСК им. Кучеренко [98]. Демпфер состоит из цилиндрического корпуса, в который с определенным зазо- ром помешен поршень. Демпфирующая жидкость состоит из двух компонентов, один из которых имеет большую вязкость, но малый удельный вес (например, полиметилсилоксановая жидкость), другой - малую вязкость, но больший удельный вес (вода). Рассеивание энергии происходит как при движении поршня в вертикальном направлении, так и при движении в горизонтальном. Но такие демпферы довольно дороги, и в них используется дефицитная вязкая жидкость. Кроме того, они требуют периодической проверки в процессе эксплуатации. В связи с этим в практике сейсмостойкого строительства в нашей стране они не нашли практического применения. За рубежом вязкие демпферы нашли применение-в системе сейсмоизоляции, применяемой фирмой GERB (ФРГ) для реак- торов атомных электростанций. Системы с элементами повышенной пластической дефор- мации. В настоящее время активно развивается направление сейсмозащиты, связанное с использованием специальных уст- ройств, так называемых энергопоглотигелей, способных по- глощать энергию сейсмических воздействий за счет развития в материале конструкций неупругих деформаций. Такне поглоти- тели проектируются в узлах конструкций с наиболее вероятным возникновением зон пластических деформаций [51]. Достоинст- 134
Рис. 3Л. Поглотители колебаний балочного типа Рис. 3.9. Сейсмоэащнта каркасного здания с помощью энергопогло- тителя кольцевого типа а - конструктивная схема каркаса здания; б - панель связевого каркаса с энергопоглотителем в виде сварного кольца двутаврового сечения вом таких поглотителей является то, что они имеют небольшие размеры, возможность использования в зданиях различных кон- структивных схем и возможность легкой замены в случае необ- ходимости. Основным элементом поглотителей могут служить стальные балки (рис. 3.8), которые при пластических деформациях спо- собны поглощать значительное количество энергии. Испытание 135
Рис. 3.10. Экструзионные поглотители колебании Г fa) и II (б) типа и их диаграммы '’нагрузка-перемещение” 1 - цилиндр; 2 - поршень; 3 - свинец; 4 -экструзионноеотверстие; 5 - уплотнение; 6>- вкладыш таких поглотителей показало, что продолжительность их эф- фективной работы достигает от 70 до нескольких сотен циклов [143]. Это ограничивает срок их службы одним, двумя земле- трясениями. В ЦНИИпроектстальконструкции приведены исследования по изучению работы на знакопеременные циклические нагрузки различных конструктивных решений энергопоглотителей стерж- невого и рамного типов [64]. Эти исследования показали, что наибольшей энергоемкостью и долговечностью (55 циклов на- гружения) обладает энергопоглотитель кольцевого типа, уста- навливаемый в систему крестовых связей каркаса здания (рис. 3.9). Поглотители энергии с существенно большим сроком служ- бы разработаны специалистами Новой Зеландии. Ими предло- жена конструкция экструзионного поглотителя энергии, веду- щего себя как ’’Кулонов демпфер” [140]. Конструкции экст- рузионных поглотителей энергии двух типов показаны на рис. 3.10. Поглотитель I типа состоит из цилиндра с толстыми стенками и двух поршней, соединенных стержнем. Посредине ци- линдра предусмотрено местное сужение сечения. Пространство 136
между поршнями и стенками цилиндра заполнено свинцом. При колебаниях конструкции, к которой присоединен поглотитель, происходит протягивание свинца через экструзионное отверстие, образованное стенками цилиндра в его суженном сечении и стержнем. Так как протягивание связано с процессом пластичес- ких деформаций, то по мере продвижения поршня в цилиндре происходит рассеивание энергии. Поглотитель энергии с ходом поршня ±20 см. оассчитанный на воспринял» динамической силы 150 кН, имеет массу 100 кг. Были проведены испытания поглотителя на частотах 0,5; 1,0 и 2,0 Гц в течение 3400 циклов. После этого испытания свойства поглотителя не изменилась, и на основании этого было сделано заключение, что поглотитель выдержит ряд землетрясений. Поглотитель энергии II типа отличается от поглотителя I типа тем, что состоит из цилиндра с ровными стенками, а дви- жущийся стержень имеет утолщение в средней части. Поглоти- тель II типа имеет более высокий к.пд. Экструзионные погло- тители энергии получили практическое применение при строи- тельстве моста с наклонным пролетным строением над автостра- дой в г. Веллингтоне [141]. Для поглощения энергии колебаний установлено шесть поглотителей, которые одним концом при- креплены к опоре моста, а другим — к пролетному строению. Предполагается также применять такие поглотители энергии в раскосных элементах каркаса зданий. Системы с демпферами сухого трения. Наряду с предложе- ниями об использовании в сейсмостойком строительстве упруго- пластических систем существуют предложения об использовании упругофрикционных систем [59, 67]. Существо этих предложе- ний заключается в том, что в конструкциях зданий организовы- ваются зоны, в которых при деформациях определенной вели- чины происходит взаимное проскальзывание элементов конст- рукций при сухом трении. В ЦНИИЭП лечебно-курортных зданий разработана конст- рукция объемно-блочного здания в виде вертикальных упругих ветвей [60]. Каждая ветвь состоит из ряда блоков, установлен- ных друг на друга и жестко соединенных между собой в гори- зонтальных стыках.-Ветви соединяются между собой на болтах, равномерно расположенных по высоте здания. Усилия в болтах задаются по расчету, исходя из условия наибольшего поглоще- ния энергии в системе в результате проскальзывания в верти- кальных швах. К достоинству данной системы можно отнести то, что можно регулировать величину обжатия соприкасающих- ся поверхностей элементов системы, добиваясь оптимальной с точки зрения снижения сейсмической реакции здания. В ТбилЗНИИЭП разработана система сейсмоэащиты для 16-этажного каркасно-панельного здания, предусматривающая использование фрикционных диафрагм [118]. Особенность конструкции заключается в том, что стеиы-диафрагмы выпол- 137
Рис. 3.11. Сейсмозащита здания с помощью фрикционных диафрагм а - конструктивная схема 16-этажного жилого здания в Тбилиси; б - конструкция фрикционной диафрагмы; 1. - стационарная диафраг- ма; 2 - фрикционная диафрагма б) нены из двух панелей, одна из которых крепится к ригелю верхнего этажа, а другая — к ригелю нижнего-этажа. Между па- нелями проложен фрикционный материал, и образованный трехслойный пакет обжимается болтами, число которых назна- чается по расчету (рис. 3.11). В Минпромстрое Армянской ССР для многоэтажных кар- касно-ствольных .зданий, возводимых методом подъема эта- жей или перекрытий, разработаны V-образные стальные и ’’пе- сочные" демпферы, располагаемые между каркасом и ство- лом здания [100]. Эксперименты на моделях показали, что применение таких демпферов позволяет увеличить логариф- мический декремент колебаний в три раза, а расчеты, прове- денные для 12-этажного здания, показали, что демпферы позво- ляют уменьшить прогибы ствола в пять раз и прогибы карка- са в два раза при резонансных колебаниях всей системы. 138
В работах [11, 34] развивается идея применения несущих высокопрочных болтов для улучшения диссипативных характе- ристик конструкций. Так, при испытании модели решетчатой конструкции регулировка степени обжатия соединений только раскосов высокопрочными болтами позволила изменить вели- чину декремента колебаний более чем вдвое. Экспериментальные и теоретические исследования работы конструкций с учетом сил трения между элементами выполне- ны в Харьковском ПромстройНИИпроекте. Показано, что су- хое трение существенно влияет на вибрацию строительных кон- струкций, получены значения коэффициентов трения бетона по бетону (0,6-0,725) и бетона по стали (0,45-0,6). Кроме перечисленных выше конструктивных решений, предусматривающих размещение довольно большого числа эле- ментов с сухим трением по всему объему здания, имеются реше- ния, в которых демпферы сухого трения сосредоточены в нес- кольких местах, как правило, в уровне первого этажа здания [5, 22, 101]. Демпферы сухого трения такого типа могут приме- няться в системах сейсмоизоляции в зданиях с первым "гиб- ким” этажом, с высоким свайным ростверком и с кинематичес- кими фундаментами. Недостатком всех предлагаемых решений с использованием сухого трения является нестабильность демпфирующих харак- теристик, возможность их существенного изменения в процессе эксплуатации зданий. ЗА. СИСТЕМЫ С ГАСИТЕЛЯМИ КОЛЕБАНИЙ Гасители колебаний относятся к специальным устройствам, применяемым для снижения уровня вибраций защищаемой кон- струкции. При работе гасителя энергия колебаний защищаемой конструкции передается гасителю, который благодаря этому ко- леблется с повышенной амплитудой. Наиболее широкое приме- нение гасители нашли в машиностроении. В последние годы гасители колебаний активно начали применять в строительстве для снижения колебаний сооружений, подверженных динами- ческим воздействиям от технологического оборудования и вет- ра [90]. Гасители колебаний бывают активного и пассивного типа. В настоящее время интенсивно разрабатывается теория активно- го гасителя колебаний [15, 23] применительно к машинострои- тельным конструкциям. Применение активного гасителя позво- ляет добиться максимального эффекта в снижении колебаний, однако конструкция такого гасителя обладет определенной сложностью, дорога и ненадежна в эксплуатации. По этим при- чинам гасители активного типа не нашли применения в практи- 139
маятникового (6) и пружинного (в) типов ке строительства. В будущем при разработке более простых и надежных конструкций активного гасителя, а также при воз- растании культуры строительного производства такой тип га- сителя, возможно, получит право на внедрение в практику стро- ительства. В настоящее время более экономичным является при- менение в строительстве гасителей пассивного типа, обладающих свойствами автономности и относительной безотказности в ра- боте. По характеру взаимодействия гасителя с защищаемой кон- струкцией различают ударные и динамические гасители коле- баний. Ударные гасители колебаний. Теория ударных гасителей (рис. 3.12) разработана достаточно полно. Исследованию их ра- боты посвящены, в частности, работы [108, 135]. Для виброза- щиты сооружений ударные гасители колебаний нашли примене- ние сравнительно давно. Простота устройства и надежность в эксплуатации делают эти гасители удобными для применения в башенных сооружениях. Рекомендуемые конструктивные реше- ния ударных гасителей, а также примеры их практического при- менения для снижения амплитуд колебаний различных соору- жений можно найти в [90]. Динамические гасители колебаний. Динамический гаситель в простейшем исполнении представляет собой массу на пружине, с помощью которой он крепится к объекту защиты. Динамичес- кий гаситель был изобретен Фрамом в 1909 г. Динамические га- сители колебаний считают одним из наиболее эффективных пас- сивных виброзащитных средств, способных подавлять устано- вившиеся вынужденные колебания механизмов и конструкций при моногармоническом возмущении. Теоретические основы расчета систем с динамическим гаси- телем были заложены в работах Дж. П. Деи-Гартога, С.П. Тимо- 140
шенко и Дж.Э. Брока. В дальнейшем теория динамического гаси- теля колебаний получила развитие в работах большого числа как советских, так и зарубежных ученых. Это позволило широко применять динамические гасители колебаний в машиностроении, в судостроении и самолетостроении. Теоретические и экспериментальные работы Б.Г. Коренева, Н.А. Пикулева, Л.М. Резникова, М.Я. Волоцкого и других авто- ров привели к созданию различных систем гасителей и практи- ческих методов их расчета [90], что обеспечило их широкое при- менение для промышленных и гражданских сооружений. Наибо- лее часто гасители применяются для защиты от колебаний, выз- ванных действием машин илетра. В качеств? примера можно указать на опыт применения ди- намического гасителя, позволившего снизить амплитуды колеба- ний башни высотой 100 м при воздействии порывов ветра в три раза [44], а также на опыт гашения колебаний перекрытий ряда зданий в два-пять раз в результате установки на них группы гаси- телей [62]. Необходимо отметить, что динамические гасители на- иболее эффективны при гашении колебаний, которые носят ре- зонансный характер и возникают в конструкциях, обладающих малым затуханием. За рубежом динамические гасители установлены, в частнос- ти, на телевизионной башне в Дрездене, на ряде башенных соо- ружений и мачт в ЧССР [131]. Проведенные испытания показа- ли, что установка гасителей позволила существенно (в 5— 10 раз) повысить логарифмический декремент колебаний дан- ных высоких гибких сооружений. В Австралии в качестве га- сителя для высотного здания использован резервуар с водой, а в США в двух высотных зданиях установлены механические гаси- тели колебаний, разработанные фирмой MTS [57]. Испытания здания с механическим гасителем колебаний показали, что при массе гасителя, составляющей 1 % массы здания, затухание всей системы может быть увеличено в два раза, а выполненные расчеты показали, что стоимость гасителя, несмостря на его сложность, составила одну треть от дополнительных расходов, которые были бы необходимы в случае строительства здания без гасителя. Применение гасителей в одних случаях способствовало полу- чению экономического эффекта за счет снижения расчетных на- грузок, в других позволило ограничить колебания таким уров- нем, который не мешал бы осуществлению требуемого техноло- гического процесса. Использование динамических гасителей колебаний для сни- жения сейсмической реакции зданий в ряде случаев представ- ляется достаточно эффективным [71]. Динамический гаситель, применяемый для снижения сейсмической реакции здания, со- стоит из жесткого элемента или блока, упругих связей, присое- 141
Рис. 3.13. Схемы динамических гасителей колебаний пружинного (а), маятникового (б) и комбинированного (в) типов 1 - скользящая опора; 2 - промежуточная опора диняющих массу гасителя к конструкциям здания и демпфирую- щих элементов, устанавливаемых параллельно с упругими связя- ми. В случае совпадения основного периода собственных коле- баний здания с одним из преобладающих периодов сейсмическо- го воздействия, масса гасителя начинает совершать колебания с амплитудами, значительно превышающими амплитуды колеба- ний здания. Возникающие при этом упругие и диссипативные си- лы в элементах гасителя, воздействуя на здание, уменьшают амплитуды его колебаний. В зависимости от конструктивного выполнения упругой связи динамические гасители подразделяются на три группы: пружинные гасители, маятниковые гасители и комбинирован- ные гасители (рис. 3.13). Пружинный гаситель (рис. 3.13, а) состоит из массивного блока, который опирается на перекры- тие здания через скользящие опоры (пластины с достаточно низ- ким коэффициентом трения) и стальных пружин, размещаемых между блоком и несущими конструкциями здания или специ- альными упорами. Требуемое затухание в гасителе обеспечива- ется за счет сил сухого трения в скользящих опорах, возникаю- щих при относительных перемещениях массы гасителя. В слу- чае необходимости (по расчету) параллельно пружинам допол- нительно устанавливаются вязкие демпферы. Маятниковый гаситель (рис. 3.13, 6) состоит из блока, под- вешенного на жестких тросах, которые жестко заделаны в точ- ках подвеса. Частота собственных колебаний маятникового га- сителя регулируется изменением длины тросов, а затухание в гасителе обеспечивается за счет внутреннего трения, возникаю- щего при изгибных деформациях верхней части тросов при ко- лебаниях массы гасителя. В случае необходимости затухание в гасителе может быть увеличено за счет создания промежуточ- ных опор в верхней и нижней частях троса. 142
Комбинированный гаситель (рис. 3.13, в) состоит из бло- ка, который крепится к несущим конструкциям здания с по- мощью гибких подвесок и стальных пружин. Частота собствен- ных колебаний комбинированного гасителя регулируется за счет изменения жесткости стальных пружин. Требуемое зату- хание в гасителе обеспечивается установкой вяяких демпферов. Динамические гасители колебаний могут применяться как для снижения расчетных сейсмических нагрузок на несущие конструкции зданий, так и для повышения надежности особо ответственных зданий, при этом расчетные нагрузки на такие здания не снижаются. Для здания повышенной этажности с ме- таллическим каркасом- в случае применения гасителя расчет- ная горизонтальная сейсмическая нагрузка на здание может быть снижена на балл, а для зданий с железобетонным каркасом соответственно на половину балла. Применение гасителей для высоких зданий в сейсмических районах оправдано еще и тем, что один и тот же. гаситель снижает реакцию здания как на сей- смическое воздействие, так и на ветровое. Динамические гасители колебаний могут применяться как самостоятельная система сейсмозащиты, так и в сочетании с другими системами активной сейсмозащиты. В первом случае гасители колебаний рекомендуется применять преимуществен- но для зданий с расчетной сейсмичностью 7 баллов. К недостаткам сейсмозащиты зданий с помощью динами- ческих гасителей следует отнести относительную сложность конструкций гасителей колебаний и невозможность их приме- нения для массового строительства из-за необходимости инди- видуальной настройки гасителя для каждого конкретного здания. ЗЛ. ПЕРСПЕКТИВЫ ВНЕДРЕНИЯ СИСТЕМ АКТИВНОЙ СЕЙСМОЗАЩИТЫ В СЕЙСМОСТОЙКОЕ СТРОИТЕЛЬСТВО Представленный выше обзор показывает, что в нашей стра- не и за рубежом предложено и разработано большое количество систем активной сейсмозащиты зданий. Отдельные из этих си- стем получили практическое воплощение на отдельных объек- тах, это позволило оценить их технологичность для строитель- ного производства. На многих объектах проведены вибрацион- ные испытания, что позволило получить экспериментальные данные о поведении этих систем при динамических воздействи- ях. Однако по существу все разработанные системы нуждаются в дополнительных исследованиях преимущественно в натурных условиях, так как многие стороны реального поведения систем сейсмозащиты трудно исследовать теоретически или на моделях 143
из-за весьма большого количества факторов, влияющих на пове- дение сооружения при интенсивном землетрясении. Широкое внедрение систем активной сейсмозащиты в насто- ящее время также сдерживается практически полным отсутстви- ем данных о реальном поведении таких систем при сильных зем- летрясениях. Тем не менее внедрение систем сейсмозащиты в эксперимен- тальном строительстве слеудет продолжать и расширять по двум основным причинам. Во-первых, только в процессе строитель- ства можно достоверно оценить технологичность каждой систе- мы сейсмозащиты, получить данные о технико-экономических показателях, которые в конечном счете могут оказаться реша- ющими при выборе той или иной системы сейсмоэащиты. Во-вторых, уже сейчас на основании существующего опыта теоретических и экспериментальных исследований можно выде- лить ряд перспективных для. сейсмостойкого строительства систем сейсмоэащиты. Для 7- и 8-балльных районов для зданий с жесткой конст- руктивной схемой можно рекомендовать системы сейсмоизо- ляции с резинометаллическими опорами, с кинематическими фундаментами, разработанными в КазпромстройНИИпроекте, системы с гибким первым этажом с демпферами сухого трения. В зданиях, имеющих металлический каркас, рационально при- менять упругопластические поглотители, а для высоких зданий с металлическим каркасом — динамические гасители колебаний. Для многоэтажных каркасно-панельных зданий можно рекомен- довать фрикционные диафрагмы. В районах с 9-балльной расчетной сейсмичностью следует применять в основном здания с жесткой конструктивной схе- мой, имеющие сейсмоизолирующий скользящий пояс в фунда- менте. Для зданий с каркасной конструктивной схемой следует применять выключающиеся и включающиеся связи. Перспективным является совместное применение различ- ных систем сейсмоэащиты, так называемых комбинированных систем, что позволяет сочетать их достоинства и уменьшить влияние неблагоприятных свойств, присущих отдельно каждой иэ систем. Так, например, для здания, имеющего одну из систем сейсмоизоляции, дополненную включающимися связями и дина- мическим гасителем колебаний, можно снизить расчетную на- грузку на полтора-два балла при любом возможном спектраль- ном составе землетрясения. В заключение заметим, что в тех случаях, когда возможны землетрясения с значительными вертикальными ускорениями проектирование систем активной сейсмозащиты необходимо вести с учетом как горизонтальных, так и вертикальных колеба- ний. 144
Г Л А В A 4. ЗДАНИЯ С СЕЙСМОИЗОЛИРУЮЩИМ СКОЛЬЗЯЩИМ ПОЯСОМ Идея защиты жилищ и построек от разрушительных послед- ствий сильных землетрясений с помощью специальных уст- ройств, обеспечивающих проскальзывание зданий относительно их оснований, восходит к древним и средним векам. История строительной науки и техники свидетельствует, что прообразы современных скользящих опор, швов скольжения и других приспособлений использовались, при застройке городов, возве- дении сооружений, дворцов, храмов, мечетей. В этих приемах ан- тисейсмической защиты проявлялся вековой опыт строительства в районах, подверженных землетрясениям, народная мудрость умельцев. В настоящее время, благодаря созданию новых конструк- ционных материалов, прочных и долговечных пластмасс, идея сейсмоизоляции зданий с помощью элементов скольжения полу- чила логическое развитие и конструктивное оформление. В 70-80-е годы разработка и внедрение в практику системы активной сейсмозащиты в виде сейсмоизолирующего пояса, рав- но как и других систем, предназначенных для снижения сейсми- ческих нагрузок на надземные конструкции зданий, повышения надежности их работы при землетрясениях, снижения материа- лоемкости и сметной стоимости строительства, стали одним из приоритетных направлений научных исследований в области сей- смостойкости сооружений, экспериментального проектирования и строительства. В настоящей главе рассмотрены в основном здания с сейсмо- изолирующим скользящим поясом и жесткой конструктивной схемой. В соответствии с рекомендациями [91] такое решение предназначено для экспериментальных домов высотой до девяти этажей включительно крупнопанельных, объемно-блочных и со стенами из монолитного железобетона, а также для домов высо- той до пяти этажей включительно с несущими стенами'из кир- пичной и каменной кладки, крупных блоков, комплексной кон- струкции, из индустриальных виброкирпичных блоков и па- нелей. Наряду с этим скользящие опоры в настоящее время преду- сматриваются и проходят стадию опытной проверки при проек- тировании экспериментальных каркасных зданий промышлен- ного и общественного назначения (работы ЦНИИпромзданий, КаэпромстройНИИпроекта, ЦНИИСК им. Кучеренко, Тбил- ЗНИИЭП и ЦНИИЭП учебных зданий - см. п. 4.6). Исследуются возможность и эффективность применения скользящих опор для установки в зданиях и сооружениях инженерного и встро- енного технологического оборудования (работы ЦНИИСК 145
им. Кучеренко и Фрунзенского политехнического института), что позволит применять в сейсмостойком строи- тельстве серийное оборудование нефтехимической, радиотехни- ческой, электронной, электротехнической и других отраслей промышленности, предотвратить выход оборудования из строя при сильных землетрясениях. 4.1. ОСОБЕННОСТИ СИСТЕМЫ АКТИВНОЙ СЕЙСМОЗАЩИТЫ И КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ С СЕЙСМОИЗОЛИРУЮЩИМ СКОЛЬЗЯЩИМ поясом Сейсмоизолирующий скользящий пояс выполняется в виде ряда опор, расположенных между фундаментом здания и надзем- ными конструкциями, как правило, в местах пересечения про- дольных и поперечных стен. Каждая опора имеет две пластины - из нержавеющей стали и фторопласта-4, выпускаемого по ГОСТ 10007-80Е. Благодаря низкому коэффициенту трения скольже- ния в опорах (f = 0,05-0,1), при превышении инерционными нагрузками определенного уровня здание начинает проскальзы- вать относительно фундамента. С этого момента усилия от сей- смических нагрузок в элементах несущих конструкций практи- чески не изменяются. Для обеспечения надежности зданий в системе предусмотрены упругие и жесткие ограничители го- ризонтальных и вертикальных перемещений. Принципиальная схема элементов сейсмоизолирующего пояса для зданий жест- кой конструктивной схемы показана на рте. 4.1. Такое реше- ние было предложено сотрудниками Фрунзенского политехни- ческого института В.П. Чуднецовым и Л.Л. Солдатовой (автор- ское свидетельство № 746045, БИ, 1980, № 25), а затем получи- ло развитие в совместных исследованиях ЦНИИСК им. Куче- ренко, ФПИ и Фрунзегорпроекта [80,81]. Предложения по использованию элементов с сухим трени- ем выдвигались разными специалистами. [5, 59, 61, 67]. В.П. Чуднецовым разработаны решения по устройству сколь- зящих опор в мостах. В зарубежной практике сейсмостойко- го строительства для этой цели используют неопрен, тефлон и другие пластики [123, 137]. Для создания упругоскользящих опор под оборудование Армянской АЭС применяется трехслой- ный наирит (резиновая сборка, армированная алюминиевыми пластинами) [61]. Освоение отечественной промышленностью выпуска фторопластов позволяет по-новому конструктивно решать элементы скользящего пояса и обеспечить высокую на- дежность его работы. Выбор фторопласта-4 в качестве одного из материалов сколь- зящей пары обусловлен его специфическими характеристиками [25]: плотность 2,12-2,28 г/см3, предел прочности на сжатие 146
Рис. 4.1. Схема элементов сейсмоизолирующего скользящего пояса 1 - верхняя обвязка фундаментов (стен подвала или техничес- кого подполья); 2 - ростверк; 3 - надземные конструкции здания; 4 - скользящая опора; 5 - упругий ограничитель горизонтальных перемещений (демпфер); 6 - жесткий ограничитель горизонтальных перемещений (упор); 7 - ограничитель вертикальных перемещений (вертикальная связь); 8 - вертикальный амортизатор 12 МПа, предел прочности на растяжение 14-25 МПа, модуль уп- ругости при сжатий 700 МПа, относительное удлинение при раз- рыве 250-500 %. Фторопласт нетеплопроводен, сохраняет работоспособность в интервале температур от -269 до +260°С, не поглощает воду, химически стоек к кислотам, щелочам и органическим раствори- телям, не горит, стоек к воздействию грибков и бактерий, от- лично подвергается механической обработке, обладает высо- ким электрическим сопротивлением, практически не стареет. Коэффицинт трения по стали 0,04—0,08 (в некоторых парах до 0,02). Фторопласт выпускается промышленностью в широком ас- сортименте. Пластины толщиной 4—6 мм, которые используют- ся для экспериментальных зданий, стоят 4-5 руб/кг (расход фторопласта па трех-пятиэтажные здания не превышает 12- 26 кг, а на девятиэтажные крупнопанельные дома с общей при- веденной площадью 3,0 тыс. м1 - 140-160 кг). Размеры скользящей опоры определяются расчетом при давлении на фторопласт не более 8 МПа. Размеры пластин из фторопласта обычно принимают 20x20 или 25x25 см для пяти- этажных зданий и 40x40 см - для девятиэтажных зданий, а 147
Рис. 4.2. Конструкция скользящих опор совмещенного типа а - для пятиэтажных зданий с горизонтальной нижней пластиной; б — для девятиэтажных зданий с наклонной нижней пластиной; I - желе- зобетонный ростверк; 2 - упор; 3 - скользящая опора; 4 — резиноме- таллический демпфер; 3 - анкерный болт защитного уголка б - заделка холодной мастикой; 7 - верхняя пластина из фторопласта-4; 8 - нижняя стальная пластина пластин из нержавеющей стали толщиной 2 мм на 20-30 см больше. Каждая пластина прикрепляется к стальным заклад- ным деталям (плитам), которые эамоноличиваются в ростверке и в верхней обвязке стен фундамента (подвала или техническо- го подполья). Допускается расположение сверху как пластин из фторопласта, так и пластин из нержавеющей стали. Шаг опор — не более 3,6 м. В настоящее время для строительства зданий рекомендуют- ся опоры совмещенного типа (рис. 4.2), в которых в пределах одного устройства размещаются сами опоры, упругие и жесткие ограничители перемещений. Скользящие опоры, типа показан- ного на рис. 4.2, а, можно применять для зданий высотой до пя- ти этажей включительно. Скользящая опора по рис. 4.2, б вы- полняется с наклонными участками нижней пластины, с пере- менным углом наклона (3° и 6°)1. Такая конструкция позво- ’а.с. N« 1021718//БИ. - 1983. - Н» 21. 148
б) Деталь .А' Ось симметрии ляет упростить устройство скользящего пояса, снизить трудо- емкость его изготовления, а при сборно-монолитном варианте решения ростверка и верхней обвязки перенести весь процесс изготовления элементов пояса в заводские условия. Кроме то- го, благодаря наклонным участкам нижней пластины и возник- новению при надвижке опоры на эти участки гравитационной восстанавливающей силы, создаются благоприятные условия для уменьшения амплитуд колебаний надземных конструкций относительно фундамента и возвращения здания в исходное по- ложение после окончания землетрясения. Скользящая опора указанной конструкции может быть рекомендована для всех зданий, но особенно эффективно ее применение для зданий вы- сотой более пяти этажей. Скользящие опоры рассчитываются на основное и особое сочетание нагрузок (см. п. 4.4). 149
4 Зднлабиая деталь ростЗерка 3 Пластина изяержайипалир1-2ли] 1Ч>то/хплаапоВая пластина^-бич} 1 Твясямистойая сталь (h-totut) Рис. 4.3. Регулирующее уст- ройство Резина (Ш’/гз-т) TyN5t -Зв-3 -из-39 Рис. 4.4. Упругий ограничггель горизонтальных перемещений (демпфер) Для обеспечения возможности регулирования положения плит скользящего пояса, а также осмотра и замены плит в процессе эксплуатации в ряде случаев в зданиях предусматри- ваются регулирующие устройства с применением высокопроч- ных болтов (рис. 4.3). Вместо нержавеющей стали можно использовать оцинко- ванную сталь толщиной 1-1,2 мм по ГОСТ 14918-80 (для 1 класса покрытия) при условии выполнения мероприятий, обеспечивающих сохранность защитных слоев. Упругие ограничители горизонтальных перемещений (дем- пферы) предназначены для смягчения соударений опор и жест- ких упоров. Ограничители располагаются вблизи скользящих опор вдоль всех продольных и поперечных наружных и внутрен- них стен и должны устанавливаться с зазором Д = 1,5-3 см для 150
зданий высотой до пяти этажей и Д = 4—5 см — для зданий вы- сотой до девяти этажей включительно. Упругие ограничители ' выполняются в виде параллелепипедов из резины марок НО 68- 1, 2959, 1847, 7НО-68-1, ИРП 1347-1 с наклеенными на попе- речные вертикальные грани стальными пластинами (рис. 4.4). Конструкция упругих ограничителей должна предусматривать возможность их свободной посадки в гнезда, например, на мас- тике или гипсе, и в случае необходимости, осмотра и замены. Жесткие ограничители горизонтальных перемещений (упо- ры) предназначены для ограничения горизонтальных подвижек надземных конструкций, которые по результатам исследований рекомендуется принимать а = 7-8 см для зданий высотой не более пяти этажей и а = 10-12 см - для девятиэтажных зданий. Для обеспечения свободного пространства между горизон- тальными поверхностями упоров и ростверком вертикальные зазоры в свету следует принимать не менее 3,5 см. Упругие ограничители вертикальных перемещений (верти- кальные связи и амортизаторы) предназначены для обеспечения устойчивости сейсмоиэолируемого здания от опрокидывания и гашения вертикальных колебаний. Они располагаются вдоль всех наружных стен, симметрично относительно осей здания. Сечения вертикальных связей определяются расчетом (см. п. 4.4) из условия недопущения отрыва надземной части здания от стен фундамента. Вертикальная связь может выполняться в виде стержней арматуры (диаметром 30-42 мм) или пучков семипрядевых канатов К-7 (диаметром 9-15 мм). Одним концом вертикальные связи заанкериваются в бетоне роствер- ка, а другим-в верхней обвязке. Вертикальные связи (рис. 4.5) пропускаются через стальную гильзу с внутренним диаметром d = 2а, забетонированную в верхней обвязке, и в отверстие вер- тикального амортизатора и крепятся с помощью жесткого ан- кера (для вертикальных связей из стержней арматуры) или спе- циального гильзостержневого анкера (для связей из пучков каната). Конструкция вертикального амортизатора (рис. 4.6) ана- логична конструкции демпфера. В нем предусматривается от- верстие для пропуска вертикальной связи. Для изучения работоспособности и эффективности рассмот- ренной системы активной сейсмозащиты в 1978-1985 гг. были выполнены: экспериментальные исследования моделей зданий на сейсмоплатформе ФПИ с изучением различных пар материа- лов для скользящих опор, упругих ограничителей из пружинной стали (см. п. 4.2); экспериментальное исследование на сейсмо- платформе ЦНИИСК им. Кучеренко модели девятиэтажного объемно-блочного здания с сейсмоизолирующим скользящим поясом; проектно-конструкторские разработки во Фрунзегор- проектб нескольких типов зданий высотой три-пят и девять эта- жей и выполнены рабочие чертежи экспериментальных домов; 151
Рис. 4Л. Упругий ограничитель вертикальных пере- мещений (вертикальная связь) 1 - стеновая панель; 2-железобетонныйростверк; 3 - вертикальная связь; 4 — пластина из фторопласта; 5 - амортизатор; б.- шайба; 7- гайка; '8 - гильза осуществлено строительство в г. Фрунзе четырех трехэтажных зданий общежития с разработкой специальной технологии воз-' ведения скользящего пояса (СМУ МВД Киргизской ССР), од- ного пятиэтажного и одного девятиэтажного крупнопанельных 152
домов серии 105 (ДСК-2 Министерства строительства Киргиз- ской ССР); комплексные натурные статические и вибрацион- ные испытания трех экспериментальных домов в г. Фрунзе (ЦНИИСК им. Кучеренко, Казахской ПромстройНИИпроект, ФПИ); расчетные исследования в ЦНИИСК им. Кучеренко и ФПИ динамических моделей зданий при гармонических и ре- альных сейсмических воздействиях, заданных акселерограм- мами сильных землетрясений; технико-экономические расчеты эффективности применения зданий с сейсмоизолирующим скользящим поясом (см. гл. 7). На основе проведенных исследований разработаны рекомен- дации по проектированию '(расчету и конструированию), изго- товлению, монтажу и эксплуатации экспериментальных домов [91]. Первые здания в г. Фрунзе были построены по ул. Месороша на площадке с сейсмичностью 9 баллов и неблагоприятными грунтовыми условиями. Каждый иэ четырех корпусов общежи- тия имеет размеры в плане 13,8x40,8 м. Высота этажа равна 3 м. Фундамент здания предусмотрен в виде монолитных железо- бетонных перекрестных лент таврового сечения, высотой 2,3 м из бетона класса В15 с арматурой класса А-Ill. Ширина подошвы фундаментных лент продольного направления равна 1,8 м, попе- речного - 1,2 м, ширина стенки лент - 0,4 м. Ростверк представляет собой систему монолитных железо- бетонных перекрестных балок сечением 40x50 см иэ бетона класса В22,5 с арматурой класса А-Ш. Стены здания комплекс- ной конструкции запроектированы из кирпича Ml 00. на раство- ре М-75. Они усилены монолитными вертикальными и горизон- тальными железобетонными включениями и сетчатым армиро- ванием в швах в соответствии с требованиями для кладки II ка- тегории по сейсмостойкости. В уровне перекрытия каждого эта- жа предусмотрены монолитные железобетонные пояса и об- вязки. Сейсмоизолирующий скользящий пояс расположен между фундаментом здания и ростверком. Конструктивными элемента- ми пояса являются скользящие опоры, упругие ограничители го- ризонтальных перемещений, горизонтальные железобетонные упоры и вертикальные связи (рис. 4.7). Ширина пояса в свету принята равной 70 мм. Скользящие опоры (рис. 4.8) размещены равномерно по всему периметру несущих стен, их общее количество 40 штук. Скольжение в опоре должно происходить между фторопласто- вой пластиной и пластиной из нержавеющей стали. Пластина из фторопласта-4 с размерами 250x250x4 мм' прикреплена к зак- ладным деталям ростверка. Пластина из шлифованной нержа- веющей стали прикреплена к закладным деталям фундамента. 153
о - упругий ограничитель □ - скользящая опора Рис. 4.7. План размещения скользящих опор, упругих жестких упоров на фундаменте здания о - горизонтальный упор о - Вертикальная сбязь ограничителей горизонтальных и вертикальных перемещений
Рис. 4.8. Сеченая по скользящей опоре Между фундаментом и ростверком установлено 24 упругих ограничителя горизонтальных перемещений. Упругие ограничи- тели выполнены в виде резиновых амортизаторов, по торцам которых приклеены металлические пластины толщиной 12 мм. Ограничители вставлены в специальные ниши в фундаменте и ростверке с зазором по 15 мм с каждой стороны в рабочем на- правлении (рис. 4.9). Рис. 4.9. Упругие ограничители горизонтальных перемещений (демп- феры) 155
упер фундамента Рис. 4.10. Жесткие ограничители горизонтальных перемещений (упоры) Жесткие горизонтальные упоры (рис. 4.10) выполнены в ви- де армированных выступов из ростверка и фундамента, между которыми с каждой стороны имеется зазор по 12 см. Железо- бетонные горизонтальные упоры не позволяют зданию ’’сосколь- знуть” с фундамента при больших смещениях ростверка относи- тельно фундамента в случае выхода из строя упругих ограничи- телей горизонтальных перемещений. В продольном и поперечном направлениях здания имеется 16 горизонтальных упоров (см. рис. 4.7). Вертикальные связи (ограничители вертикальных переме- щений) представляют собой анкеры A-I Ц диаметром 36 А-П1, забетонированные в фундамент (рис. 4.11). В ростверке они пропускаются через гильзу с толщиной стенки 5 мм и через ре- зиновый амортизатор крепятся к ростверку в специальных ни- шах стен. Между ростверком и фундаментом установлены 24 вертикальные связи. Они предназначены для того, чтобы предот- вратить отрыв здания от фундамента при сейсмическом воз- действии. Сейсмические нагрузки не надземные конструкции зданий были определены по СНиП П-А. 12-69* при Кс = 0,075 (8,5 бал- ла). Конструктивные антисейсмические мероприятия' преду- смотрены в соответствии с требованиями норм для расчетной сейсмичности 9 баллов. 156
S Ж/б. обвязка фвбЯ-ЛГ 1^.2 Ж/б.руявамеит Рис. 4.11. Упругие ограничители вертикальных перемещений (вертикальные связи) Ж/б обвязка бюртиз ос/пверк шз г-/ -2р*3яовсей влине шва
С учетом накопленного опыта проектирования и строитель- ства экспериментальных зданий (см. п.4.6) Фрунзегорпроек- том в содружестве с ЦНИИСК им. Кучеренко были разработаны также проекты пятиэтажных крупнопанельных домов на основе серии 105 и домов со стенами из монолитного железобетона, трехэтажного одания ветлечебницы, девятиэтажного крупнопа- нельного дома серии 105, оснащенного двумя системами сейсмо- защиты - сейсмоизолирующим скользящим поясом и динами- ческими гасителями колебаний (смугл. 6). На рис. 4.12 показаны план и разрез экспериментального пятиэтажного крупнопанельного дома № 78 серки 105 в микро- районе Аламедин, а также детали скользящего пояса. Основные отличия принятого решения от зданий общежития заключаются в применении пластин фторопласта толщиной 3 мм, сборно-моно- литном решении стен подвала и технического подполья, более рациональной схеме деталей скользящего пояса, конструктив- ном решении упругих ограничителей горизонтальных и верти- кальных перемещений. При этом обеспечивается лучший доступ к элементам пояса и возможность их осмотра и профилактичес- кого ремонта, предотвращается ’’залипание” на строительном растворе резинометаллических амортизаторов, облегчается их замена. Сейсмоизолирующий скользящий пояс состоит из 27 сколь- зящих опор, 18 упругих и 18 жестких ограничителей горизон- тальных перемещений, 36 ограничителей вертикальных переме- щений. Здание имеет размеры в плане 10,8x26,1, несущие кон- струкции выполнены в виде девяти поперечных стен, располо- женных с шагом 2,7 и 3,6 и трех продольных стен по Типовому проекту № 105-OlOc, разработанному институтом ’’Киргизгип- рострой”. Фундаменты и стены подвала (технического подполья) — сборно-монолитные из бетонных блоков с включением моно- литных участков. По верху бетонных блоков предусмотрена мо- нолитная железобетонная обвязка сечением 400x300 мм. Желе- зобетонный ростверк запроектирован монолитным, сечением 400x500 мм. Элементы скользящего пояса (кроме вертикаль- ных связей) расположены в пространстве высотой 120 мм между обвязкой и ростверком. Сейсмичность площадки строительства - 9 баллов. В связи с отсутствием опыта применения в домах с сейсмоизолирующим поясом сборных фундаментов и стен подвала было признано целесообразным применить для надземных конструкций типо- вое решение для 9-балльной расчетной сейсмичности, т. е. сни- жать для экспериментального дома сейсмические нагрузки и объем конструктивных антисейсмических мероприятий. Такой подход обусловлен необходимостью тщательной эксперимен- тальной проверки новых конструктивных решений сейсмостой- 158
Рис. 4.12. Экспериментальный пятиэтажный крупной серии 105 со скользящим поясом а — план; б - разрез; в, г - детали скользящего пояса к их зданий до их широкого внедрения в практику строитель- ства. Аналогичные рассмотренным выше проектные решения бы- ли разработаны институтом,,ИркутскгражданпроектЛ’ддя строи- тельства в Иркутске четырехэтажных домов с несущими стена- ми из кирпичной кладки. Сейсмичность района строительства - - 8 баллов, расчетные и конструктивные мероприятия приняты 159
в соответствии с требованиями главы СНиП 11-7-81 для рас- четной сейсмичности зданий 7 баллов. Фрунзегорпроектом совместно с ЦНИИСК им. Кучеренко и НИИОСП им. Герсеванова в 1982-1983 гг. был разработан про- ект первого экспериментального девяп£этажного крупнопанель- ного дома серии 105 с применением комбинированной системы сейсмозащиты для строительства по ул. Иваницына в г. Фрунзе. В качестве несущих конструкций надземной части приняты кон- струкции дома с расчетной сейсмичностью 8 баллов по Типовому проекту № Ш-105-7с на 54 квартиры, с приведенной общей пло- щадью около 3,0 тыс. мг, . разработанному институтом”Киргиз- гипро строй." Сейсмоизолирующий скользящий пояс состоит из 63 сколь- зящих опор с пластинами из нержавеющей стали толщиной 2 мм и фторопласта-4 толщиной 4 мм, 28 и 42 упругих резинометал- лических ограничителей одностороннего действия соответствен- но в поперечном и продольном направлениях, 40 вертикальных связей из арматуры диаметром 36 мм. Скользящие опоры при- няты совмещенными с ограничителями горизонтальных переме- щений (см. рис. 4.2, б). Размер здания в плайе 39,6x10,8 м, высота 29,7 м. Конст- руктивные схемы показаны на рис. 4.13 и 4.14. фундаменты и стены подвала выполнены из монолитного железобетона В10, глубина заложения фундаментов 3,5 м. Сече- ние верхней монолитной обвязки 600x300 мм, ростверка 400х х500 мм, класс бетона В22,5. Элементы скользящего пояса (кроме вертикальных связей) расположены в пространстве между, верхней обвязкой и рост- 160
верком, отметка низа опорной пластины — 0,87 м, кроме опор около входов на лестничные клетки между осями 4-5 и 10-11. Коэффициент трения скольжения на стадии проектирования, как и для всех других экспериментальных домов, принят fTD = = 0,1. Аналогичные конструктивные решения с участием ЦНИИСК разработаны Иркутскгражданпроектом (девятиэтажный крупно- панельный дом серии И-163 для строительства в 8-баллыюм рай- оне Иркутска), ТбилЗНИИЭП (девятиэтажные крупнопанелъ- 6—477 161
ные дома серии 127 с обычными и предварительно-напряженны- ми стенами для строительства в 7-балльном районе Тбилиси), КрымНИИпроектом (девятиэтажный крупнопанельный дом се- рии 84 для строительства в 7-балльном районе г. Феодосия). Камчатскгражданпроектом в содружестве с ЦНИИСК им. Кучеренко и КазпромстройНИИпроектом разработана про- ектно-сметная документация по 10 блок-секциям домов для строительства в 9-балльном районе Петропавловска-Камчатско- го* . Три иэ десяти блок-секций выполнены со скользящим поя- сом - шестиэтажный крупнопанельный дом серии 138, восьми- этажный крупнопанельный дом серии 138 (с комбинированной системой сейсмоэащиты, см. гл. 6) и пятиэтажный крупноблоч- ный дом серии 1-306. В рамках Комплексной программы Гос- строя СССР реализуется подготовка к строительству группы зданий в микрорайоне Северо-Восток Петропавловска-Камчат- ского с поледующим проведением комплекса натурных испыта- ний домов при статических импульсивных и вибрационных воз- действиях. Конструкция скользящего пояса пятиэтажного крупно- блочного дома аналогична системе сейсмоэащиты для пятиэтаж- ного крупнопанельного дома в г. Фрунзе. При проектировании шести- и восьмиэтажных экспериментальных крупнопанельных домов конструкция скользящего пояса была модифицирована. С целью максимального использования типовых изделий цоколь- ного этажа пояс размещается на отметке 2,300, фундаменты вы- полняются сборно-монолитными, а пластины иэ нержавеющей стали располагаются сверху (рис. 4.15—4.17). При этом исклю- чается возможность скопления воды и мусора в пределах опор- ных пластин. Для экспериментальной проверки предусмотрена установка нескольких опор с регулировочными устройствами в виде высокопрочных болтов (см. рис. 4.3). Для обеспечения свободного проскальзывания конструкций здания выше сколь- зящего пояса по периметру опытных объектов устраивается либо подпорная стенка с заполнением пространства между ее внутренней гранью и наружной поверхностью стен подвала ке- рамэитобетоном или гранулированным шлаком, либо преду- сматривается обратная засыпка теми же материалами без под- порной стенки. Изменена конструкция упоров для установки статических домкратов при испытаниях дома и его возвращения в исходное положение после испытаний и землетрясений (см. п. 4.6). Благодаря использованным модифицированным решениям скользящего пояса удалось повысить технико-экономическую эффективность системы сейсмозащиты (см. гл. 7). 1 Проекты разработаны специалистами Камчатсктражданпроекта под руководством Л.П. Гав ронского, Ю.М. Хазанова, В.Н. Дроздюка. 162
Рис. 4.15. План-схема шести* этажной блок-секции крупнопанель- ного дома серин 138с со скользя- щим поясом (разработка Камчатск- гражданпроекта) Рис. 4.16. Деталь скользящего пояса шестиэтажного дома 1 - ростверк; 2 - фундамент- ная плита; 3 — резиновый аморти- затор; 4. - стальные пластины; 5 - скользящая опора 1 - скользящие опоры Рис. 4.17. Ограничитель вертикаль- ных перемещений 1 — вертикальная связь; 2.- амор- тизатор; Зг- гайки; 4 — слой рубероида В 1985 г. КБ по железобетону им. А.А. Якушева Госстроя РСФСР совместно с ЦНИИСК им. Кучеренко разработали другое конструктивное решение системы сейсмозащиты. Эксперимен- тальные пятиэтажные крупнопанельные жилые дома на основе типовой серии 135 отличаются размещением скользящего шва на отметке —1,71, в пределах технического подполья (рис. 4.18 и 4.19). При этом в максимальной степени используются типовые цокольные панели, а изготовление их выполняется на ДСК с одновременным креплением пластин их фторопласта. Поступа- ющие на монтаж цокольные панели устанавливаются на опорные стальные пластины, забетонированные в монолитном железо- бетонном поясе по верху сборных фундаментных блоков. Со- единение цокольных панелей между собой осуществляется с помощью шпонок, как принято в типовом проекте серии 135. Все остальные надземные конструкции зданий используются без каких-либо изменений. Такое сборно-монолитное решение эле- ментов скользящего шва позволяет унифицировать проектные решения изделий для районов с разной сейсмичностью и добить- 163
Рис. 4.18. План-схема на отметке 1,705 блок-секции серии 135-0142с/1 (разработка КБ по железобетону им. АЛ. Якушева) ся существенного повышения эффективности от использования системы активной сейсмозащиты (экономия расхода стали до 15 %), исключает необходимость переналадки оборудования на ДСК и заводах ЖБИ. . Рис. 4.19. Схема цокольного этажа с элементами скользящего шва 1 — скользящие опоры; 2 — ограничители вертикальных перемеще- ний; 3 - панели надземных конструкций; 4:- панели цокольного этака; 5 — монолитный пояс; 6 - сборные фундаментные блоки; 7 - анкеры 164
В разработанных проектах домов серий 135-0142с/1 и 135— 0163с/1 предусмотрено снижение сейсмических нагрузок и со- ответственно конструктивных антисейсмических мероприятий на 1 балл при строительстве домов в 8-балльных районах (т. е. применение типовых конструкций по проекту для 7-балльной расчетной сейсмичности) и применение минимального объема конструктивных мероприятий при строительстве домов в 7- бапльных районах (модификация проектного решения для не- сейсмических районов). Аналогичные приведенным выше решения скользящего поя- са перспективны для использования в зданиях с жесткой конст- руктивной схемой социально-бытового назначения (школы, дет- ские сады, ясли, аптеки, сберкассы, магазины), в администра- тивных зданиях, зданиях промышленного и сельскохозяйствен- ного назначения, складских сооружениях и др. Накапливаемый опыт проектирования и строительства экс- периментальных домов позволит в ближайшие годы уточнить об- ласти их рационального и эффективного применения. Что касается каркасных зданий, то опыт расчетных и экспе- риментальных исследований, выполненных в ЦНИИпромзданий и КазПСНИИП свидетельствует о целесообразности применения скользящих опор с наклонными поверхностями контактирую- щих поверхностей (типа ’’конверт”). Строительство и натурные испытания экспериментальных объектов позволят дополни- тельно изучить особенности кинематических параметров дефор- мирования и колебаний надземных конструкций, влияние пони- женной жесткости перекрытий и другие факторы, а также оп- ределить область рационального применения системы сейсмо- защиты. Подобную цель преследуют работы ЦНИИСК им. Кучеренко, ТбилЗНИИЭП и ЦНИИЭП учебных зданий по созданию и оценке эффективности скользящих опор в каркасно-панельных домах системы ИМС (с последующим натяжением безригельных пере- крытий — см. гл. 2). В этом случае повышенная жесткость пред- напряженного перекрытия над подвалом и жесткость борто- вых элементов создает благоприятную возможность для по- становки скользящих опор непосредственно под перекрытием в пределах подвала. Предложенная конструкция скользящей опоры1 характеризуется одновременным включением в работу всех групп упругих ограничителей горизонтальных и верти- кальных перемещений, пластической работой упоров и гашени- ем как горизонтальных, так и вертикальных колебаний зданий. * Исследования проведены инж. В.А. Агаджановым под руководством ав- тора настоящей главы. 165
4Л. РЕЗУЛЬТАТЫ ИСПЫТАНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ СКОЛЬЗЯЩЕГО ПОЯСА И МОДЕЛЕЙ ЗДАНИЙ ПРИ СТАТИЧЕСКИХ, ИМПУЛЬСИВНЫХ И ВИБРАЦИОННЫХ ВОЗДЕЙСТВИЯХ В ФПИ кацд. техн, наук Л.Л. Солдатовой [81] проведены исследования гармонических колебаний одно- и двухмассовой моделей здания с сейсмоизолирующим скользящим поясом и упругими ограничителями горизонтальных перемещений в фундаменте. В процессе испытаний изменялись частота и ампли- туда воздействия. Для экспериментального исследования эффективности уст- ройства скользящего пояса изготовлена модель здания, которая испытывалась на сейсмоплатформе (рис. 4.20). Модель здания состоит из фундамента и металлического каркаса с грузами. Мо- дель установлена на сейсмоплатформу 1. Фундамент модели представляет собой два железобетонных пояса: нижний пояс фундамента 2 жестко прикреплен к столу сейсмоплатформы, верхний пояс 3 свободно лежит на антифрикционных проклад- ках 4. В специальные пазы фундамента вставлены упругие огра- ничители горизонтальных перемещений 5. К верхнему поясу фундамента прикреплен металлический каркас 6. Грузы 7, мо- делирующие массу здания, крепились либо к верхнему поясу фундамента, либо к раме, устроенной в верхней части стоек кар- каса. На столе сейсмоплатформы, верхнем поясе фундамента и раме, расположенной в верхней части каркаса, установлены ре- гистрирующие приборы 8. При динамических испытаниях модели в качестве антифрик- ционных прокладок устанавливались поочередно прокладки из фанеры, кровельного железа, прокладки из фторопласта-4 в один и два слоя и прокладки в два слоя (металлическая и фто- ропластовая) . Чтобы оценивать влияние упругих ограничителей горизонтальных перемещений, модель испытывалась без ограни- чителей, с пружинными ограничителями, поставленными в пазы фундамента без зазоров, и с резиновыми амортизаторами, по- ставленными с зазором в направлении колебаний. Конструкция упругих ограничителей обеспечивала их работу на сжатие при относительном смещении поясов фундамента. Во время испытаний осциллографами Н-700 записывались смещения, скорости и ускорения сейсмоплатформы и модели при установившемся скольжении поясов фундамента. Для ре- гистрации смещений и скоростей установлены сейсмоприемники ВБП-3, для регистрации ускорений - сейсмоприемники ОСП. На сейсмоплатформе испытывались одномассовая и двух- массовая модели здания со скользящим поясом и упругими ограничителями горизонтальных перемещений. Испытания одно- массовой модели проводились для того, чтобы исследовать рабо- ту скользящего пояса, подобрать материал антифрикционных 166
Рис. 4.20. Схема эксперимен- тальной установки ФПИ 1 - сейсмоплатформа; 2 - нижний пояс; 3 — верхний пояс; 4 - антифрикционные прокладки; 5 - упругие ограничители; 6 - каркас модели; z - пригруз; 8 - регистрирующие приборы прокладок, выявить необходимость упругих ограничителей го- ризонтальных перемещений, исследовать влияние их жесткости на амплитуды смещений, скоростей и ускорений верхнего пояса фундамента. При исследованиях одномассовой модели здание рассматривалось как абсолютно жесткое тело. В эксперимен- тальной установке грузы, моделирующие массу здания (железо- бетонные плиты), устанавливались непосредственно на раму верхнего пояса фундамента. Для оценки влияния упругих свойств здания выполнены ис- следования двухмассовой модели, при этом грузы, моделирую- щие массу здания, устанавливались на раму в верхней части кар- каса. Период собственных колебаний этой модели при жестко скрепленных поясах фундамента в зависимости от массы грузов находился в пределах 0,17—0,25 с. Уменьшение горизонтальных инерционных сил в конструк- циях, расположенных выше скользящего пояса, обеспечивается за счет свободного проскальзывания при определенном уровне воздействия. Ограничить относительные перемещения верхнего и нижнего поясов фундамента необходимо для того, чтобы здание Рис. 4.21. Схема установки для испытаний резиновых амортизато- ров 1 - маятник; 2 — резиновый амортизатор 167
не ’’съехало” с фундамента. Упругие ограничители горизонталь- ных перемещений с резиновыми амортизаторами, выполненны- ми в натуральную величину, при испытаниях модели на сейсмо- платформе устанавливались в направлении колебаний с зазором, превышающим двойную амплитуду смещений сейсмоплатфор- мы. Для исследования влияния жесткости упругих ограничи- телей на смещения, скорости и ускорения модели выше сколь- зящего пояса изготовлены ограничители с пружинами. Горизон- тальная жесткость одной цилиндрической пружины равна 6,256 кН/см, в каждом ограничителе может быть установлено по одной или по две пружины. Упругие ограничители с резиновыми амортизаторами, уста- навливаемые в зданиях, должны обеспечить возможность срав- нительно больших смещений здания относительно фундамента, т. е. быть податливыми в направлении колебаний и поглощать часть энергии сейсмического воздействия. Учитывая опыт про- ектирования и применения резиновых опорных частей мостов, применяли резины марки НО-68-1 7 НО-68-1, 2959, 1847, ИРП-1347—1. В экспериментальных исследованиях использова- лись амортизаторы иэ протекторной резины, выпускаемой по ГОСТ 2631-71, которая по своим свойствам близка к предла- гаемым типам резины. Для снижения горизонтальной жесткости резиновые амор- тизаторы целесообразно выполнять со сквозными цилиндричес- кими отверстиями. Для экспериментальных исследований было изготовлено четыре типа резиновых амортизаторов в натураль- ную величину 240x194x125 мм. В зависимости от количества и размеров отверстий коэффициент жесткости резиновых аморти- заторов находится в пределах 2,13-6,03 кН/см. В зданиях упругие ограничители горизонтальных перемеще- ний целесообразно устанавливать с зазором в направлении коле- баний, что. обеспечивает возможность свободного проскальзы- вания фундамента относительно здания при больших ускорени- ях основания. В зданиях с резиновыми амортизаторами в мо- мент, когда перемещение здания относительно фундамента превысит зазор, происходит неупругий удар. При этом часть кинетической энергии теряется, так как она затрачивается на внутреннее трение в резине. Количество потерянной энергии за- висит от упругих свойств амортизаторов и характеризуется ко- эффициентом восстановления у. При прямом ударе 7-u/v, (4.1) где и - модуль скорости в конце удара; v - модуль скорости в начале удара. Значение коэффициента восстановления находится опытным путем. Для определения коэффициента восстановления резино- 168
вых амортизаторов изготовлена специальная ударная установка маятникового типа (рис. 4.21). Маятник 1 с массой тПр и дли- ной I отклоняется на некоторый угол ф, затем свободно отпуска- ется. В момент, когда центр тяжести маятника находится в край- нем нижнем положении, происходит прямой неупругий удар маятника о резиновый амортизатор 2, после удара маятник отскакивает на угол ф]. Коэффициент восстановления можно оп- ределить, если пренебречь трением в подшипниках качения и сопротивлением воздуха, используя принцип равенства макси- мальных кинетической и потенциальной энергий маятника. Коэффициент восстановления у определяется через углы фи Ф1 7 = sin ——/sin --. (4.2) 2 2 Потери скорости в момент удара об амортизатор: v-u = v(l-7), (4.3) а потери кинетической энергии mnpV2/2 - mnpu2/2 = mnpv2/2(l - 72) - (4.4) Коэффициент восстановления испытанных амортизаторов у находится в пределах 0,603-0,628, практически он не зависит от размеров и количества отверстий. Потери скорости достигают 37 %, а потери кинетической энергии 60 %. При испытаниях одномассовой модели на сейсмоплатформе отмечено, что при небольших частотах колебаний сейсмоплат- формы верхний и нижний пояса фундамента совершали колеба- ния как одно целое. По мере увеличения-частоты колебаний сейсмоплатформы начиналось проскальзывание нижнего пояса фундамента относительно верхнего. В момент установившегося скольжения зрительно казалось, что верхний пояс неподвижен, а нижний пояс фундамента колеблется вместе со столом сейсмо- платформы. На рис. 4.22 показана запись колебаний при установившемся скольжении поясов фундамента в эксперименте с антифрикци- онными прокладками в два слоя: из фторопласта-4 и нержавею- щей стали, с упругими ограничителями (резиновыми аморти- заторами) и с массой грузов в 1800 кг, установленных на верх- нем поясе фундамента. Смещения скорости и ускорения верхне- го пояса фундамента значительно меньше скоростей и ускоре- ний сейсмоплатформы. Следует отметить, что на записи 6 четко наблюдается ’’среэка” ускорений верхнего пояса. Таким обра- зом, экспериментально подтверждается ограничение ускорений 169
Рис. 4.22. Осциллограмма колебаний сейсмоплатформы и модели 2. 2, 3 - смещение, скорость и ускорение сейсмоплатформы; 4, 5, 6-то же, верхнего пояса фундамента величиной, определяемой силой сухого трения в скользящих опорах. Эффективность устройства скользящего пояса в фундаменте иллюстрируется на рнс. 4.23, где показаны экспериментальные и расчетные значения амплитуд смещения At, амплитуд ускорения А\ верхнего пояса фундамента и соотвественно аплитуд смеще- ния А о и амплитуд ускорения Ао стола сейсмоплатформы. Они получены при испытаниях одномассовой модели с антифрикци- онными прокладками из фторопласта-4 и нержавеющей стали и с пружинными ограничителями горизонтальных перемещений (масса грузов на верхнем поясе фундамента 1800 кг) при из- менении частоты колебаний сейсмоплатформы от 4 до б Гц. Рас- четные значения амплитуд определены по формуле (4.6). Коэффициент динамичности 0t определяется как отношение амплитуды ускорений верхнего пояса фундамента к амплитуде ускорений сейсмоплатформы для каждой частоты колебаний сейсмоплатформы. В результате исследования колебаний одномассовой моде- ли здания с сейсмоизолирующим скользящим поясом и упруги- ми ограничителями горизонтальных перемещений сделаны сле- дующие выводы: для создания скользящего пояса оптимальной парой из исследованных материалов являются антифрикцион- ные прокладки из фторопласта-4 и нержавеющей стали; после срабатывания системы сейсмозащиты при установившемся скольжении поясов фундамента амплитуды смещений, скоростей и ускорений конструкций, находящихся выше скользящего по- яса, значительно меньше амплитуд смещений, скоростей и ус- корений нижнего пояса фундамента; эффективность устройства 170
Рис. 4.23. Резужтяты испытаний одномассовой модели а - снижение амплитуд перемещений; б - снижение амплитуд уско- рений; в - зависимость коэффициента динамичности от частоты возбуж- дения. Сплошными линиями показаны экспериментальные данные, пунк- тиром - расчетные. Ао - амплитуда колебаний сейсмоплатформы; А} и А2 - амплитуды колебаний соответственно верхнего пояса фундамента и верхнего каркаса модели скользящего пояса возрастает с увеличением частоты колебаний н ускорении сейсмоплатформы; ускорения конструкций, распо- ложенных выше скользящего пояса, снижаются с уменьшением жесткости упругих ограничителей; в качестве упругих ограничи- телей целесообразно использовать резиновые амортизаторы, по- ставленные в пазы фундамента с зазором, так как они позволя- ют погасить значительную часть энергии колебаний в момент включения их в работу. Испытание двухмассовой модели показало, что характер ко- лебаний модели был таким же, как и одномассовой модели, од- нако при установившемся скольжении поясов фундамента ам- плитуды смещений А2 й ускорений А\ верхнего пояса фунда- 171
мента возросли по сравнению с амплитудами и Ах в одно- массовой модели. Амплитуды смещений Аг и ускорений А2 верхней рамы каркаса с грузами больше амплитуд Ах и А\ верхнего пояса фундамента. На рис. 4.24 и 4.25 показаны ампли- туды колебаний модели в экспериментах с массой грузов 1800 кг, установленных на верхней раме каркаса и с антифрик- ционными прокладками из фторопласта-4 и нержавеющей стали. Данные на рис. 4.24 относятся к эксперименту, когда использо- вались пружинные ограничители горизонтальных перемещений, а рис. 4.25 - ограничители с резиновыми амортизаторами. На рис. 4.26 показаны результаты испытаний модели при жестко скрепленных поясах фундамента. Расчетные значения амплитуд колебаний (показаны пункти- ром) определялись по формулам (4.6) и (4.8). Анализ резуль- татов на рис. 4.24 свидетельствует, что амплитуды колебаний (At н Л'х) верхнего пояса фундамента и верхней рамы каркаса (Л 2 нуГ2) при установившемся скольжении значительно меньше амплитуд колебаний (40 и Ло) сенсмоплатформы. В экспери- менте с жестко скрепленными поясами фундамента (см. рис. 4.26) характер колебаний модели другой: амплитуды ко- лебаний в уровне верхней рамы каркаса значительно больше ко- лебаний сейсмоплатформы. Таким образом, исследование колебаний двухмассовой мо- дели и снижение амплитуд колебаний конструкций, расположен- ных выше скользящего пояса, по сравнению с амплитудами ко- лебаний модели без скользящего пояса (при жестко скреплен- ных поясах фундамента) подтвердило эффективность устрой- ства сейсмоизолирующего скользящего пояса. Вместе с тем ис- пытания показали, что при расчетном анализе параметров дефор- мирования надземных конструкций необходимо более полно учитывать их инерционные, упругие и диссипативные характе- ристики, особенно в части неравномерности распределения в плане и по высоте здания. На основании этих выводов были поставлены и проведены последующие этапы исследований, которые позволили качественно и количественно изучить ме- ханизмы ограничения перерезывающей силы в уровне сколь- зящего пояса постоянной величиной fTpQ, где Q - вес вышеле- жащих конструкций с учетом длительных и кратковременных нагрузок (см. п. 4.3). В 1983-1984 гг. в ЦНИИСК им. Кучеренко на сейсмоплат- форме были проведены испытания модели объемно-блочного здания типа БКР (конструкции ЦНИИЭП жилища) в 1/6 на- туральной величины, массой 10,8 т, с элементами двух систем сейсмозащиты - скользящим поясом и динамическими гасите- лями колебаний с вязким и сухим трением. Испытания проводились с помощью статических домкра- тов ДГ-20 и при возбуждении колебаний сейсмоплатформы с 172
Рис. 4.24. Результаты испытания двухмассовой модели с пружин- ными амортизаторами (д'и-б, см. подпись к рис. 4.23) Рис. 4.25. Результаты испытаний двухмассовой модели с резиновыми амортизаторам! (о и б, см. подпись к рис. 4.23) 2 3 4},Гц 2 1 4/,.гЦ Рис. 4.26. Результаты испытаний двухмассовой модели при жесткой связи поясов фундамента (и и б, см. подпись к рис. 4.23) 173
заданной амплитудой перемещений и плавным изменением час- тоты колебаний. Регистрация параметров движения модели осуществлялась при жестком ее закреплении к столу сейсмо- платформы (модель-аналог) и при установке модели через стальную раму на четыре пластины с размером 80x80x4 мм из фторопласта-4* (парафторопласт по фторопласту). В процессе кинематического возбуждения осуществлялось плавное про- хождение резонансов (по первой и второй формам собствен- ных колебаний модели) в прямом и обратном направлениях. Диапазон изменения частот от 2 до 14 Гц, собственные частоты колебаний модели fj * 4 Гц и f2 * 13,2 Гц. Некоторые результаты испытаний представлены в табл. 4.1. Не останавливаясь на исследовании двух систем сейсмоэащиты (они будут рассмотрены в гл. 6), отметим следующие принци- пиальные результаты испытания модели здания со скользящими опорами: коэффициент трения скольжения при статическом нагружении составлял fTp=0,07 при общей массе модели с при- грузом Q = 10,8 т н Давлении на опору 4,15 МПа; коэффициент динамичности (отношение амплитуд перемещений верха модели Таблица 4.1. Основные данные по испытаниям на сейсмоплатформе модели девятиэтажного объемно-блочного здания Краткая характеристика модели Резонан- сная час- тота при первой форме колеба- ний, Гц Ампли- туда коле- баний сей- смо- плат- фор- мы, ММ Амплитуда уско- рения в долях g Коэф- ент дина- мич- ности стола сейсмо- плат- формы верха модели Модель с жесткой кинема- тической связью со столом сейсмоплатформы 4,4 0,45 0,035 0,573 1,67 Модель с сейсмоиэолирую- ихм скользящим поясом 4 0,45 1 0,028 0.063 0,189 0,249 6.7 3,95 Модель с динамическим га- сителем колебаний 4.8 0.45 0.041 0,318 7,8 Модель с комбинирован- ной системой сейсмозащи- ты (скользящим поясом и динамическим гасителем) 4 4 0.45 1 0.028 0.064 0,158 0,205 5,6 3,25 1 Испытания проведены инж. В.А. Подгорным в содружестве с канд. техн, наук В.С. Поляковым под руководством проф. С.В. Полякова. 174
и стола сейсмоплатформы в резонансном режиме колебаний) при жесткой кинематической связи модели с сейсмоплатфор- мой, т. е. при испытании модели объемно-блочного здания тради- ционной схемы, достигал 15-18, что соответствует логарифми- ческому дикременту 6 = 0,17-0,21; при прочих равных услови- ях коэффициент динамичности уменьшался с ростом амплитуды колебаний сейсмоплатформы, ускорения верха модели были весьма значительными (до 0,58g); при установке на скользящие опоры по мере приближения к резонансу по первой форме ко- лебаний fi = 4 Гц начиналось проскальзывание модели относи- тельно опорной рамы, жестко прикрепленной к столу сейсмо- платформы; коэффициент динамичности снижался до 4—7, что соответствует увеличению 6 до 0,47-0,8, а ускорения верха мо- дели не превышали 0,25g; модель совершала сложные колеба- ния с поворотом в плане; для возвращения ее в исходное поло- жение необходимо было приложить усилие не более 150-400 Н; при увеличении частоты колебаний до второй резонансной час- тоты f2 = 13,2 Гц вновь наблюдалось проскальзывание при не- значительных деформациях конструкций выше скользящего пояса; визуально наблюдалась картина, при которой положе- ние модели в пространстве было практически неизменным, а сейсмоплатформа проскальзывала под основанием модели. Другие качественные результаты были аналогичны испытаниям вФПИ. 4.3. РЕЗУЛЬТАТЫ НАТУРНЫХ ИСПЫТАНИЙ ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫХ ДОМОВ С СЕЙСМОИЗОЛИРУЮЩИМ СКОЛЬЗЯЩИМ поясом В связи с необходимостью экспериментальной проверки зданий с новой системой активной сейсмозащиты, на стадии разработки проектов всех домов специальными программами, утвержденными Госстроем СССР, были предусмотрены натур- ные статические и вибрационные испытания. Статические испытания первого трехэтажного здания обще- жития по ул. Месороша в г. Фрунзе проводились ЦНИИСК им. Кучеренко и лабораторией № 18 НИИЖБ в два этапа: этап Т (май 1980 г.) - после монтажа перекрытия первого этажа в этап II (апрель-май 1981 г.) - после завершения строительства первого здания. Два домкрата (этап 1) и четыре домкрата по 1000 кН были установлены между фундаментом и верхним ростверком (рис. 4.27). Нагрузка создавалась с помощью на- сосной станции с постепенным увеличением до достижения скольжения верхнего ростверка относительно фундамента. В процессе испытаний с помощью прогибомеров замерялись перемещения верхнего ростверка и фундамента. Относитель- 175
Рис. 4.27. Схема расстановки приборов при натурных стати- ческих испытаниях трехэтажного дома ное скольжение в поясе фиксировалось по наклеенным на опо- рах полоскам миллиметровой бумаги. Испытания на этапе I проведены при собственной массе конструкций выше скользя- щего пояса Q = 310 т. Усилие в домкратах в период подвижки составляло ES = 340 кН, что соответствует коэффициенту тре- ния скольжения Г™ = 0,11. Перемещения достигали 8-10 мм. Для этапа 11 Q * 2600 т, ES = 2700 кН, fTp = 0,104, подвижка до 1,5-2 мм. 26-28 мая 1981 г. ЦНИИСК им. Кучеренко и КаэПСНИИП при участии ФПИ провели натурные вибрационные испытания с помощью вибромашины В-3. Три блока вибромашины были установлены на покрытии здания. Колебания возбуждались в поперечном направлении. Нагрузки на валу машины регулиро- вались с помощью дебалансов. В трех уровнях здания [на по- крытии, на перекрытии первого этажа и на фундаменте, а также на грунте были установлены группы сейсмоприемников для ре- гистрации перемещений и ускорений (см. рис. 4.28)1 Испытания проводились в несколько этапов, вибрационные испытания чередовались с измерением динамических характе- ристик при оттяжке здания канатом1. Уровни нагружения ус- * Испытания проведены большой группой сотрудников ЦНИИСК им. Ку- черенко и Казахского ПромстройНИИлроекта. Обработка результатов испытаний выполнена в ЦНИИСКе. 176
Вибромашина \ ♦. а £ о Покрытие ♦ CD & к CD О Перекрытие 1-го зтажа S Поддал (фундамент) Сейсмодатчики О - 0СЛ-2М о - см-з а - вбпп - ЗМА-1 Рис. 4.28. Схемы расстановки приборов при натурных вибрацион- ных испытаниях трехэтажного дома тановлены с учетом основного требования заказчика - недопу- щения повреждений несущих конструкций законченного строи- тельством здания. При испытании с тремя вибраторами (по 16 дебалансов на каждом, горизонтальная нагрузка на валу по- рядка 800 кН) было достигнуто скольжение по сейсмоизоли- рующему поясу. Амплитуды относительных перемещений до- стигали 2,5—3 мм, что наблюдалось по отметкам на миллимет- ровой бумаге и фиксировалось сейсмодатчиками. После испытаний с амплитудами ускорений покрытия 0,17— 0,19g в здании практически не наблюдалось повреждений. Ис- ключение составляли небольшие трещины в узлах проемов ог- раждения лоджий, а также волосяные трещины в швах плит покрытия непосредственно под вибромашиной и в продоль- ной стене лестничной клетки. Степень повреждения конструк- ции меньше степени 11. Основные результаты вибрационных испытаний: периоды собственных колебаний здания: начальный 0,18с (что точно соответствует расчетному для опытного здания), при испыта- ниях со скольжением по поясу - 0,2-0,22с; логарифмический декремент: при свободных колебаниях (без скольжения по поя- *См. "Методические рекомендации по инженерному анализу последствий землетрясений’’/ЦНИИСК им. Кучеренко. - М.. 1980. 177
су) равен 03-0,4; при вибрационных испытаниях 0,5-0,7 (8- 11% критического); распределение амплитуд перемещений (рис. 4.29): покрытие 1,33-1,75 мм; перекрытие первого эта- жа 0,6-1,1 мм; верх фундамента 0,3-0,45 мм; грунт 0,2- 0,24 мм; распределение амплитуд ускорений: покрытие 0,13- 0,19g; перекрытие первого этажа 0,04-0,11g; верх фундамен- та 0,03-0,07g; грунт 0,02-0,024g- Таким образом, на этапе скольжения наблюдалось умень- шение амплитуд ускорений выше и ниже пояса в 1,5—2 раза. Возбуждение колебаний с помощью вибромашины, уста- новленной на покрытии здания, обусловлено возможностями современного испытательного оборудования. При установке вибромашины на грунт вблизи здания не удается создать в нем инерционные нагрузки, при которых происходит скольжение в сейсмоизолирующем поясе. Поэтому принятая схема вибрацион- ных испытаний не позволяет полностью имитировать сейсми- ческие колебания при землетрясениях. Тем не менее такая схема натурных вибрационных испытаний широко используется в нашей стране и за рубежом для изучения динамических харак- теристик зданий, схем их деформирования, распределений инерционных нагрузок и ускорений в несущих конструкциях. Проведенные испытания позволили экспериментально про- верить работоспособность новой системы сейсмоэащиты, уста- новить особенности деформирования экспериментального здания, характер передачи нагрузок при интенсивных гармо- нических воздействиях, правильность принятых при проекти- ровании расчетных предпосылок. Колебания здания относитель- но фундамента происходят плавно, без резких скачков и одно- стороннего накопления остаточных сдвигов. Наблюдавшиеся при вибрационных испытаниях качатель- ные колебания здания обусловлены принятой схемой возбуж- дения колебаний с помощью вибромашины на покрытии и, главным образом, слабыми грунтами на строительной площадке. При реальных сейсмических воздействиях скользящий пояс бу- дет отсекать (с определенного уровня) колебания, передающиеся на надземные конструкции, и предотвращать их повреждения, как это и было получено при описанных ранее испытаниях моде- ли (см. п. 4.2). Программой натурных испытаний пятиэтажного крупнопа- нельного дома № 78 в микрорайоне Аламедин было предусмот- рено проведение статических и вибрационных исследований. В связи с задержкой строительства дома он оказался в центре жи- лого массива и проведение вибрационных испытаний с помощью мощной вибромашины стало возможным. Скорректированная программа испытаний была направлена на решение следующих задач*: измерение динамических харак- * Испытания проведены большой группой сотрудников ЦНИИСК им. Ку- черенко, КазПСНИИП и ФПИ при участии ДСК-2 и Фрунзегорпроекта. 178
а) перемещений, мм Испытание 7 Рис. 4.29. Распределение амплитуд колебаний при вибра- ционных испытаниях трехэтажного экспериментального дома а - перемещение в мм; б—ускорение в долях от g теристик (периодов и форм собственных колебаний, декремен- тов колебаний) законченного строительством дома в попереч- ном и продольном направлениях при импульсивном сбросе на- грузок порядка 1 кН; определение статического порога сраба- тывания скользящих опор, при которых достигается подвижка надземных конструкций относительно обвязки стен подвала и технического подполья. Кроме того, программой предусматривалась проверка в процессе строительства, при подготовке и проведении испытаний технологичности принятого решения скользящего пояса, точ- ности его возведения, фактических затрат ДСК-2 и затрат на строительной слощадке, влияния сборных элементов стен под- вала и технического подполья на работоспособность системы активной сейсмоэащиты (см. п.4.б и гл. 7). Помимо авторского надзора Фрунзегорпроекта наблюдения за строительством 179
Рис. 4.30. Схемы испытаний пятиэтажного дома с определением динамических характеристик а - в поперечном направлении; б - в продольном направлении (номера соответствуют местам установки сейсмоприемников) экспериментального дома осуществлялось ПНИИЛС ФПИ (инж. М.К. Абдыбалиев). Определение динамических характеристик дома проводи- лось при импульсивных воздействиях, которые создавались с по- мощью оттяжки троса с тарированной вставкой. Трос крепился к покрытию дома, натяжение осуществлялось с помощью грузо- вой автомашины. Проведено по два испытания дома в родоль- ном и поперечном направлениях. Для записи колебаний исполь- зовался комплект из шести сейсмоприемников СМ-3 с соответст- вующей регистрирующей аппаратурой (рис. 4.30). По результатам обработки записей, периоды собственных колебаний экспериментального дома составляли: в поперечном направлении Ту = 0,2с, в продольном - Тх = 0,18с. Декременты колебаний составляли: в поперечном направле- нии бу = 0,12-0,14; в продольном направлении бх = 0,11-0,13, в вертикальном - 6Z “ 0,065-0,085. Формы собственных колебаний в обоих направлениях были близки к прямолинейным (рис. 4.31), что соответствует зда- ниям с жесткой конструктивной схемой. Статические натурные испытания выполнялись в три этапа. На первом этапе четыре домкрата ДГ-200 устанавливались в специально изготовленные на ДСК-2 упоры вдоль продольной оси дома. На этом этапе удалось развить в каждом домкрате усилие около 200 кН (800 кН на здание в целом). На втором этапе четыре домкрата ДГ-200 устанавливались в усиленные упоры вдоль противоположной стороны дома (схема 2 на рис. 4.32). В процессе испытаний усилие в каждом домкрате достигало 750 кН (3000 кН на здание в целом). Однако в связи с обнаруженными отклонениями от проектного решения (каса- 180
Рис. 4.31. Формы собственных колебаний дома в поперечном (а, б) и продольном (в, г) направлениях ния элементов железобетонного ростверка и обвязки), под- вижка на этом этапе не была достигнута (более подробно см. ‘ п. 4.6). Срабатывание скользящих опор было зафиксировано на третьем этапе, когда нагрузка создавалась четырьмя домкра- тами ДГ-200 и четырьмя домкратами ДГ-100 (см. схему 3 на рис. 4.36). Усилия в каждом из домкратов достигали 400 кН. Для фиксации смещений надземных конструкций использова- лись 8 прогибомеров с ценой деления 0,01 мм. При нагрузке 300 кН на один домкрат (2400 кН на здание в целом) произошла подвижка надземной части дома, этому мо- 181
Рис» 4.32. Схемы статических испытаний дома гидравлическими домкратами и расстановки прогибомеров с ценой деления 0,01 мм менту соответствовал коэффициент трения скольжения fTp = = 0,1. При достижении суммарной нагрузки от восьми домкра- тов 2800 кН (fTn = 0,117) подвижка продолжалась и достигала между осями 8—9 Д = 1,15 мм и по оси J А = 0,03 мм. Неравно- мерность относительных смещений в скользящих опорах обус- словлена отсутствием под опорой 4-В пластины из фторопласта и резким повышением в связи с этим силы трения под опорой. Результаты испытаний пятиэтажного дома вновь подтверди- ли необходимость строгого контроля качества строительно-мон- тажных работ при возведении элементов скользящего пояса, а также необходимость создания специальных упоров с нишами для установки статических домкратов. Такие упоры предусмот- рены в проекте девятиэтажного экспериментального дома серии 105 и во всех последующих проектных решениях зданий с си- стемой активной сейсмоэащиты. Программой комплексных натурных испытаний девятиэтаж- ного дома по ул. Иваницына в г. Фруизе, проведенных ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с КазПСНИИП, ФПИ и НИИОСП им. Герсеванова при участии ДСК-2 и Фрунзегорпроекта1, предусматривались три этапа исследований: первый - после возведения фундаментов, ростверка и монтажа плит перекры- тия над подвалом; второй - после окончания монтажа кон- струкций пяти этажей дома; третий - после окончания монта- 1 Ответственные исполнители работы по проведению натурных испытаний кандидаты техн, наук Л.Ш. Кнлимкик, И.Е. Ицков, ннж. М.К. Абдыбали- св н канд. техи. наук. В.С. Поляков (по испытаниям динамического га- сителя колебаний). 182
жа конструкций девяти этажей, со скользящим поясом и после монтажа динамического гасителя колебаний, тяг и демпферов низкого трения. При этом программой предусматривалось реше- ние следующих задач: изучение кинематических параметров де- формирования и колебаний надземных конструкций при стати- ческих и вибрационных нагрузках; экспериментальное опреде- ление порогов срабатывания элементов двух систем активной ссйсмозащиты (скользящего пояса и динамического гасителя колебаний); проверка работоспособности и технологичности принятых решений активной сейсмозащиты, выявления направ- лений их дальнейшего совершенствования; выявление факти- ческих материальных и-трудовых затрат при изготовлении и монтаже скользящего пояса и динамического гасителя коле- баний; разработка предложений по рациональным областям применения пяти- и девятиэтажных крупнопанельных домов с сейсмойзолирующим скользящим поясом, в том числе для за- стройки в г. Фрунзе и других городов Киргизской ССР; разра- ботка предложений по совершенствованию расчетных динами- ческих моделей и методов расчета зданий с сейсмоизолирую- щим скользящим поясом. Статические испытания первого этапа проводились в 'про- дольном и поперечном направлениях (рис. 4.33, а) с помощью двух домкратов ДГ-100 грузоподъемностью 1000 кН каждый. Домкраты устанавливались в специальные ниши, преду- смотренные в конструкциях стен подвала, оба домкрата рабо- тали параллельно при создании давления от одной насосной станции с ручным приводом. Схемы установки домкратов предусматривали возможность попеременного скольжения над- земных конструкций в противоположных направлениях и построения 2—3 замкнутых петель смещения скользящих опор. Для регистрации перемещений по углам здания, а также в других точках устанавливались прогибомеры с ценой деле- ния 0,1 и 0,01 мм (см. рис. 4.33, а). На втором этапе испытаний (испытания 9-27) исследовался объект со смонтированными конструкциями трех-четырех эта- жей (испытания 9-12, Q * 1800 т) и после окончания монтажа пяти этажей (испытания 13-27, Q * 2500 т). Сначала с помощью двух домкратов ДГ-2000 проведены ста- тические испытания дома в продольном направлении (см. рис. 4.33, б), затем измерены динамические характеристики дома при микросейсмических и импульсивных воздействиях. Последние испытания повторялись несколько раз после разных уровней приложения вибрационных нагрузок. Возбуждение колебаний дома осуществлялось с помощью вибромашины тапа В-3 КазПСНИИП. С этой целью трн вибратора были уста- новлены на специальной раме на перекрытии над пятым этажом. Последовательно осуществлены испытания 19, 20,22,24,26 при 183
Рис. 4.33. Схемы расстановки статических домкратов, прогибомеров (П), мессур (М) и теиэолинеек (Т) на разных этапах испытаний девяти- этажного экспериментального дома работе одного вибратора без дебалансов (1В), трех вибраторов (ЗВ) и трех вибраторов с пластинами на дебалансах -3(В+10)-, 3(В+24), 3(В+16). Каждое испытание осуществлялось путем 184
плавного изменения частоты вращения вибраторов с прохожде- нием прямого и обратного резонансов. Запись колебаний надземных и подземных конструкций осуществлялась с помощью сейсмопрнемников ОСП, С-5-С, ВБП, СМ-3 и СПЭД (схемы установки приборов даны на рис. 4.34), а также трехкомпоиентного акселерографа SMA-1. Для регистра- ции относительных перемещений ростверка и верхней обвязки стен подвалов устанавливались специальные тарированные тен- золинейки (см. рис. 4.34, б) и с помощью усилителей "Топаз” и осциллографа фиксировался весь процесс колебаний. Регулировка вибромашины контролировалась с помощью сейсмоприемников С-5-С"й вибрографа. Для контроля синхро- низации осциллограмм по времени использовались датчики чис- ла оборотов вибромашины и специальной кодовый тумблер- прерыватель. В заключение второго этапа для проверки статической пет- ли деформирования вновь проведены статические испытания 27-. На третьем этапе (испытания 28-51) проведены испытания до- ма в поперечном направлении. При этом был завершен монтаж девяти надземных этажей и частично установлены панели па- рапета. При исп.' 28, 38, 39, 43 выполнены статические испытания с помощью двух домкратов ДГ-200 (схему размещения домкра- тов, тензолинеек и прогибомеров см. рте. 4.33, в). Затем при исп. 30, 32 изучены динамические характеристики здания при микросейсмических и импульсивных воздействиях. Наконец, при испытаниях 31, 33-37, 40-42 и 44 выполнены вибрацион- ные испытания с помощью вибромашины, установленной на чер- дачном перекрытии (над девятым этажом). Последовательно проведены испытания 1В, ЗВ, 3(В+12), 3(В+36) и четыре раза 3(В-1-56). Схемы расстановки приборов приведены на рис. 4.35. Результаты испытаний девятиэтажного экспериментального дома1. При испытании конструкций дома в продольном направ- лении домкраты были установлены в специальной нише вдоль осей А и В между поперечными осями б и 7. Начало скольжения надземных конструкций (ростверка с плитами перекрытия над подвалом, масса которых составляла около 300 т) было отме- чено при суммарном усилии в домкратах 156 кН. В процессе нагружения этапами в направлении оси /ив противоположном направлении к оси 13 показания по манометру регистрировались в момент начала скольжения и по мере увеличения усилия, а также после снятия давления в домкратах. На основании полу- ченных при испытаниях 1-5 показаний приборов построены за- висимости между суммарным усилием в домкратах Р и величи- 1 Обработка результатов испытаний выполнена автором настоящей главы совместно с канд. техн. наук. И.Е. Ицковым и инж. М.К. Абдыбалиевым при участии инженеров В.Г. Лебедевой, Л.Ф. Курилло. 185
<х) вал 4 а(у) И аьпв оспа 0(1/) бы 5 ВВОЗ о(у) О esc (сам.) ПЕРЕКРЫТИЕ НАД ЧЕТВЕРТЫМ ЭТАЖОМ перекрытие над ТРЕТЬИМ ЭТАЖОМ Ю А о осл^ ДО о«4-2| о ОC6C-S, С5с-е до 1 ~ ~ 0 ю СЛ9А->В О OCSc-t, CSc-2 ПЕРЕКРЫТИЕ НАД ПЕРВЫМ ЭТАЖОМ (?) • оспз ввяг в , • “nW _ Ж сиз (yj • 0СПб\у} в см2 (у} ВЕРХ фундамента в • ocnt(y) ПОЛ ПОДВАЛА (ГРУНТ» Рис. 4.34. Схема установки' сейсмопрнемников на пятиэтажном объекте (второй этап) 186
□ SMAlfr.y.W StMtfijja вмгЫ*. ocne(i) еьвблс(,) ° и • ылзЩа спздза) ПЕРЕКРЫТИЕ НАД ДЕВЯТЫМ ЭТАЖОМ Слеиммплпип т ""•'И ® (coiwOTj ПЕРЕКРЫТИЕ НАД СЕДЬМЫМ ЭТАЖОМ ст(г)-сатописец ПЕРЕКРЫТИЕ НАД ШЕСТЫМ ЭТАЖОМ спзвзр^ • оспз(Л) ПЕРЕКРЫТИЕ НАД ЧЕТВЕРТЫМ ЭТАЖОМ csct-tM . оспз(к) О () • СПЗДЗ(Х) ПЕРЕКРЫТИЕ НАД ТРЕТЬИМ ЭТАЖОМ ~ввп'м *зтК ПЕРЕКРЫТИЕ НАД подвалом ВМ(Х) (s>- стг(.> .осп Hi) cnjuvQ • шшстзМ стч(!) ВЕРХ ФУНДАМЕНТА с <ь (I г) - Рис. 4.35. Схема установки доме (третий этап) на девятиэтажном 187
Рис. 4.36. Зависимости между усилиями в домкратах Р и отно- сительным смещении дома А (первый этап испытаний) а - продольное направление; б.- поперечное направление 186
ной подвижки Д скользящих опор относительно верхней обвяз- ки стен подвала (рис. 4.36,а). Замкнутые петли Р- Д характе- ризуются постепенным снижением начального усилия (порога срабатывания), при котором наблюдалась относительная под- вижка, и повышением усилия в домкратах при выборе зазора между боковыми гранями скользящих опор и резинометалли- ческими амортизаторами. При дальнейшем нагружении (Д > > 50 мм) скользящие опоры надвигались на первый наклонный участок стальной пластины (угол 3°) и включались в работу вертикальные связи. Разгрузка домкратов приводила к обрат- ному смещению конструкций выше отметки -0,87 за счет дей- ствия гравитационной составляющей в опорах и сил упругой реакции деформированных вертикальных связей. Максимальная величина подвижки опор в направлении, противоположном на- гружению, достигала 9 мм. При испытании 5 надземные конст- рукции были возвращены в исходное положение. Подвижка ростверка с плитами перекрытия происходила плавно, без срывов, закручивание конструкций в плане прак- тически не зафиксировано, т. е. диск перекрытия перемещался почти поступательно. При испытаниях 6-8 осуществлялась подвижка в попереч- ном направлении, при этом домкраты ДГ-100 устанавливались вдоль поперечных стен Чю осям 6 и 8. Схема расстановки проги- бомеров показана на рис. 4.33, а, причем прогибомеры П9 и П10 были установлены по центральной поперечной оси 7. С их по- мощью фиксировались смещения, связанные с деформациями изгиба ростверка в горизонтальной плоскости. Нагружение домкратов попеременное осуществлялось в на- правлении осей В к А. Результаты испытаний показаны на рис. 4.36, б. При этом порог срабатывания скользящих опор был равен примерно 100 кН, а максимальное достигнутое уси- лие в домкратах соответствовало 240 кН. Отмечено неравномер- ное проскальзывание опор по крайним и средним осям, что обусловлено деформациями ростверка в горизонтальной плос- кости и неравномерным распределением вертикальных нагрузок (вблизи оси 1 отсутствовали 4 плиты перекрытия). Начальное скольжение в опорах по оси 13 сопровождалось срывом при усилии в домкратах 126 кН. При испытании 8 в процессе возвращения конструкций ростверка, в исходное положение (к оси В) отмечено его закру- чивание в плане. Перемещения опор по оси 1 опережали переме- щения опор по оси 13. Для выравнивания конструкций домкрат по оси 6 был сначала отключен, а затем установлен для создания усилия противоположного направления. С помощью двух дом- кратов, работавших в противоположных направлениях, рост- верк был развернут до достижения проектного положения. 189
Таким образом, при статических испытаниях .первого этапа скольжение ростверка относительно верхней обвязки стен под- вала в продольном и поперечном направлениях происходило на первых этапах нагружения при усилиях в домкратах 320 кН. За- тем по мере очистки скользящих поверхностей при последую- щих испытаниях порог срабатывания системы снизился до 180- 200 кН. Указанные значения усилий соответствуют коэффици- енту трения скольжения fTp = 0,09 и fjp = 0,06. Подвижка в каждом направлении достигала 68 мм, а сум- марное горизонтальное смещение (в процессе одного испыта- ния) превышало ПО мм. На втором этапе испытаний статические нагружения осу- ществлялись с помощью двух домкратов ДГ-200 в продольном направлении. Домкраты были установлены в упоры наружных продольных стен по осям А и В между поперечными осями 3 и 4 (см. рис. 4.33, б). Схема расположения прогибомеров П1-П8 была аналогичной схеме при первом этапе испытаний. На рис. 4.37 приведены результаты испытания 27, когда бы- ли полностью смонтированы конструкции пяти надземных эта- жей (Q » 2500 т). Качественная картина деформирования над- земных конструкций и характер подвижек был аналогичен ис- пытаниям 1-5 первого этапа. Последовательные нагружения в направлении осей 1 и 13 выявили следующие закономерности: порог срабатывания системы скользящих опор составлял для первых этапов нагружения около 1250 кН, а при последующих нагружениях соответственно 900 и 1250 кН для испытания 9-12 и испытаний 14, 25, 27; указанные усилия соответствуют коэффициенту трения скольжения. fTp = 0,06-0,08 и f-гр = = 0,04—0,05; подвижка в одном направлении достигала 65 мм, а суммарное горизонтальное смещение в одном направлении - 120 мм; при указанных величинах подвижки в работу включа- лись горизонтальные демпферы и вертикальные связи; пере- мещения дома в продольном направлении соответствовали по- ступательному движению в горизонтальной плоскости, круче- ние пяти этажей надземных конструкций практически не прояв- лялось; замкнутые петли Р - Д деформирования опор практи- чески совпадали и характеризовались плавным изменением уг- ла наклона к оси абсцисс по мере увеличения подвижки Д. Статические нагружения третьего этапа были выполнены при исп. 28, 38, 39 и 43 с помощью двух домкратов ДГ-200, ко- торые приводили к смещениям надземных конструкций в по- перечном направлении (к осям А и В). При этом масса кон- струкций выше отметки -0,87 составляла Q = 4200 т. Домкраты устанавливались вдоль осей 6 и 8, прогибомеры по углам дома и поперек продольной наружной стены по оси Л (см. рис. 4.33, в). Результаты испытаний показаны на рис. 4.38. Порог срабаты- вания скользящих опор составлял на начальных этапах нагруже- 190
Рис. 4.38. Зависимости между _ Ж — yvRjifrcm и митл|/в1*л t и uinwn* Рис. 4.37. Зависимость между тельным смещением ростверка А усилием в домкратах Р и относи- щ, девятиэтажного дома (третий тельным смещешем ростверка А этап испытаний, поперечное направ- пятнэтажного объекта (второй этап пение) испытаний, продольное направле- ние) Рис. 4.39. Распределение ампли- туд перемещений и ускорений при вибрационных испытаниях пяти - этажей дома в продольном направ- лении (второй этап 3 (В+25) ] ния 2800-3200 кН, а затем снижался до 2000-2500 кН, что со- ответствует коэффициентам трения скольжения fTP = 0,065- 0,075 и fTp = 0,048-0,06. Подвижка в одном направлении достигала 78 мм, а суммар- ная подвижка - более 100 мм. В процессе испытаний 38, 39 и 43 была осуществлена тари- ровка тензолинеек, установленных вдоль осей 2, 4, 6, 8, 10 и 12, с одновременным снятием показателей по прогибомерам 191
П11 — П16 и П5. На основании этих испытаний определены ко- эффициенты чувствительности тензолинеек, которые исполь- зованы при обработке результатов вибрационных испытаний. При статических испытаниях третьего этапа отмечалась неравномерность подвижек в скользящих опорах вдоль разных поперечных осей здания. Перемещение надземных конструкций сопровождалось его закручиванием практически как жесткого тела относительно осей 12 и 13, что обусловлено неравномер- ностью жесткостей в плане и осадками фундаментов между осями 11-13. В целом, результаты статических испытаний первого, вто- рого и третьего этапов свидетельствуют о снижении коэффи- циентов трения скольжения в опорах: по мере увеличения мае-. сы надземных конструкций и при последующих этапах нагруже- ния по сравнению с первым в каждом конкретном испытании. Это обусловлено, как отмечалось выше, "самоочисткой” сколь- зящих опор. Фактические значения коэффициента трения су- щественно (в 1,5-2 раза) ниже проектного значения fTp = 0,1. Указанный экспериментально установленный эффект сни- жения коэффициента трения скольжения, с одной стороны, яв- ляется косвенным подтверждением достаточно хорошего ка- чества реализации проектного решения дома и физической реа- лизуемости теоретического положения об уменьшении fTp по мере увеличения удельного давления по контакту фторопласт — нержавеющая сталь. Это позволило достигнуть в эксперименте нижней границы значений fTp, указываемой в справочной литера- туре по свойствам полимерных материалов, и зафиксированных при испытаниях моделей зданий в ЦНИИСК им. Кучеренко, Каз- ПСНИИП и ФПИ в лабораторных условиях. С другой стороны, стабильные значения fTp = 0,05-0,06 мо- гут быть приняты во внимание при разработке проектов зданий с сейсмоизолнрующим скользящим поясом и совершенствова- нии методики расчета таких зданий на сейсмические воздейст- вия. Снижение в 1,5-2 раза значений fTp по сравнению с приня- тым значением fTp = 0,1 при разработке пяти- и девятиэтажных домов серии 105 для строительства в г. Фрунзе позволяет повы- сить технико-экономическую эффективность проектных реше- ний зданий с сейсмоизолирующим скользящим поясом. Испытания подтвердили также эффективность использова- ния скользящих опор совмещенного типа с нижней пластиной с наклонными участками, а также включение в работу вертикаль- ных связей. Вибрационные испытания экспериментального дома осу- ществлены после возведения пяти этажей (в продольном на- правлении) и девяти этажей (в поперечном направлении). Обработка результатов испытания 15 - 24 и 26 пятиэтажно- го объекта выявила следующие закономерности (рис. 4.39): подвижки в скользящих опорах отмечены при начальных этапах 192
нагружения, когда возмущающая сипа на валу вибромашины до- стигала 140 - 160 кН, при этом до скольжения коэффициент ди- намичности, определенный как отношение перерезывающей си- лы в уровне скользящего пояса к усилию на валу вибромаши- ны, составлял 8-10 и более, что характерно для крупнопанель- ных зданий на плотных грунтах (логарифмический декремент колебаний 6 = 0,3); после достижения начала скольжения при испытании 1В увеличение возмущающей силы на валу вибро- машины приводило к некоторому увеличению амплитуд отно- __ сительных подвижек в опорах до Д = 0,7—0,9 мм, после чего ' при испытании 24 и 26 дальнейшего роста относительных сме-. щений не происходило, несмотря на увеличение возмущаю- щих сил в два и более раза; для этих этапов нагружения коэффи-. циент динамичности равен 1—2, что соответствует 6 = 1,5-3 и характеризует процесс интенсивной диссипации энергии за счет работы сил сухого трения; максимальные ускорения покрытия (перекрытия над пятым этажом) достигали 0,15g, а конструк- ций ростверка - 0,075g (см. рис. 4.39); такие ускорения до- стигнуты при исп. 24 при воздействии 3(В+24), когда усилие на валу вибромашины составляло 900 кН; а перерезывающая сила в основании дома — 1250 кН; по величинам эквивалентных ста- тических нагрузок такая перерезывающая сила соответствует расчетным сейсмическим нагрузкам при воздействии интенсив- ностью 7 баллов; начальные периоды колебаний дома в про- дольном направлении, определенные при микросейсмических и импульсных воздействиях, составляли Гпр = 0,163-0,165 с при расчетном значении ГПр = 0,2 с; по мере увеличения грузов на дебалансах вибромашины значения периодов колебаний здания (резонансные периоды в процессе испытаний) составляли Гпр = = 0,2—0,23 с, а при максимальных вибрационных воздействиях достигали Тпр = 0,24 с; период колебаний в поперечном направ- лении при режиме ЗВ равен ТПОп = 0,19-0,21 с; амплитуды ко- лебаний перекрытия иад пятым этажом при испытаниях дости- гали 2 мм, причем после воздействий 3(В+12) они увеличива- лись в пределах 10-20%; полный размах относительных сме- щений в уровне скользящих опор (включая остаточные смеще- ния) был в пределах 5 мм, а показания сейсмоприемников и тензолинеек совпадали с точностью до 15 %, что свидетельствует о их надежной работе и достоверности результатов в пределах погрешностей, допустимых при сейсмометрических и тензомет- рических измерениях; остаточные смещения в опорах не превы- шали 6 мм, т. е. амортизаторы в работу не включались; относи- тельные перемещения (деформации) надземных конструкций пяти этажей высотой 15 м не превышали 1 мм, что подтвержда- ет эффективность системы сейсмозащиты н свидетельствует о' колебаниях дома в продольном направлении практически как жесткого тела и незначительных (по сравнению с крупнопа- нельными домами традиционных решений) внутренних усилиях 7—477 193
194
________ CSC -ц С5С-2у спэд-зд С5С-4у С5С-5У спзд-вд Рис. 4.40. Фрагменты осциллограмм, полученных при испытаниях а — приборы ОСП, СМ-3, ВВП; б - спецкомплект; е - тенэолинейки в надземных конструкциях; при испытаниях не отмечено ника- ких . повреждений несущих конструкций и их сопряжений; скольжение в опорах происходило плавно, без срывов и остано- вок, что характерно для режимов гармонических колебаний систем с сухим трением (режимов установившегося скольже- ния); обработка результатов испытаний и визуальные наблю- дения показали, что надземные конструкции совершали плоско- 195
Рис. 4Л1. Распределение амплитуд перемещений (д) и ускорений (б) при вибрационных испытаниях девятиэтажного дома в поперечном направ- лении [третий этап 3 (В+56) ] параллельное движение в продольном направлении; кручение здания в плане и его повороты на грунте незначительны; выяв- лен механизм ограничения перерезывающей силы в основании здания (в уровне скользящего пояса) постоянной величиной, определяемой величиной fTpQ, которая практически совпада- ет с порогом срабатывания скользящих опор при статических нагрузках; рост инерционных нагрузок на здание по мере уве- личения возмущающей силы иа валу вибромашины сопровож- дается с увеличением сил неупругого сопротивления (диссипа- ции энергии за счет работы сил сухого трения), которые имеют направление, противоположное инерционным силам в здании; благодаря этому суммарная перерезывающая сила в уровне скользящего пояса остается, по существу, постоянной. Этому же способствует специфическое свойство системы с сухим трением — в пределах цикла колебаний форма деформирова- ния здания по высоте меняется, а моменты времени достиже- ния максимальных перемещений и ускорений разных этажей здания различны, кроме того, в пределах каждого этажа из- меняется сдвиг фаз между процессами перемещений, скоростей и ускорений (рис. 4.40, б). При испытаниях 29 - 37, 40 - 42 и 44 девятиэтажного дома в поперечном направлении качественная картина деформирова- ния конструкций и подвижек в скользящих опорах в основном сохранилась. Вместе с тем выявлены следующие закономерности работы девятиэтажного объекта (рис. 4.41): подвижки в сколь- зящих опорах (в первую очередь, по осям 1-9) отмечены при этапах нагружения, начиная с ЗВ, когда на валу вибромашины достигали 85 кН, при этом коэффициент динамичности до нача- 196
ла скольжения был равен примерно 20, что соответствует декре- менту колебаний 6 = 0,13-0,16, после начала скольжения уве- личение возмущающей силы на валу вибромашины до 400 кН приводило сначала к увеличению амплитуд относительных по- движек в скользящих опорах, Д = 2 мм, амплитуд перемещений и ускорений надземных конструкций, а затем к стабилизации указанных кинематических параметров колебаний, несмотря на увеличение усилия на валу вибромашины в 2 раза и более; в режиме установившегося скольжения коэффициент динамич- ности был равен 4—5, что соответствует логарифмическому декременту 6 = 0,65-0,8; максимальные ускорения перекры- тия над девятым этажом при режиме возбуждения 3(В+56) до- стигали 0,12g, а конструкций ростверка — 0,016g; при этом усилие на валу вибромашины составляло 380 кН, а перерезы- вающая сила в уровне скользящего пояса 1800-2200 кН; по величинам эквивалентных статических нагрузок такая перере- зывающая сила соответствует расчетным сейсмическим нагруз- кам при воздействии интенсивностью менее 7 баллов; началь- ные периоды колебаний дома в поперечном направлении, опре- деленные при микросейсмических и импульсивных воздейст- виях, составляли Тпоп = 0,4-0,42 с при расчетном значении ТПоп = 0,39 с; по мере увеличения грузов на дебалансах вибро- машины резонансные периоды колебаний увеличились до Тпоп = = 0,5-0Д2 с; амплитуды колебаний перекрытия над девятым этажом достигали при испытаниях 7,5 мм, а в уровне ростверка 1 мм; полный размах относительных смещений в скользящих опорах (включая остаточные смещения) был в пределах 90 мм и определялся по показаниям сейсмопрнемников и тенэолине- ек; остаточные-смещения в опорах достигали при испытании 44 к оси В Д = 80 мм у оси I и 13 мм у оси 13\ следует иметь в виду, что перед началом испытания 44 надземные конструк- ции были сдвинуты статическими домкратами к оси А (на 78 мм от проектного положения у оси 1 н 53 мм - у оси 23); при испытаниях девятиэтажного объекта в поперечном направ- лении четко проявилась тенденция к неравномерному распре- делению перемещений по длине дома и его закручивание в плане почти как жесткого тела; во всех испытаниях сначала наблюдались подвижки со стороны оси 1, затем они проявля- лись в опорах по осям 2 - 10 н лишь в последнюю очередь происходили подвижки с амплитудами до 0,3-0,5 мм опор по оси 23; интенсивное закручивание здания в плане было обусловлено причинами, рассмотренными выше. Кроме того, периоды колебаний здания в поперечном направлении и при кручении были близки, это проявлялось на характере колеба- тельных процессов, при которых дом наряду с поступательны- ми перемещениями попеременно закручивался в горизонталь- ной плоскости относительно своих торцов; в резонансной об- 197
ласти преобладали повороты здания в плане относительно оси 13, а в зарезонансной области при частоте порядка 3 Гц (Т = = 0,33 с) - относительно оси /; отношение амплитуд крутиль- ных колебаний к амплитудам поступательных колебаний в уровне девятого этажа составляло 20-30%, а в уровне рост- верка - 40-60 %; выявленная при вибрационных испытаниях чувствительность дома к крутильным колебаниям обусловле- на, помимо неравномерного распределения жесткостей и на- рушений проектных требований в процессе строительства, спе- цификой зданий со скользящим поясом; ослабление кинемати- ческой связи надземных конструкций со стенами подвала при- водит к проявлению дополнительных степеней свободы - посту- пательных перемещений и кручения в плане; если для обычных крупнопанельных зданий проявление крутильных колебаний обязательно сопровождается, повышением внутренних усилий в несущих конструкциях, то в зданиях со скользящим поясом кручение вызывает неодновременность срабатывания скользя- щих опор и приводит к последовательному проявлению подви- жек в опорах, установленных по разным осям; таким образом, кручение в экспериментальном доме одновременно влияет в двух противоположных направлениях и вопрос о необходимости учета кручения при расчете зданий требует дополнительного изу- чения, в частности,для определения рациональных размеров зда- ний в плане; такие расчетно-теоретические исследования в на- стоящее время проводятся в ЦНИИСК нм. Кучеренко; вместе с тем, несмотря на крутильные колебания здания, суммарные инерционные нагрузки на его надземные конструкции не увели- чиваются, а происходит лишь их перераспределение в плане здания; относительные перемещения (деформации) надземных конструкций девяти этажей высотой 27 м не превышали 6 мм вблизи оси 1 и 4,3 мм вблизи оси 13, что, как при испытаниях пятиэтажного объекта, приводит к весьма незначительным внут- ренним усилиям в надземных конструкциях по сравнению с обычными крупнопанельными зданиями; об этом же свидетель- стве! отсутствие повреждений несущих конструкций и их сопря- жений; при испытаниях девятиэтажного объекта зафиксированы значительные качательные колебания здания на грунте, что ха- рактерно для вибрационных испытаний девятиэтажных крупно- панельных зданий в поперечном направлении и обусловлено ме- ханизмом формирования инерционных нагрузок на здание и его взаимодействием с грунтом; наличие качательных колеба- ний не оказывает влияния на порог срабатывания системы сейсмоэащиты. В целом, вибрационные испытания пятиэтажного и девяти- этажного объктов подтвердили правильность расчетных предпо- сылок, принятых на стадии проектирования, идентичность па- раметров статического и динамического деформирования сколь- 198
эящих опор, снижение коэффициентов трения скольжения и физическую реализуемость процессов относительного скольже- ния в опорах с ограничением внутренних усилии в надземных конструкциях. Подтверждено также существенное, в пять-шесть и более раз снижение ускорении надземных конструкций и внут- ренних усилий в панелях стен и их сопряжениях. Таким образом, несмотря на ряд отступлений от проектных требований и проведение вследствие этого натурных испытаний экспериментального дома в неблагоприятных условиях, в ре- зультате исследований установлено: подтверждена работоспо- собность системы активной сейсмозащиты в виде сейсмоизо- лирующего пояса и физическая реализуемость процессов под- вижки надземных конструкций относительно верхней обвязки стен подвала при статических и вибрационных воздействиях вы- сокой интенсивности, которые вызывались вибромашиной, установленной на покрытии исследуемого объекта; коэффици- ент трения скольжения на разных этапах испытаний имеет до- статочно стабильное значение fTp = 0,04-0,06, что значительно меньше расчетного значения fTp = 0,1, принятого на стадии раз- работки проекта; величина относительной подвижки в уровне скользящего пояса достигла при статических нагрузках 78 мм в одном направлении, а суммарная подвижка превышала 120 мм; при этом в работу включались упругие ограничители го- ризонтальных перемещений (демпферы) и вертикальные связи, происходила надвижка края опор на первый наклонный участок нижней пластины (с углом 3°); построены полные замкнутые петли деформирования скользящих опор при 2—3 циклах знако- переменного статического нагружения, характеризующиеся по- степенным снижением порога срабатывания (начала скольже- ния) от цикла к циклу и повышением восстанавливающей си- лы при включении в работу гравитационной составляющей на наклонных участках опор, ограничителей горизонтальных и вертикальных перемещений; смещение надземных конструк- ций (в направлении, противоположном достигнутой подвижке) из крайнего положения при снятии усилий в статических дом- кратах достигало 5-9 мм, что характеризует способность си- стемы к возврату в исходное положение’ отмеченная тенденция наиболее отчетливо проявилась при испытании 43, при котором после статического смещения надземных конструкций девяти- этажного дома в крайнее положение к оси А при включенной вибромашине 3(В+56) произошло постепенное смещение в об- ратном направлении до 95 мм по оси 1 и 50 мм по оси 13; скольжение в опорах при вибрационных испытаниях отмечено на первых этапах нагружений при усилиях на валу виброма- шины 140 кН для пятиэтажного объекта и 85 кН — для девяти- этажного дома. Максимальное достигнутое усилие на валу вибромашины достигало соответственно 900 и 400 кН, при 199
этом перерезывающая сила в уровне скользящего пояса со- ставляла 1600-1800 кН для пятиэтажного объекта и 2200- 2500 кН — для девятиэтажного дома. Таким образом, при натурных вибрационных испытаниях этапы установившегося скольжения происходили при величи- нах перерезывающих сил меньше расчетных в 1,5—1,7 раза для пятиэтажного объекта и в 2,5-3 раза для девятиэтажного дома. Указанные величины перерезывающих сил соответственно в 2,5-3 и 5-5,5 раза меньше расчетной перерезывающей силы в уровне первого этажа для пяти- и девятиэтажного дома при расчетной сейсмичности 9 баллов (при Ki = 0,25 по СНиП П-7-81). По сравнению с расчетными величинами перерезываю- щих сил при Kj = 1, т. е.’при AKj = 400 см/с2, максимальные перерезывающие силы в стадии установившегося скольжения составляли 8-10 и 4,7-5 %; максимальный размах колебаний при установившемся скольжении здания на опорах составлял 2Ь = 5 мм, остаточные смещения (приисп. 43) достигали 90 мм; распределения абсолютных перемещений и ускорений по длине и высоте зданий свидетельствуют, что максимальные ускорения верха дома составляли 0,15g при амплитуде у = = 2-2,5 мм для пятиэтажного объекта и 0,12g при х = 7,6 мм для девятиэтажного дома; в обоих случаях здания перемеща- лись при незначительных деформациях несущих конструкций по высоте (1—1,5 мм на 15 м высоты стен для пяти этажей и 5 Д-6 мм на 27 м высоты стен для девяти этажей); указанное существенное снижение деформаций несущих конструкций по сравнению с обычными крупнопанельными домами является основным показателем эффективности систе- мы сейсмозащиты и происходит вследствие ограничения уско- рений и инерционных нагрузок на надземную часть здания при начале скольжения в опорах, резкого увеличения в этой ста- дии диссипации энергии за счет сил трения скольжения, а также наложения при скольжении двух (или более) форм колебаний, включая сдвиго-изгибные колебания, качание здания на грунте и плоско-параллельные перемещения надземной части как жест- кого тела. Это приводит к сдвигам фаз колебаний конструк- ций разных этажей и, следовательно, к достижению максималь- ных перемещений и ускорений в разные моменты времени. Тем самым качественно подтверждаются результаты расчетов пяти- этажного экспериментального дома с сейсмонзолнрующим скользящим поясом на акселерограммы зарегистрированных землетрясений, которые были проведены в ФПИ и ЦНИИСК им. Кучеренко и свидетельствовали о разнозначиости ординат эпюр перерезывающих сил по высоте дома (см. п. 4.5); дополнительным подтверждением факта существенного снижения инерционных нагрузок, усилий и напряжений в несу- 200
। них конструкциях надземной части здания при вибрационных испытаниях является отсутствие повреждений конструкций и их сопряжений; отмечены лишь небольшие трещины и отколы штукатурки вблизи сопряжений плит перекрытий между собой, с панелями стен и перегородками, которые происходили непо- средственно под местом крепления вибромашины; это обуслов- нспо только характером передачи нагрузок от вибромашины при натурных испытаниях дома. Следует отметить, что резуль- таты многочисленных вибрационных испытаний крупнопанель- ных домов без системы сейсмозашиты, выполненных ЦНИИЭП жилища, КазПСНИИП и другими институтами, свидетельствуют, что при аналогичных достигнутых режимах нагружения в несу- щих конструкциях зданий (панелях стен, особенно в перемыч- ках над дверными проемами на лестничных клетках, в соеди- нениях панелей между собой) появляются существенные пов- реждения (1-2 степени), а ускорения верха здания достигают 0,3-0,5g при амплитуда^ до 40-50 мм; в процессе испытаний девятиэтажного дома в поперечном направлении приборами и визуально зафиксировано кручение здания в плане при незначительных деформациях междуэтаж- ных перекрытий в горизонтальной плоскости; такой характер колебаний обусловлен отклонениями от проектных требований, эксцентриситетами между центрами масс и жесткостей (осо- бенно в связи с несимметричным расположением относительно поперечной оси дома лестничных клеток и шахт лифтов), а также повышенной чувствительностью дома на скользящих опорах к различного типа эксцентриситетам и неравномернос- тями в плане здания; доля перемещений от кручения здания достигала 40-50% амплитуд поступательных колебаний в по- перечном направлении; при испытаниях второго этапа (пяти- этажного объекта в продольном направлении) влияние кручения дома в плане проявлялось значительно в меньшей степени; отмеченное при испытаниях третьего этапа интенсивное ка- чание здания на грунте характерно для вибрационных испытаний с помощью машин, установленных на верхнем этаже, и определя- ется податливостью грунта; несмотря на ощутимые качательные колебания, заметного их влияния на пороги срабатывания сколь- зящих опор не отмечено. 4.4. РАСЧЕТ ЗДАНИЙ СО СКОЛЬЗЯЩИМИ ОПОРАМИ НА СЕЙСМИЧЕСКИЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ* Рассмотрим вначале эволюцию расчетных динамических мо- делей зданий с сейсмоизолирующим скользящим поясом. Этапы ‘Подготовлен с участием канд. техн, наук Л.Л. Солдатовой 201
Рис. 4.42. Двухмассовая расчет- ного экспериментального здания со скользящим поясом развития расчетных динамических моделей неразрывно связа- ны, как и в других областях строительной науки, с накоплением исходной информации, прежде всего, с результатами рассмотрен- ных в предыдущих разделах модельных и натурных эксперимен- тальных исследований. Вопросы динамического расчета сооружений с элементами сухого трения рассмотрены во многих, ставших классическими, учебниках и монографиях. Как правило, в них рассматриваются системы с одной степенью свободы в виде жесткого тела, поко- ящего на вибрирующей поверхности или испытывающего воз- действие гармонической нагрузки. Рис. 4.43. Амплитуды ускорений при гармоническом возбуждении для одномассовой (а) и двухмассовой (б) расчетных моделей 202
По аналогии с таким подходом здания с сейсмоизолирую- щим скользящим поясом моделировались одномассовой, а за- тем двухмассовой системами (рис. 4.42) [80,81]. В одномассо- вой расчетной модели надземные конструкции здания представ- лены в виде абсолютно жесткого тела с массой тх, в двухмас- совой - в виде двух дискретных масс ffit и т2. Масса mj равна приведенной массе' (к одномассовой расчетной модели) здания без сейсмозащиты, масса nij равна разнице между полной мас- сой rrij конструкций, расположенных выше скользящего пояса, и массой т2. Масса гл, (mJ расположена непосредственно над скользящим поясом (в уровне ростверка), масса т2 присоеди- нена к массе mt с помощью невесомого вертикального стержня. Горизонтальная жесткость стержня позволяет учитывать упругие свойства надземных конструкций здания. Между массой mt (mi) и фундаментом существует связь в виде сил сухого трения F при смещении массы mi (fflj относительно фундамен- та в пределах зазора (в конструкции он равен 3 см) и реакции упругих ограничителей (при относительном смещении yi массы mi (nil) в пределах 3 < у < 6 см). Уравнения движения масс составлены на основе принципа Даламбера. Сила сухого трения F учитывалась как сила сопротивления, постоянная по значению (по закону Кулона) и направленная противоположно скорости массы Ш] (nii), F = QfTp, (4.5) где Q - вес надземных конструкций; fTp = 0,1 - коэффициент трения скольжения фторопласта-4 по стали, установленный при статических ис- пытаниях здания. При воздействии, задаваемом в виде гармонических колеба- ний основания у0 = Ао sin art, сила сухого трения заменена экви- валентной силой вязкого трения с коэффициентом затухания ai, где Ао и со - соответственно амплитуда и круговая частота гар- монических колебаний основания. С помощью метода комплексных амплитуд Л Л. Солдатовой [81] получены приближенные выражения в виде гармонических колебаний масс mi, йй и т2 при установившихся режимах скольжения - безостановочное движение. Формулы для ампли- туд абсолютных смещений А, массы mt (одномассовая модель) и абсолютных смещений А, и А2 соответственно масс mt й т2 (двухмассовая модель) имеют вид: Ai = Ао \/(К2 + а?ш2)/(К, — mjO?) + a2(j2; (4.6) Ai = Po \/(E] + B2)/(C2+D2) ; A2 =PoV(E? + B5)/(C2+D3), (4-7) 203
где Р, = А, x/ajw'1 + kJ Е, -(k2 — mau> a);Ea = ka ; В, -B, =a2u ; С = гп,ш^а>4 — + ma)ka + aaaa'+k,m'a]<j’+ k,ka ; (4.8) D = w^aa (k, - (m, + ma)u’]+ a,(ka -mawa)}. В выражениях (4.6) - (4.8) приняты обозначения: kt - го- ризонтальная жесткость упругих ограничителей; к2 - горизон- тальная (сдвиговая) жесткость надземных конструкций; Oj - коэффициент вязкого трения, учитывающий потери на внутрен- нее трение в надземных конструкциях. Формулы (4.6) и (4.7) получены в предположении, что уп- ругие ограничители горизонтальных перемещений установлены в пазах фундамента н ростверка без зазоров. Исследована реакция экспериментального дома на воздей- ствия, заданные в виде гармонических колебаний основания с частотой колебаний f от 0,83 до 10 Гц (Т = 0,1-1,2 с) и ампли- тудой смещения Ао, равной 0,04-5,5 см. Амплитуды ускорений основания Ао принимались в пределах от 150 до 900 см/с2 (рис. 4.43). Коэффициенты динамичности 01 и 02 определялись как от- ношение амплитуд ускорений масс mj (пн) и т2 к амплиту- дам ускорений основания для каждой частоты воздействия. Эф- фективность устройства сейсмоизолирующего пояса в фунда- менте оценивались коэффициентами С сейсмоэащиты, равными отношению амплитуд ускорений масс пи и т2 в здании без сейсмоэащиты к амплитудам ускорений этих масс в здании с сейсмоизолирующим скользящим поясом для каждой частоты воздействия. Получены предельные значения этих величин (табл. 4.2). При одномассовой расчетной модели здания амплитуды ус- корений конструкций, расположенных выше скользящего по- яса, практически не превосходят 4/я fTpg = 137,5 см/с2. При двухмассовой расчетной модели верхняя граница ам- плитуд ускорений масс mt й т2 увеличивается. Однако ам- плитуды ускорений масс в здании со скользящим поясом значи- тельно меньше амплитуд ускорений в здании без сейсмоэащиты (до 17,7 раз при f = 0,5 Гц). Резкое снижение ускорений в зда- нии со скользящим поясом объясняется изменением характерис- тик системы при скольжении: изменяется частота" собственных колебаний и увеличивается затухание энергии за счет сил сухого трения. Наибольшее увеличение амплитуд ускорений масс mi и т2 отмечено при частоте колебаний основания f = 7,5 Гц, близ- кой ко второй частоте собственных колебаний системы при 204
Рис. 4.44. Расчетные модели зданий с сейсмоиэолирумицим сколь- 1ящим поясом при определении ус- ловных статических нагрузок (по и. 2.2а СНиП 11-7-81) а — этапы I; б — этапы II 4 скольжении fOa = 7,54 Гц. Коэффициент динамичности 01 при всех рассмотренных режимах колебаний основания меньше 1, а максимальный 02 = 1,125. Таблица 4.2. Результаты расчета одно- и двухмассовых моделей при гармонических воздействиях Двух-150-90046,1-445 63,1-6010,057-0,886 0,177-1,125 1,12-17,7 В последующих исследованиях, выполненных в ФПИ, в рас- четную модель были введены параметры жесткости упругих ре- зинометаллических ограничителей и конечной жесткости же- лезобетонных упоров. В "Рекомендациях” [126] здания с сей- смоизолирующим скользящим поясом предлагается рассчиты- вать в продольном и поперечном направлениях с использованием многомассовых расчетных динамических моделей по двум схе- 205
мам (рис. 4.44), соответствующим этапам I (до скольжения по поясу или "залипания”, когда суммарная перерезывающая си- ла выше уровня пояса не превышает силы трения скольжения в опорах). и этапам II (скольжения по поясу с учетом гравита- ционной составляющей на наклонных участках опорных плас- тин и включения в работу упругих ограничителей). Для этапов I допускается принимать консольную схему с сосредоточенными массами (с жесткой заделкой), а для этапов II - консольную схему с жесткой заделкой относительно поворота и упругой в уровне скользящего пояса относительно горизонтальных пере- мещений (см. рис. 4.44, б). Проведенные расчеты и натурные испытания подтвердили необходимость учета распределения по высоте и длине зданий инерционных и жесткостных характеристик несущих конструк- ций. Выявленная при испытаниях девятиэтажного дома повы- шенная чувствительность зданий со скользящим поясом к кру- чению (см. п. 4.3) диктует необходимость дальнейшего совер- шенствования расчетных динамических моделей. В качестве возможных моделей в настоящее время рассматриваются систе- мы недеформируемых или упругодеформируемых в горизон- тальной плоскости перекрытий, соединенных упругими верти- кальными стержневыми пластинчатыми элементами, которые, в свою очередь, соединяются с фундаментом с помощью элемен- тов сухого трения. Такие модели позволяют анализировать пространственный характер колебаний зданий при одно-, двух- и трехкомпонентных сейсмических воздействиях и воздействиях, задаваемых векторами перемещений и углов вращения с учетом разных зависимостей сдвигающая сила - относительное переме- щение в отдельных скользящих опорах. В рамках тех же моде- лей в последующем возможен учет физической и геометричес- кой нелинейности деформирования несущих конструкций. При расчете зданий со скользящим поясом по п. 2.2а СНиП горизонтальная расчетная сейсмическая нагрузка Sik, соответст- вующая i-му тону собственных колебаний здания (см. рис. 4.44), определяется по формуле [91] Sik = Ki Kj Soik t (4.9) где К, - коэффициент, зависящий от принятого для здания предельного состояния, принимается по табл. 3 СНиП; К, - коэффициент, учитываю- щий конструктивные*особенности здания, принимается по табл. 4 СНиП: - среднее значение сейсмической нагрузки, соответствующий i-'му тону собственных колебаний, определяемое в предположении упругого деформирования конструкций soik = QkAPjK^ijjk . (4.10) Здесь Qjc - нагрузки (постоянные и временные), вызывающие инерци- онную силу в точке к и определяемые по п. 2.1 СНиП; А - среднее значе- 206
пие амплитуды ускорений (в долях от g) грунта основания, соответству- ющее расчетной сейсмичности здания, принимается равным 0,1; 0,2; 0,4 для расчетной сейсмичности 7, 8 и 9 баллов соответственно: - коэф- <|жциент динамичности, соответствующий i-й форме собственных ко- лебаний здания, принимается согласно п. 2.6 СНиП; Кф - коэффициент, учитывающий диссипативные свойства конструкции, принимается сог- ласно табл. 6 СНиП и пп. 2.8,2.9 '’Рекомендаций'* 1911; njk - коэффици- ент, зависящий от формы деформаций здания при его колебаниях по i-й форме и от места расположения нагрузки <&, определяется поп. 2.7 СНиП с учетом п. 2.9 "Рекомендаций”. Коэффициент К3 снижения амплитуд горизонтальных ус- корений А, определяемый из условия непревышения суммарной перерезывающей силой выше уровня скользящего пояса силы трения (этапы I),равен •>___________ К3 = fTp Д Qk/ Д ( > (4ЛО где f-jp - коэффициент трения скольжения в опорах; при использовании пластан из фторопласта-4 и нержавеющей стали принимается разным 0,1; величины f-гр допускается уточнять на основании модельных и натурных экспериментальных исследований; при получении устойчивых результа- тов испытаний и высоком качестве строительно-монтажных работ, как свидетельствуют данные п. 4.3, коэффициент Г-гр может быть принят рав- ным 0,07; S Qk ~ сумма вертикальных нагрузок, определяемых для к=1 всех точек консольной схемы выше уровня скользящего пояса; VE ( * Е Sjk)1-суммарная перерезывающая сила выше уровня сколь- i=l k=l эящего пояса (при учете трех форм собственных колебаний); л - число сосредоточенных масс. f Поскольку в расчет вводится физическое значение коэффи- циента трения fTp, при определении К3 величина Sjk по формуле (4.9) определяется при Kt = 1, т. е. при амплитуде ускорений ос- нования Ag. Коэффициенты r?ik для этапов I (до скольжения и при "за- липании”) при учете одной горизонтальной составляющей сей- смического воздействия определяются по формуле Xi(xk) Е QjXi(xj) iMk»—---------LeJ--------. (412) Е QjXftxj) J=1 где Xj(xk) и Xj(xi) - смещения здания при собственных колебаниях по 1-му тону в рассматриваемой точке к и во всех точках j , где в соответ- ствии с расчетной консольной схемой принята сосредоточенной масса здания. 207
При расчете зданий высотой до пяти этажей включительно с незначительно изменяющимися по высоте массами и жесткостя- ми, если период основного тона собственных колебаний Ti < < 0,4 с, допускается учитывать только первую форму колебаний и определять к по упрощенной формуле хк Е QjXj П1к= —--------------, (4.13) где Х|( и х; - расстояние между к-й и J -й точками, в которых приняты сосредоточенными массы -здания, и верхним обрезом фундамента (или уровнем скользящего пояса). В этом случае коэффициент К3 вместо формулы (4.11) оп- ределяется по формуле К3 = fTp Z Qk/ £ Sj k , (4.14) k=l k=l где при вычислении Sjfc принимается Kj = 1. После определения К3 пониженные за счет скользящего поя- са величины горизонтальных сейсмических нагрузок Sik> с уче- том которых необходимо рассчитать надземные конструкции здания, находятся с помощью формул (4.9) и (4.10) при замене значений А на значения К3А. В этом случае К3 принимается по . формуле (4.11) или (4.14), но не менее 0,5, что соответствует снижению расчетной сейсмичности на 1 балл; = 1, а К, и К2 по табл. 3 и 4 СНиП. В случае всесторонней экспериментальной проверки дома- представителя со скользящим поясом и получения данных о существенном снижении инерционных нагрузок, как при испы- таниях экспериментального дома в г. Фрунзе, при сейсмичности площадки строительства 9 баллов для зданий высотой не более пяти этажей может быть допущено снижение сейсмических на- грузок в четыре раза, т. е. коэффициент К3 принимается равным 0,25. Для этапов II (скольжения по поясу) при учете одной гори- зонтальной составляющей сейсмического воздействия расчетная . схема принимается в соответствии с рис. 4.44,6. Расчет выполня- ется как для этапов I по формулам (4.9) и (4.10) при амплитуде ускорений К3А и коэффициенте Кф = 0,8. В случае отличия для этапов I и II распределений масс по высоте здания необходимо уточнять величины Qk- Коэффициенты матрицы податливости fist при единичных нагрузках определяются с учетом упругих 208
поступательных перемещений здания в уровне скользящего по- яса, составляющих гравитационных сил на наклонных участках опорных пластин и включения в работу упругих ограничителей 6 рк = 6jk + 1/Когр • где eAj - коэффициенты матрицы податливости для консольной схемы с жесткой заделкой в уровне скользящего пояса (для этапов I); Кого - жесткость упругих ограничителей горизонтальных перемещений в рас- сматриваемом направлении (с учетом восстанавливающих гравитацион- ных сил). Расчет для этапов II является проверочным и сводится к определению приращений' горизонтальных сейсмических нагру- зок на надземные конструкции здания на этапах его скольжения. Для зданий жесткой конструктивной схемы при Tj < 0,4 с эти этапы продолжаются, как правило, менее 0,05 с и приращения горизонтальных сейсмических нагрузок за указанный интервал времени невелики. Примеры определения сейсмических нагрузок на пяти- и девятиэтажные крупнопанельные дома со скользящим поясом приведены в приложении. Расчет фундаментов здания (стен подвала или технического подполья) ниже уровня скользящего пояса следует выполнять на нагрузки, соответствующие расчетной сейсмичности здания, без учета их снижения. Необходимо также проверять конструк- ции фундаментов на прочность и устойчивость при вертикальных нагрузках, приложенных с эксцентриситетом, равным макси- мально допустимой подвижке здания по скользящему поясу. 4Л. СЕЙСМИЧЕСКАЯ РЕАКЦИЯ ЗДАНИЙ СО СКОЛЬЗЯЩИМ ПОЯСОМ (ДИНАМИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ С ИСПОЛЬЗОВАНИЕМ АКСЕЛЕРОГРАММ) В связи с необходимостью всесторонней оценки возможных кинематических параметров деформирования зданий со сколь- зящим поясом и усилий в несущих конструкциях здания, рас- четная сейсмичность которых равна 9 и более баллов (без учета снижения за счет применения системы активной сейсмозащи- ты), рекомендуется рассчитывать по п. 2.2 б СНиП 11-7-81. При этом наиболее опасные для района строительства расчетные сей- смические воздействия (акселерограммы) принимаются на ос- новании инструментальных данных, которые получены во время прошлых землетрясений в районе строительства или в аналогич- ных по сейсмологическим условиям местностях, а также с ис- пользованием синтезированных акселерограмм. Расчетные модели зданий при выполнении динамических рас- четов обычно принимаются в виде миогомассовых линейноупру- 209
Рис. 4.4S. Расчетная модель здания с сейсмоизолирующнм сколь- зящим поясом при динамических расчетах с использованием акселе- рограмм гих систем или нелинейных систем с элементами сухого трения. По мере разработки более сложных расчетных динамических мо- делей, рассмотренных в начале предыдущего раздела, станет воз- ' можным учет на стадии расчета особенностей неупругой работы конструкций и пространственного характера деформирования зданий: При выполнении динамических расчетов коэффициент Kt принимается равным 1. Для расчетной модели на рис. 4.45 уравнения колебаний на этапах I (до скольжения по поясу или "залипания”) имеют вид [91]: п ткУк+скУк+ Е rkjyj = -шкУо(О (к = 0,1,2........п).(4.15) 1=0 На этапах 11 (скольжения) масса в уровне скользящего поя- са то разделяется на две части — верхнюю Шов и нижнюю тон а расчетная модель принимается в виде консольной схемы с жесткой заделкой относительно поворота и упругой относитель- но горизонтальных перемещений. Уравнения колебаний масс принимают вид: ткУк + скУк+ Е rkj У] “ -тк [Уо(О + Уов] (к = 1.2,.... п); 1=1 и ШовУов + FipSigntfoB - Уон) + совУов + rojyj “ 210
(4-16) = -шовУо(О; ШонУон - FipSign(y0B - Уон) + сонУон + гоУон = = -ШонУоО) , где *к> *к и Ук ~ относительное перемещение, скорости и ускорение мас- сы к (относительно осей Z" О"Х"); cjc, с,в, соИ - коэффициенты внутрен- него вязкого трения (с(В - может включать вязкое затухание в демпфе- рах); rvi - коэффициенты жесткости конструкций здания, определяемые по методу перемещений; г0 - коэффициент жесткости конструкций зда- ния ниже уровня скользящего пояса. В векторно-матричной форме система (4.16) принимает вид [m] ([Е] + [Р]) I у I + [с] ly I + FTpsign([D] 1 у I) + + [г] lyl =-[т] lllyo(t), (4.17) где [т], [с] - матрицы масс и коэффициентов внутреннего вязкого трения; [ г ] - квадратная матрица жесткости; 111 - единичная матрица- столбец; [ Е] - единичная матрица; [ Р] - матрица переносного движе- ния-скольжения; [т] = "Чн J "Ъв ] "Ч । "ч{ Jc) = с.и | с.в | ct 1 0 СМ Ду] = У.н У.в У. У» 0 *Сц_ Уп С помощью соотношений [с] = [А] [а] [А]ти [г] = [А] [к]х х [А]т Уравнение (4.17) приводится к виду [m] ([Е] + [Р])1у1 + [A] [a] [A]TlyI + FTpsign([D] lyI) + + [A] [k] [A]TlyI = -[т] 111y0(t) , (4.18) 211
[a] = диагональные матрицы, причем aoB = 0 и к(В = О. Уравнения (4.18) справедливы до тех пор, пока абсолютная величина относительного смещения 1уов. - Уон1 не превышает величины зазора Д. Скольжение надземных конструкций отно- сительно фундамента (при 1уов - Уон! * 0) возможно, если сумма сил, действующих на массы шОв> mi — mn,больше силы трения скольжения I ШовУов + Е mk [Ук (tH уов (t)] +(m0B + Е ™k) Уо (t + к=1 к=1 + At)l — lFTpl >ej , (4.19) гдее1 - заданная точность счета. , Если величина Д < I уов - Уон । < а, то в работу включаются упругие демпферы с жесткостью ку Огр и/или восстанавливаю- щие гравитационные силы. При этом уравнения колебаний масс Шов и шОн имеют вид п ШовУов + FrpSign (уов - Уон) + СовУов + Е^_ roj yj + < + ky огр(1уов - Уон! “ Д) sign (у о в - Уон) = -ШовУо (О ; (4-20) ШонУон - FTpsign(y0B - Уон) + сонУон + ГоУон _ - ку огр(IУов - Уон! ~Д) sign(y0B - Уон) “ -шонУо(О. а условие скольжения опор п п I ШовУов + Ё mk[yk(t) + Уов (01 + (шов+, Е Ш0 х к=1 к=1 xy0(t + ДО + ку огр(1Уов~ Уон! ~Д) sign(Уов - 212
Уон) । “iFjpl ><i • (4-21) При I Уов — Уон। - а > е2 в работу включаются жесткие упоры. Относительная остановка ("залипание”), массы тов происходит, сели ее относительная скорость уОв ~ Уон меняет свой знак. В уравнениях колебаний типа (4.16), (4.17), (4.18) и краевых ус- ловиях необходимо учитывать также возможность соударения с (ранями жестких упоров (при опорах совмещенного типа, по- казанных на рис. 4.5, б, возникновение соударений исключено) .- В ФПИ при научном руководстве ЦНИИСК нм. Кучеренко проведены динамические расчеты зданий с сейсмоизолирующим скользящим поясом с испол'ьэованием акселерограмм прошлых землетрясений [36, 80]. На первом этапе определены параметры сейсмической реакции одномассовой и двухмассовой моделей экспериментального трехэтажного здания (см. рис. 4.42). Ре- зультаты расчетов по программе на языке Фортран', которая была реализована на ЭВМ ЕС 1022, приведены в табл. 4.3 и 4.4. Таблица 4.3. Перемещения и ускорения одно- и двухмассовых систем при воздействиях в виде акселерограмм землетрясений Акселеро- грамма воз- Одномассовая расчетная схема Двухмассовая расчетная схема У1 птах. У|осг» Ximax« см см см/с1^ У»тах.|Уюст> max-l^imax. см . см см/с1 см/с1 Эль-Центро, 2,17 0,509 116,5 2,84 0,457 337,3 330,5 1940 г., ОО Карпатско- 6 5 125,5 - - - - го. 1977 г. СЮ Гаэли,- 6 5,4 125,5 6 5,72 493,2 659,6 1976 г., ВЗ Таблица 4.4. Результаты расчета одно- и двухмассовых систем при воздействиях в виде акселерограмм землетрясений 1977 г., СЮ Гаэли, 0,18 3020 0,7 0,94 2759 2623 1,43 1,95 1976 г., ВЗ 213
Коэффициенты динамичности 0t и 02 определены как отно- шение максимальных ускорений масс mt и т2 к максимально- му ускорению основания. Инерционные (сейсмические) нагруз- ки найдены следующим образом: для одномассовой схемы Simax = miXimax > для двухмассовой схемы = mi Xi щах * т2 Х2 соотв! * т2 Х2 max + mi Х2 соотв. где X, соотв и X» соотв полные ускорения масс in, и т, в моменты вре- мени, соответствующие Хал1ах и X, п^х. Коэффициенты сейсмозащиты С] и С2 определены как от- ношения максимальных ускорений масс mt и т2 при постоян- ной жесткой связи между массой mt и фундаментом (здания без сейсмозащиты) к максимальным ускорениям масс Ш] и т2 в здании с сейсмоизолирующим скользящим поясом. Учет упругих свойств здания при двухмассовой расчетной схеме приводит к увеличению ускорений Х11Пах и ^2 max и,сле- довательно, к увеличению коэффициентов динамичности (3t и по сравнению со значениями Ximax и 01 при одномассовой оас- четнрй схеме. Инерционные (сейсмические) нагрузки SS1 и SS11 при двухмассовой расчетной схеме не превосходят силы трения 2800 кН, введенной в расчет (см. табл. 4.4). При одно- массовой расчетной схеме инерционная нагрузка Simax = = 3020 кН превосходит силу трения на 7,9 %, что равно макси- мальной реакции упругих ограничителей. Снижение ускорений массы т2 в здании с сейсмозащитой происходит в 2,1 раза (Эль-Центро) и в 1,95 раза (Газли). На рис. 4.46 и 4.47 показаны параметры реакции экспери- ментального здания при воздействии, заданном акселерограм- мой землетрясения в Эль-Центро, в промежутке времени t от 1,5 до 4 с прн одномассовой (рис. 4.46) и двухмассовой (рис. 4.47) расчетных схемах. Максимальные ускорения Xi массы mt в одномассовой модели значительно меньше макси- мальных ускорений уо основания, при двухмассовой модели максимальные ускорения массы т2 в здании со скользящим поясом значительно меньше ускорений этой массы в здании без сейсмозащиты. Горизонтальные участки ускорения Xt на рис. 4.46 характеризуют этапы скольжения массы здания отно- сительно основания. Особенно наглядны эти этапы по результа- там расчетов моделей по акселерограмме Газлийского зем- летрясения (4.48). Скольжение надземных конструкций сопро- 214
a) Я.С" Рис. 4А6. Относительные перемещения (а) и абсолютные ускорения (б) при воздействии, заданном акселерограммой землетрясения Эль- Центро при одномассовой расчетной модели здания воздалось включением в работу жестких ограничителей при а = 6 см. Для динамического расчета зданий, моделируемых много- массовыми системами, разработана программа "Пояс”, которая реализует на языке Фортран-4 для ЭВМ серии ЕС (рис. 4.49) численный метод Рунге-Кутта четвертого порядка решения си- стемы уравнений типа (4.16)-(4.21). Программа рассчитана на исследование моделей, имеющих до 30 масс. При необходимости это число может быть увеличе- но. Время расчета при выдаче на печать неполной информации о шестимассовон системе при воздействии, заданном акселе- рограммой реального землетрясения в виде чисел (до 15000 то- чек), составляет на ЭВМ ЕС-1033 около 10 мин. Для увеличе- ния точности расчетов в программе предусмотрена возможность уменьшения шага интегрирования по сравнению с шагом циф- ровки акселерограммы. 215
^х^„см/с* 74» . fl «4 l| -no Рис. 4.47. Абсолютные ускорения масс mt и m2 при воздействии, заданном акселерограммой Эль-Центро, для двухмассовой расчетной модели здания По программе "Пояс” выполнены исследования сейсми- ческой реакции экспериментального крупнопанельного пяти- этажного жилого дома с сейсмоизолирующим скользящим поя- сом между фундаментом и надземными конструкциями, по- строенного в г. Фрунзе в микрорайоне Аламедин [36]. Гори- зонтальные ускорения основания Уо (t) задавались акселе- рограммами реальных землетрясений в Эль-Центро 1940 г. (компонента СЮ), Гаэли 1976 г. (ВЗ), Бухарест 1977 г. (СЮ), а также искусственными акселерограммами, полученными - путем приведения указанных акселерограмм к максимально- му ускорению Уо = 400 см/с2, что соответствует 9-балльному воздействию по СНиП 11-7-81 и сейсмической шкале. Величины инерционных сил SK определяются как произве- дения масс тк на полные ускорения этих масс: SK = mKXK. 216
9,У,,см 2.0 Рис. 4.48. Перемещения масс здания при воздействии, заданном акселерограммой Газнийского землетрясения Упругие реакции связей найдены кйк произведения коэффици- ентов жесткостей соответствующих связей на величины относи- тельных перемещений: RK = kK(yK - yK-t)- Учитывая, что при многомассовой расчетной модели информация, выводимая на печать, является очень объемной и требует много машинного времени, в программе ”Пояси предусмотрена возможность вы- вода на печать неполной информации: максимальных инерцион- ных сил каждой массы SK щах. максимальных упругих реакций Rmax. максимальных смещений Уов щах массы тОв и величин Уо> Ук> Ук> *к. Sr и Rk в моменты времени, соответствующие SKmax; RKmax и (уОв - Уон)шах- Также выдаются на печать все указанные величины на последнем шаге интегрирования уравнений, что позволяет оценить величину остаточного сме- щения (уо в - Уон) ост- Исходные жесткостные и инерционные характеристики расчетной динамической модели коэффициенты матриц [к] и [т] приняты с учетом объемно-планировочного и конструктивного решений экспериментального дома - наруж- ные панели двухслойные толщиной 300 мм с внутренним слоем толщиной 100 мм из бетона класса В15 и наружным слоем толщиной 200 мм из керамзитобетока класса В3,5; внутренние панели толщиной 160 мм (между квартирами) и толщиной 120 мм (внутри квартир) - из бетона класса В15. Величины масс moB = 3 4C^3; mj = т2 = т3 = 3 75,43; ггц = 3 71^8 и ms = 4 31 т. Для бетона класса В15 принято Eg = 18000 МПа: Gk = = 5400 МПа. Площади стен Fj и проемов F^P всех этажей в рас- сматриваемом здании одинаковы и равны: Fj = 21,692 м4 и Fn₽ = 5,168 м2. Коэффициенты жесткости k2 = k2 = k3 = k4 = = ks =1,17140® кН/см. 217
Рис. 4Л9. Блок-схема программы ”Пояс” для расчета на ЭВМ зданий с сейсмоиэолирумщим скользящим поясом как многомассовых расчетных моделей Коэффициенты внутреннего вязкого трения aj...as, учи- тывающие потери энергии колебаний в связях между массами, приняты равными *5 % критического, которое находилось 218
...|юрмуле aKp.K = 2шкрк (k = 1...5), где Рк = VkK/mK - ырциальные частоты колебаний масс пь..ms. Для исследуе- мою здания а, = аз = а3 = а4 = 80,8 кНс/см; as = 74,2 кНс/см. Сила сухого трения п=5 I ( 2 тк + тов)8^тр. w f-гр = 0,12 - коэффициент трения в скользящих опорах, принят с некоторым запасом. Коэффициент куогр = 60 кН/см определяет горизонтальную жесткость резиновых амортизаторов, величина зазора Д = 3 см принята в соответствии с проектом здания. Для оценки эффективности устройства сейсмоизолирующе- ।<> скользящего пояса исследована сейсмическая реакция этого дания как со скользящим поясом, так и без него. В здании без скользящего пояса коэффициент трения fTp в скользящих опо- рах принимался значительно больше 1, при этом скольжение массы тов не реализуется. Эффективность устройства сейсмоизолирующего скользя- щего пояса характеризуется коэффициентами динамичности /1К, коэффициентами сейсмоэащиты Ск и коэффициентами сни- жения упругой реакции тк ДЛЯ каждой массы. Коэффициенты сейсмоэащиты Ск для всех масс определя- лись как отношения абсолютных величин максимальных уско- рений каждой массы в здании без сейсмоизолирующего пояса к максимальным ускорениям в здании со скользящим поясом Ci = I Xi I ^ах/1 Xi I . Коэффициенты снижения упругой реакции 7к для каждой мас- сы определялись аналогично по отношениям абсолютных вели- чин максимальных упругих реакций 7k = । Rkl max/l В£П । max • Результаты выполненных исследований показаны на рис. 4.50-4.52. На рис. 4.50 в качестве примера приведены эпюры упругих реакций Rk и инерционных сил Sk, построенные для моментов времени, соответствующих максимальным уско- рениям IXkl в здании со скользящим поясом и без пояса при воздействии, заданном акселерограммой землетрясения в Эль- Центро, приведенной к 9-балльному воздействию. Инерционные силы Sk в здании со скользящим поясом имеют разные направ- ления, вследствие чего не происходит резкого нарастания сил упругой реакции в конструкциях нижних этажей. В здании без скользящего пояса все инерционные силы имеют один знак. 219
Рис. 4.50. Величины RK и SK в пятиэтажном крупнопанельном здании о~ж - с сейсмопоясом; з—ибез сейсмопояса при воздействии, заданном акселерограммой землетрясения Эль-Центро, приведенной к 9-балльному воздействию Рис. 4Л1. Величины ук в пятиэтажном крупнопанельном здании а~ж - с сейсмопоясом; ъ-и - без сейсмопояса при воздействии, заданном акселерограммой землетрясения Эль-Центро, приведенной к 9-балльному воздействию 220
t) г Рис. 4.52. Коэффициенты Р (я), С (б) и у (в) по результатам расчета пятиэтажного крупнопанельного дома со скользящим поясом 1 — -при акселерограмме Газлийского землетрясения, 1976, ВЗ; 2 - то же, приведенной; 3 - при акселерограмме землетрясения Эль- Центре, 1940, СЮ; 4 - то же, приведенной; 5 - при акселерограмме Карпатского землетрясения, 1977, СЮ; б - то же, приведенной; f-6'- кривые для здания без системы сейсмозащиты поэтому в конструкциях нижних этажей внутренние усилия зна- чительно больше. На рис. 4.51 показаны величины относительных смещений ук масс mk (i = l...5) в моменты времени, соответствующие максимальным ускорениям каждой массы. Относительные сме- щения в здании с поясом достигают значительной величины: 1уов - Уон1 = 2,11 см- ПРИ этом перекосы конструкций смеж- ных этажей 1ук - Ук-J незначительны. Наибольшая разность I у5 — уов । составляет 0,14 см, а в здании без пояса деформации коробки равны 0,58 см. Максимальное смещение (уОв - Уон) = 4,22 см, что меньше величины зазора а = 12 см, поэтому при рассмотренных воздей- ствиях жесткие упоры в работу не включались. Максимальное остаточное смещение (уов - Уон) = 1»92 см. Форма колебаний в стадии установившегося скольжения приближается к форме колебаний жесткого тела (на рис. 4.51 показана пунктиром). Аналогичные результаты поулчены при других рассмотрен- ных воздействиях. На рис. 4.52 приведены величины коэффи- циентов динамичности 0К, коэффициентов сейсмозащиты cfc и коэффициентов снижения упругой реакции ук при рассмотрен- ных воздействиях. Коэффициенты динамичности в здании со скользящим поясом изменяются в пределах 0,68-1,44, а в здании без сейсмозащиты 1,34-3,94. Коэффициенты сейсмоза- 221
щиты находятся в пределах — 1,4-5,01, коэффициенты сниже- ния упругой реакции - 2,36-8,06. Полученные результаты соответствуют данным эксперимен- тальных исследований (см. п. 4.3), подтверждают эффективность устройства сейсмоизолирующего скользящего пояса в экспери- ментальном пятиэтажном доме, а также достоверность принятой расчетной динамической модели. Учет распределения инерционных и жесткостных характе- ристик по высоте здания (переход на многомассовые расчетные модели) приводит к уточнению расчетных оценок сейсмических нагрузок на крупнопанельные здания и параметров напряженно- деформированного состояния несущих конструкций. При ис- пользовании сейсмоизолирующего скользящего пояса обеспе- чивается снижение как инерционных сейсмических нагрузок, так и внутренних усилий в уровне разных этажей. Наибольший эф- фект снижения сейсмических нагрузок при рассматриваемых воздействиях приходится на конструкции в три-пять этажей. Проведены также динамические расчеты девятиэтажного экспе- риментального дома. Таким образом, подтверждена возможность применения в несущих стенах зданий типовых панелей, которые предназначе- ны для строительства домов с расчетной сейсмичностью иа один-два балла ниже расчетной сейсмичности зданий без систе- мы активной сейсмозащиты. Более того, в связи с опережающим снижением внутренних усилий (коэффициента у) в конструкци- ях наиболее нагруженных нижних этажей, создается возмож- ность дополнительного уменьшения расхода материалов на пане- ли стеи зданий и унификации проектных решений крупнопанель- ных домов с разной расчетной сейсмичностью. В качестве модели зданий со скользящим поясом, которая позволяет описать наблюдаемые при натурных вибрационных испытаниях явления, можно принять модель, учитывающую эффекты колебаний нелинейных механических систем и возни- кающие при этом вибрационные силы (нагрузки). Наиболее наглядно указанные эффекты проявляются при кинематических и силовых возмущениях систем с сосредоточенными и распре- деленными .параметрами сухого трения. Представим экспериментальные здания со скользящим поя- сом линейно-упругой системой с обобщенной массой m и обоб- щенной жесткостью к. Элемент сухого трения принят безинер- ционным. В этом случае уравнение колебаний массы при кине- матическом воздействии yo(t) имеет вид my + ay + ky + mgfTpsignyn = -т[у0 (t) + уп] , (4.22) те уп и уп - скорость и ускорение скольжения в опорах, рассматривае- мые в дальнейшем как "медленные" движения; у, у и у соответственно перемещение, скорость и ускорение массы m относительно скользящей 222
юры ("быстрое" движение); Г™ - коэффициент трения скольжения; •• - параметр внутреннего вязкого трения надземных конструкций. Уравнение (4.22) приводится к системе у + 2f «оУ + «оУ + fipgsignyn - g < frpsignyn > = = -yo(t); (4-23) Уп + g < fipSignyn > = 0 , me u>J = k/m,:( - параметрЬнутреннего вязкого трения в долях от крити- ческого; g <fTp»ignyn>= !'2я / ffpgdgnyndt - индуцированная вибра- 0 циониая сила, которая- выделяется из медленной силы на траектории движения системы и является результатом осреднения вибрационной си- лы по быстрому времени Г =» cot при "замороженном” медленном вре- мени t. Решение второго уравнения системы (4.23) при нулевых начальных условиях имеет вод Уп = -g <fTp signyn >t2 /2 и приращение скольжения за период быстрого движения дУп = _ g < fTpsignyn >. (4.24) w Аналогично из условия стабилизации циклов иеупругого де- формирования упругофрикционной системы при гармоничес- ком силовом возбуждении F (и) получаем: Д уг < (я2 F/2 со2 m) 0( 1 - fTpg/w2 U®^) , (4.25) где F - гармоническая сила на валу вибромашины; 0 - коэффициент динамичности; Ота» - максимальное перемещение здания в уровне приведения масс (к одномассовой системе). Сравнение результатов расчетов по формулам (4.24) и (4.25) с данными натурных вибрационных испытаний в г. Фрун- зе пятиэтажного объекта и девятиэтажного крупнопанельного дома со скользящим поясом свидетельствует о практически полном совпадении величин относительных подвижек в опорах. 223
4.6. ОПЫТ СТРОИТЕЛЬСТВА И ЭКСПЛУАТАЦИИ ЗДАНИЙ С СЕЙСМОИЗОЛИРУЮЩИМ СКОЛЬЗЯЩИМ поясом. ОБЛАСТИ РАЦИОНАЛЬНОГО ПРИМЕНЕНИЯ К настоящему времени накоплен определенный опыт стро- ительства в г. Фруизе и эксплуатации экспериментальных домов с сейсмоизолирующим скользящим поясом. Надежность функ- ционирования здания с системой сейсмозащиты требует выпол- нения ряда дополнительных требований, относящихся, прежде всего, к изготовлению элементов скользящего пояса и ограничи- телей, точности нх монтажа, эксплуатации объектов строитель- ства. Основные указания приведены в специальных разделах "Рекомендаций” (91] и сводятся к следующему. Все элементы скользящего пояса рекомендуется выполнять на предприятиях ДСК или заводах ЖБИ. При этом необходимо обращать внимание на высокое качество изготовления скользя- щих опор, упругих и жестких ограничителей (демпферов, упо- ров, вертикальных амортизаторов). Пример конструктивного решения элементов скользящей опоры дан на рис. 4.53. Кромки пластин из фторопласта рекомендуется скашивать (см. рис. 4.2,6). Лицевые поверхности пластин из нержавеющей стали и фторопласта должны быть без вмятин и царапин, иметь гладкую зеркальную поверхность. При необходимости эти поверхности следует шлифовать.' Для предотвращения поверхностей пластин от возможных повреждений во время транспортировки, складирования и в процессе производства работ на строительной площадке, реко- мендуется после изготовления элементов скользящего пояса наклеить водорастворимым клеем на лицевые поверхности слой мягкой ткани, которая снимается непосредственно перед уста- новкой этих элементов в проектное положение (остатки клея смываются). Антикоррозийная защита элементов скользящего пояса (скользящих опор, демпферов, упоров, вертикальных аморти- заторов) выполняется путем металлизации и окраски лако- красочными составами, согласно указаниям проекта,в соответст- вии с требованиями главы СНиП' 2.03.11-85. В проекте необходимо предусматривать установку непосред- ственно после устройства скользящего пояса съемных защитных деталей с обеих поверхностей стен (например, из уголков или полос профилированного настила). Снятие защитных деталей разрешается только после согласования проектной организаци- ей и в присутствии ее представителя. При производстве работ необходимо обращать внимание на точность установки в проектное положение всех элементов сей- смоизолнрующего скользящего пояса. Указания по производст- 224
a) 6) Рис. 4.53. Пример изготовления элементов скользящей опоры а — нижняя опорная пластина; б - верхний элемент; 1 - плас- тина из фторопласта Ф-4 ву работ следует включать в пояснительную записку к проекту здания. Строгая горизонтальность поверхностей верхней обвяз- ки фундамента и ростверка тщательно выверяется нивелиром и уровнем (с базой не менее 30 см). Установку всех частей скользящих опор и других элементов скользящего пояса не- обходимо выполнять в строгом соответствии с проектом, обес- печивая плотность примыкания по всей плоскости пластин из фторопласта и нержавеющей стали. Проверку точности установ- ки всех деталей необходимо выполнять неоднократно в течение всего периода твердения бетонной смеси фундамента и рост- верка (при монолитном решении ростверка и верхней обвязки). Выполнение всех работ должно быть освидетельствовано авторами проекта, технадзором заказчика н оформлено соот- ветствующими актами и записями в журнале авторского над- зора. Следует обращать внимание на необходимость тщательной очистки пространства между элементами скользящего пояса, 225
Рис. 4.54. Ниши и упоры для установки статических домкратов 1 - ростверк; 2 - упоры; 3 - стальные пластины для усиления граней ниш; 4 - пространство для домкратов а также других примыкающих конструкций от посторонних предметов, строительного мусора и т. п., в местах примыкания лестничных маршей, заглубления скользящего пояса в грунт (вблизи входов в здание, устройства приямков, подпорных сте- нок и др.). Для обеспечения возможности возвращения зданий в исходное положение после подвижек при расчетном землетрясе- нии необходимо предусматривать устройство специальных упоров и ниш для установки статических домкратов (рис. 4.54). Упоры располагаются в продольных и поперечных стенах, симметрично относительно осей здания, по 4-6 упоров в обоих направлениях исходя из расчетного усилия сдвига в скользящих опорах. Элементы упоров и обрамления ниш для домкратов должны быть рассчитаны и законструированы исходя из гори- зонтального усилия в стандартном домкрате 1000 кН для зда- ний высотой до пяти этажей и 2000 кН для зданий высотой до девяти этажей. До широкого внедрения домов с сейсмозащитой в практику строительства статические испытания с помощью домкратов целесообразно выполнять для всех зданий как обязательные контрольные испытания на стадии их сдачи в эксплуатацию. Указания по эксплуатации зданий вытекают из аналогичных требований и заключаются в тщательном контроле состояния элементов пояса, недопущении возможности доступа к ним посторонних лиц. При сдаче здания в эксплуатацию необхо- 226
ли мо в присутствии-представителя проектной организации и директора (главного инженера) ДЭЗ, принимающей здание в эксплуатацию, убедиться в соответствии состояния элементов скользящего пояса проектным требованиям и сделать, соответ- ствующую запись в акте приемки. При обнаружении неисправ- ностей последние должны быть устранены до сдачи дома в эксплуатацию. Специальной проверке подлежат: состояние скользящих опор, стальных и фторопластовых пластин (очистка от строи- тельного раствора и т. п., наличие вмятин, царапин); точность установки и крепления демпферов, вертикальных связей и амортизаторов, наличие,докеров, состояние и длина резьбы; наличие элементов ограждения ниш для крепления вертикаль- ных связей; отсутствие посторонних предметов (строитель- ного мусора, штукатурки и т. п.) в пространстве (зазоре) скользящего пояса и в местах примыкания ростверка к лест- ничным маршам, приямкам, подпорным стенкам, элементам отмостки; качественность ограждения элементов скользящего пояса съемными защитными деталями и невозможность досту- па к ним посторонних лиц. Проверка состояния элементов скользящего пояса с фик- сацией всех замеченных отклонений и дефектов в журнале со- стояния дома производится через каждые два года комиссией ДЭЗ с привлечением представителей проектной организации, а также после каждого интенсивного землетрясения (равного или более 5 баллов). Необходимо исключить возможность попадания штукатур- ки, краски и т. п. в пространство (зазор) скользящего пояса и его отдельные элементы при внутреннем и наружном ремонте конструкций дома. Все работы по реконструкции в пределах подвала (техничес- кого подполья), установка дополнительных или перенос сущест- вующих коммуникаций и проводок могут производиться толь- ко после разрешения ДЭЗ и согласования с проектной органи- зацией. Периодическая окраска элементов скользящего пояса и ди- намического гасителя может производиться только в присутст- вии ответственного сотрудника ДЭЗ и представителя проектной организации. При этом необходимо принимать специальные ме- ры для исключения возможности загрязнения фторопластовых д стальных пластин скользящих опор, а также резинометалличес- ких демпферов и вертикальных амортизаторов. Особо следует подчеркнуть необходимость обеспечения и реализации проектных требований по устройству специальных гибких вставок или компенсаторов при вводе всех инженерных 227
коммуникаций из подвала (технического подполья) в помещо- ния выше скользящего пояса, а также по недопущению устрой* ства в пространстве (зазоре) скользящего пояса разных ком- муникаций и проводок (сантехнических труб, электропрово* док и др.). Нарушение этого требования может принести к трудно предсказуемым последствиям (замыканиям в электро- сети и пожарам, нарушению систем теплогазоснабжения, водо- снабжения, выходу из строя коммуникаций связи и т. п.). Опыт строительства домов в г. Фрунзе свидетельствует о возможности реализации отмеченных требований без особых затруднений. Так, при строительстве в 1980-1981 гг. четырех зданий общежития была разработана специальная технология возведения скользящего пояса1. После бетонирования фунда- мента на клиньях выставлялись опалубка и арматура верхнего ростверка. Для защиты скользящих опор и предотвращения попадания строительного мусора в пространство между верхним ростверком и фундаментом по дну опалубки укладывался за- щитный пергамент. Когда бетонирование заканчивалось и бетон набирал требуемую прочность, клинья выбивались, пергамент удалялся и верхний роствер опускался на фундамент. В процессе изготовления деталей скользящего пояса и стро- ительства здания строго контролировались проектные требова- ния к изготовлению и монтажу элементов пояса. Качество лице- вых поверхностей пластин из нержавеющей стали и фтороплас- та тщательно проверялось. В случае наличия вмятин и царапин, повреждения гладких зеркальных поверхностей, пластины под- вергались шлифовке. Для предотвращения поверхностей плас- тин от возможных повреждений во время транспортировки, складирования и в процессе производства работ на строитель- ной площадке после изготовления элементов скользящего поя- са на лицевые поверхности водорастворимым клеем был накле- ен слой мягкой ткани, которая снималась непосредственно пе- ред установкой этих элементов в проектное положение. Про- ектом была также предусмотрена установка после завершения отделочных работ защитных деталей вдоль всего пояса. Соблю- дение проектных требований и строгий контроль за качеством строительства со стороны руководства СМУ позволили достичь вполне удовлетворительного качества работ. Осмотр зданий через пять лет после начала эксплуатации не выявил каких-либо повреждений скользящих опор, ограни- чителей, упоров и связей или других дефектов. Открытые скользящие плоскости опорных пластин из нержавеющей стали сохранили гладкую поверхность. Никаких следов коррозии ие обнаружено. 'Дома построены СМУ МВД Киргизской ССР (гл. инж. М.И. Штрафуй). 228
Как показали результаты испытаний девятиэтажного круп- нопанельного дома, благодаря достаточно высокому качествен- ному выполнению работ подразделениями ДСК-2.Минстроя Кир- гизской ССР (см. п. 4.3) коэффициент трения скольжения в опорах составил 0,05-0,07, что значительно меньше расчетной величины, а конструкции здания после вибрационных испытаний с высокими уровнями нагрузок не имели никаких повреждении. Вместе с тем, как показал опыт экспериментальных иссле- дований, в процессе строительства возможны существенные отклонения от проектных требований (отсутствие строгой гори- зонтальности скользящих опор, отслоение нижних пластин от бетона ростверка и обвдзки, загрязнение строительным мусо- ром стальных опорных пластин и пространства между роствер- ком и обвязкой). В связи с изложенным, и в целях повышения технологичности и индустриальное™ конструкций скользящего пояса целесообразно разработать сборно-монолитные решения элементов сейсмоэащиты с выполнением точных и трудоемких операций в заводских условиях. Это позволит эффективно ис- пользовать при изготовлении на ДСК опалубку многоразового применения для сборных блоков или панелей, заменяющих ростверк, и линейных блоков, из которых состоит верхняя об- вязка стен подвалов. Подобное решение предусмотрено в проек- те пятиэтажных домов серии 135, разработанных КБ по железо- бетону и ЦНИИСК им. Кучеренко (см. п. 4.1). Намечено строи- тельство экспериментальных домов такого типа. Работы в ука- занном направлении в настоящее время продолжаются. От их реализации зависит во многом эффективность широкого ис- пользования зданий с сейсмоизолирующим скользящим поя- сом в практике строительства. Окончательные рекомендации по областям рационального применения зданий с рассматриваемой системой активной сей- смозащиты будут разработаны после проведения комплексной программы Госстроя СССР по расчетно-экспериментальному изучению зданий с разными системами сейсмоэащиты в отдель- ных регионах страны (такие работы запланированы в Петропав- ловск-Камчатском, Тбилиси, Фрунзе, Ашхабаде, Северобай- кальске и др.) . Вместе с тем накопленный опыт свидетельствует о возмож- ности расширения в ближайшие годы строительства зданий с сейсмоизолирующим скользящим поясом. Применительно к строительству во Фрунзе и других городах Киргизской ССР, где проектными и строительными организациями накоплен первый опыт, можно рекомендовать расширить объемы стро- ительства пяти- и девятизтажных крупнопанельных домов серии 105: при застройке 9-балльиых районов снижать расчет- ные сейсмические нагрузки на надземные конструкции зданий со скользящим поясом: для пятиэтажных зданий в четыре раза 229
(сто соответствует снижению расчетной сейсмичности на два балла); для девятиэтажных зданий в два раза (то же, на 1 балл); при застройке.8-балльных районов снижать расчетные сейсмические нагрузки на надземные конструкции пяти- и де- вятиэтажных крупнопанельных зданий со скользящим поясом в два раза; при застройке 9-балльных районов с неблагоприят- ными грунтовыми условиями считать возможным строительство пятиэтажных зданий со скользящим поясом, несущие конструк- ции которых рассчитаны на нагрузки, соответствующие 9 бал- лам. Необходимо разработать конструктивные решения со скользящим поясом зданий социально-бытового и культурного назначения (школ, детских садов и яслей, профтехучилищ и т. п.), возводимых в панельных конструкциях, а также зданий со стенами из монолитного железобетона, индустриальных кир- пичных конструкций и др. Это обеспечит повышение технико- экономических показателей строящихся зданий (см. гл. 7) и надежность их работы при землетрясениях. В заключение несколько общих замечаний о перспективах и жизнеспособности решений зданий с системами активной сей- смозащиты. Основная цель научных и инженерных поисков при разра- ботке новых систем сейсмозащиты заключается в создании надежных конструкций, наиболее естественным и экономичным образом воспринимающих внешние (сейсмические) воздействия и сохраняющих функциональную способность зданий. Это соот- ветствует принципу экономичности или "бережливости”, харак- терному как для природы, так и для разумной человеческой де- ятельности. В формализованной постановке теории систем, теории про- цессов автоматического регулирования и управления аналогич- ная задача сводится к созданию "целенаправленных” и ’’целе- устремленных” систем. Сущность целенаправленного подхода в теории систем весьма лаконично сформулирована М. Месаро- вичем: ”... предполагается, что известны некоторые инвариант- ные аспекты поведения системы, отражающие ее цель"; в этом случае ”мы отдаем себе полный отчет в действиях системы, обеспечивающих достижение этой цели"1. Применительно к задачам сейсмостойкости сооружений целенаправленность системы достигается на основе использова- ния ее инвариантных свойств реализацией на стадии проектиро- вания схемы конструкций, которая бы в наибольшей степени (с позиций современных представлений) способствовала рацио- нальному и экономически выгодному распределению внутрен- 1 Мссароиич М., Мако Д.. Такахара И. Теория иерархических многоуров- невых систем. - М.: Мир, 1973. - 334 с. 230
них усилий и исключала возможность серьезных разрушений и повреждений. В этом отношении система сейсмозащиты в виде скользя- щих поясов (опор, швов) обладает очевидными преимущества- ми перед другими известными системами активной сейсмозащи- ты (ближе всего к ней система с кинематическими фундамента- ми, где вместо трения скольжения используется трение ка- чения) . В зданиях со скользящим поясом используется логичный и известный многим поколениям строителей принцип уменьшения связи между отдельными элементами конструкций (в современ- ной трактовке ослабление ч кинематической связи надземных конструкций с фундаментом), и для реализации этого принципа применяются, новые конструкционные материалы. Кроме того, характеристики системы инвариантны или, по крайней мере, сла- бо чувствительны к параметрам сейсмических воздействий (ам- плитудам перемещений и ускорений грунта, частотному составу, режимам повторяемости и др.). До преодоления сил трения скольжения система работает как обычная, с жесткой кинемати- ческой связью между надземными и подземными конструкция- ми, а заложенные в системе преимущества, прежде всего, повы- шенная способность к диссипации энергии и ограничение восста- навливающих (перерезывающих) сил в уровне пояса опреде- ленным уровнем используется самым естественным образом. В этой связи уместно отметить, что введение в строитель- ные конструкции заведомо ослабленных элементов (электро- заклепок, бетонных призм, слабоармированных диафрагм) или узловых сопряжений противоречит традиционному принци- пу ”не ухудшать”, ”не ослаблять” конструкцию и снижает на- дежность объектов строительства в сейсмических районах. По- пытки обосновать преимущества таких систем [2, 3] их ’’спо- собностью к адаптации” неубедительны по двум причинам: тер- мин ’’адаптация” применительно к биологическим -и механи- ческим системам характеризует способность к реализации прин- ципов разумности, экономичности затрат внутренних ресурсов или ’’бережливости” в природе;в области строительства ис- пользуются понятия ’’приспособляемости” или ’’стабилизации циклических состояний’* в условиях повторно-переменного де- формирования, содержательное определение которых представ- ляется для конструкций зданий более ’’физичным” и четким; системы с переменной внутренней структурой и особенно с ку- сочно-линейными и разрывными участками диаграмм типа вос- станавливающая сила - перемещение обладают повышенной способностью к возбуждению внутренних резонансов и неустой- чивости ”в большом”; в пространстве амплитудных и частотных параметров области устойчивого функционирования таких си- стем весьма ограничены и возникает опасность их непредска- зуемого выхода из строя (наступления неконтролируемых от- 231
казов конструкций) [52]. Изложенные соображения требуют весьма осторожного принятия решений при введении выклю- чающихся элементов в системы конструкций зданий, строя- щихся в сейсмических районах. Г Л А В А 5. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ И РАСЧЕТ ЗДАНИЙ С ДИНАМИЧЕСКИМИ ГАСИТЕЛЯМИ КОЛЕБАНИЙ Известно, что динамический гаситель колебаний без затуха- ния высокоэффективен для снижения уровня колебаний конст- рукций при гармоническом воздействии с постоянной частотой или частотой, меняющейся в узком диапазоне. А.Н. Крылов в 1948 г. показал, что гаситель с затуханием также достаточно эф- фективен при гармоническом воздействии с постоянной часто- той. Дж. П. Ден-Гартогом было показано, что для гашения гар- монических колебаний с частотой, меняющейся в широком ди- апазоне, может быть целесообразным применение динамическо- го гасителя колебаний, однако в этом случае в его конструкцию следует ввести демпфирование определенной величины. После- дующие работы ряда авторов позволили разработать различ- ные системы гасителей и практические методы их расчета [90],' которые обеспечили широкое применение гасителей для сниже-_. ния уровня колебаний при различных динамических воздей- . ствиях. Исследования, в которых рассматривался вопрос об эффек- тивности гасителей при воздействии типа сейсмического, поя- вились сравнительно недавно, что, повидимому, можно объяс- нить неполнотой исходной информации о реальных сейсмичес- ких движениях грунта. Существует ряд кинематических моде- лей, которые в большей или меньшей степени адекватно опи- сывают движение основания при землетрясениях. Одной из возможных и наиболее широко применяемой моделью является представление сейсмического воздействия случайным про- цессом. Рассмотрим работы, в которых на основании указанной ста- тистической модели обсуждается вопрос о эффективности ди- намического гасителя колебаний. К первым исследованиям относятся работы [127], [136], в которых показана положи- тельная роль гасителя для одномассовой системы при воздейст- вии на нее белого шума. В работе [102] при решении той же задачи были получены приближенные формулы для выбора оптимальных параметров гасителя. В работе [71] приведены данные об эффективности гасителя в зависимости от длитель- ности воздействия белого шума. 232
Колебания одномассовой системы с гасителем при движении ее основания, представляющем собой стационарный случайный процесс с известной корреляционной функцией, рассмотрены в работе [45] • Авторами этой работы показано, что с увеличе- нием ширины спектра воздействия эффективность гашения сни- жается-, кроме того, снижается чувствительность системы к от- клонению параметров гасителя от их оптимальных значений, для оценки которых предложены эмпирические формулы. В работе [46] решена задача для случая колебания башенного со- оружения при случайном воздействии, корреляционная функция которого имеет параметры, соответствующие сейсмическим воздействиям. Отмечено, "что с увеличением степени снижения жесткости башни по ее высоте эффективность работы гасителя возрастает. Уайшинг и Кэмбелл рассмотрели систему с несколькими степенями свободы [144], представив ускорение основания как стационарный гаусовский белый шум, при этом ими рас- смотрены колебания системы только по первой форме. В работе [134] приведены результаты моделирования систем с двумя степенями свободы и гасителями, настроенными на первую и вторую частоты собственных колебаний на аналоговой машине. В качестве воздействия использовались кратковременные реализации типа белый шум. Уайшинг и Яо представили колебания основания при сей- смическом воздействии на систему с. гасителем в виде нестаци- онарного процесса, используя аналоговую машину и генератор случайных функций [145]. Анализируя колебания системы с затуханием 2% критического и динамическим гасителем, масса которого составляет 5 % главной массы, авторами уста- новлено, что данный гаситель уменьшает среднестатистическое смещение главной массы на 40 %. Задача о нестационарных колебаниях системы с динами- ческим гасителем колебаний рассматривалась в работе [88]. Сделан вывод о приемлемости использования при нестационар- ных случайных воздействиях гасителей с оптимальными для стационарного режима параметрами. При анализе работы систем на сейсмические воздействия в качестве модели движения основания, кроме указанной выше, используются модели, представляющие собой сумму затухаю- щих синусоид или последовательность периодических импуль- сов. Результаты расчета системы с гасителем при таком представ- лении движения основания приведены в работах [47, 48,89]. В работе [132] в качестве воздействия использовалась за- пись Тафтского (США, 1952) землетрясения и исследовалась возможность применения ряда гасителей, имеющих различные собственные частоты и коэффициенты затухания. Было най- дено, что при данном воздействии может быть достигнуто 20 %- 233
ное снижение максимальной реакции в основной системе. За- писи реальных землетрясений использованы также в работе [71]. Результаты, полученные во всех перечисленных выше рабо- тах, свидетельствуют об эффективности динамического гаси- теля колебаний при воздействии типа сейсмического. Величина этой эффективности зависит от параметров гасителя и основной системы. Так, например, при увеличении затухания в основной системе эффективность гасителя падает. 5.1. КОЛЕБАНИЯ ЛИНЕЙНОЙ СИСТЕМЫ С ДИНАМИЧЕСКИМ ГАСИТЕЛЕМ КОЛЕБАНИЙ ПРИ РАЗЛИЧНЫХ , ЗАКОНАХ ДВИЖЕНИЯ ОСНОВАНИЯ При анализе колебаний зданий и сооружений с присоединен- ными гасителями в качестве динамической модели сооружения используют, как правило, систему с одной степенью свободы. Как указано в [90], такой моделью можно пользоваться, если при изменении собственных частот сооружения в 1,5-2 раза ре- зонансные явления возможны лишь для одной собственной частоты сооружения. Для подавляющего большинства зданий, возводимых в сейсмических районах, это условие выполняется. Рассмотрим колебания системы (рис. 5.1), полагая, что ос- нование движется по закону y0(t) . На рисунке обозначено: М — главная (приведенная) масса защищаемого объекта; m — масса гасителя; к, кг - жесткости основной системы и упругого эле- мента гасителя; с, сг - коэффициенты вязкого сопротивления для главной массы и гасителя; FTp - сила сухого трения в гаси- теле; z, zr — перемещения главной массы и гасителя относитель- но неподвижной системы отсчета. Дифференциальные уравнения движения главной массы и гасителя могут быть представлены в следующем виде: Mz + c(z-Y0) + k(z-y0) + mzr = 0; (5.1) mzr + cr (zr - z) + FTpsign (zr - z) + kr (zr - z) = 0. Во второе уравнение системы (5.1) входит сила кулонова трения, так как в некоторых конструкциях динамического га- сителя колебаний демпфирование в гасителе создается введени- ем элементов сухого трения. Система уравнений (5.1) может быть преобразована следу- ющим образом: (m + M)y + cy+ ky + mii = —(щ + М)уо ; 234
11Ш + cru + FTpsignii + kru + my = -my0 , (5.2) ijio у - смещение главной массы относительно основания; и - смещение массы гасителя относительно главной массы. Введем обозначения: со = (к/М)1Л; fr = (кг/т)1,а - пар- циальные частоты; { = с/2Мсо; X = cr/2mfr — безразмерные па- раметры вязкости для главной массы и гасителя; i> = m/M- относительная масса гасителя. Используя данные обозначения, преобразуем систему (5.2) в следующую: u + 2Xfrii + signй + f Ju + у = -y0 . (5 -3) m Поскольку член, выражающий затухание от силы сухого тре- ния во втором уравнении системы (5.3), является нелинейным, то точное решение данной системы уравнений возможно только численным методом. В случае необходимости однократного рас- чета решение системы (5.3) численным методом не представля- ет особых трудностей, но при проведении многократных опти- мизационных расчетов для различных параметров основной си- стемы и параметров гасителя использование численного метода решения становится нерациональным. Воспользуемся приближенным подходом, в основу которо- го положим представление движения массы гасителя по синусо- идальному закону. Это можно сделать, исходя из следующего соображения. В режиме, близком к резонансу системы, ампли- туда колебаний массы гасителя становится большой. Известно, что влияние силы сухого трения на колебание массы уменьша- ется с увеличением ее амплитуды колебания и при больших ам- плитудах форма колебания массы гасителя приближается к си- нусоидальной. Заменим нелинейный член во втором уравнении системы (5.2) эквивалентным членом вй с коэффициентом в, определя- емым по следующей формуле: 0 = 4FTp/npou, (5.4) где р0 - частота колебаний основания. Тогда система (5.3) может быть записана в следующем виде: 235
Рис. 5.1. Расчетная схема сис- темы с одной степенью свободы и динамическим гасителем колебаний - У о ; u + f2u + (2Xfr + 0/m)u + у = -уо . (5.5) Дифференциальные уравнения (5.3) и (5.5) являются ис- ходными для точного или приближенного анализа колебаний системы с динамическим гасителем колебаний при различных за- конах движения основания. Движение основания по гармоническому закону. Рассмот- рим колебания системы (рис. 5.1), вызванные движением осно- вания по закону Уо =Yoexp(ipot) . (5.6) Колебания системы рписываются уравнениями (5.5), решс- - ние которых ищем в виде y = Yexp(ipot) ,u = Uexp(ipot) . (5.7) После подстановки (5.6) и (5.7) в (5.5) и некоторых преоб- разований имеем: [ со2 - ро (1 + и) + i2$ Ро w]Y - пр2 U = Ро О + р) YOj> (5.8) (fr - pl + i2XfrPo)U - Po Y = po Ye - i7 , 236
где 7 = p0Ue/m =4FTp/wm. Введем обозначения: р = р0/со - относительная частота воз- действия; f e fr/co - настройка гасителя; у* = у[90 - безразмер- ный параметр, характеризующий соотношение силы сухого тре- ния в гасителе и инерционной силы массы гасителя, определяе- мой как произведение амплитуды ускорения основания и массы гасителя. Используя данные обозначения, решение системы (5.8) представим в следующем виде: F - р* ([f2 (1+ р) - р2]1 +' [2Xfp(i + «О - ^т*р24/А; О2 = р4 ((1 + 2$ру*)2 + ([р2 (1 + г) - 1]у* + 2£р)2) /Д, (5.9) где Д = 1(Р - p’)d -р1) -fp’Cvf + 4{Х)]Э + 4p’{f(f’ -р’) + + Xfll.-P*(l+ где Y и U - нормированные относительно Yo амплитуды смешения глав- ной массы и гасителя. Таким образом, относительные смешения Y и U являются функциями шести переменных величин: v, р, f, £, X и у*. На рис. 5.2 приведены графики изменения Y в зависимости от отно- сительной частоты воздействия р для системы с гасителем при v = 0,05, f = 1, у* = 1 для ряда значений параметра X. Для срав- нения пунктиром показаны аналогичные графики при у* х 0, т. е. для системы с гасителем, имеющим только вязкое затуха- ние. Как следует из рис. 5.2, гаситель, имеющий вязкое затуха- ние и сухое трение, оказывается более эффективным, чем гаси- тель, имеющий только вязкое затухание. Значения обоих максимумов, имеющих место на рис. 5.2, зависят от параметров гасителя. Обычно масса гасителя и вели- чина сухого трения в гасителе принимаются постоянными, а для достижения наибольшего эффекта гашения колебаний в основ- ной системе варьируют настройкой и вязким затуханием в гаси- теле. На рис. 5.3 приведены графики зависимости значений оп- тимальных параметров гасителя и его максимальной амплитуды колебаний главной массы системы в зависимости от параметра у*, полученные в результате численного анализа формулы (5.9). С увеличением у* эффективность применения гасителя выраста- ет, но это положение действнтейьно не при всех значениях у*, так как при значениях у*, больших, чем 2/я$, сила сухого трения в гасителе будет превосходить силу инерции движения массы га- сителя, и последний будет колебаться совместно с главной мас- 237
Рис. 5.2. Изменение перемещения главной массы системы с гасите- лем в зависимости от относительной частоты воздействия при разных значениях затухания в гасителе сой системы как одно целое. Таким образом, пользоваться фор- мулами (5.9) и графиками на рис. 5.3 можно только в случае, когда у* значительно меньше 2/fft (в ТРН и более раз). В случае если у* стремится к нулю, значения оптимальных параметров гасителя и максимальная амплитуда главной массы системы становятся независимыми от амплитуды воздействия и соответствуют значениям системы с гасителем, имеющим толь- ко вязкое затухание. Движение основания по закону затухающих синусоид. В качестве упрощенного закона сейсмического движения грунта может быть принята одна затухающая синусоида или сумма нескольких затухающих синусоид, частота которых может иметь 238
различные значения. Примем следующий закон изменения уско- рения движения грунта: Y(t) « Yoexp(- t)sinpot , (5.10) 7Г где 6 - логарифмический декремент колебаний грунта. Дифференциальные уравнения колебаний системы с гаси- телем (5.3) при FTn = 0 и с правой частью по формуле (5.10) решались на аналоговой вычислительной машине (АВМ) при ря- де значений 6 [47]. В процессе решения проводилась оптимиза- ция параметров гасителя. На рис. 5.4 приведены графики, полу- ченные в результате оптимизации из условия минимума полного ускорения главной массы. По горизонтали на графиках отложе- на величина логарифмического декремента колебаний основа- ния, а по вертикали на рис. 5.4, а отложены максимальные зна- чения амплитуды полного ускорения главной массы системы с гасителем z (1) и без гасителя z* (2), нормированные относи- тельно максимальной амплитуды ускорения затухающего коле- бания основания. Как видно из графика, увеличение декремен- та колебаний основания приводит к значительному снижению ускорения массы системы без гасителя. Для системы с гасите- лем ускорение главной массы хотя и меньше, чем без гасителя, но с увеличением затухание в основании снижается медленнее. В связи с этим коэффициент, эффективности гашения Кэф, оп- ределяемый как отношение Z* к Z, уменьшается с увеличением логарифмического декремента колебаний основания (рис. 5.4,6). На рис. 5.4, в и 5.4, г показаны графики изменения опти- мальных параметров гасителя. Как видно из графиков, при возрастании декремента колебания основания оптимальное за- тухание гасителя заметно уменьшается, а оптимальная настрой- ка изменяется незначительно. На рис. 5.5, а представлена реализация решения для системы с гасителем при одном из значений частоты воздействия, соот- ветствующих максимальным значениям Z, а на рис. 5.5, б для системы без гасителя при р = 1,0. В системе с гасителем ампли- туды ускорения Z, достигая максимального значения на треть- ем периоде колебаний, затем быстро уменьшаются. * Необходимо отметить, что реакция системы с гасителем чувствительна к отклонению параметров гасителя от оптималь- ных значений. Рассмотрим работу системы с гасителем при движении ос- нования по закону суммы двух затухающих синусоид. Положим, что сдвиг фаз между синусоидами равен нулю, соотношение час- тот двух затухающих синусоид pot ирОг равно двум, а лога- 239
о) е) а) Рис. 5.4. Максимальная реакция системы (а), коэффициент эффективности гашения (б), оптимальные параметры гасителя (в, г) в зависимости от логарифмического декремента колебаний основания Рис. 5.3. Влияние силы сухого трения на оптимальные параметры гасителя (д, б) и. максимальную амплитуду колебаний главной массы системы (в) 0,2 ЦЗ 0 240
p*o.ai Рис. 5.5. Реализация полного ускорения главной массы системы с гасителем (а) и без гасителя (б) при движении основания по закону затухающей синусоиды рифмические декременты колебаний имеют одинаковую величи- ну, равную 0,1. На рис. 5.6 приведены графики изменения 2* и Z системы, имеющей параметры гасителя: v = 0,05; f = 0,943 и 2Х = 0,121 (оптимальные при воздействии одной затухающей си- нусоиды) . Наличие второй затухающей синусоиды в основании приво- дит к снижению реакции как системы без гасителя, так и систе- Рис. 5.6. Изм льной реакции системы с гасите- лем (7) и без гарителя (2) в зависимости от относительных частот воздействия pj и р2 241
Рис. 5. 7. Реализация полного ускорения главной М*с ло закону с гасителем (л) и без гасителя (ff) при движении основами суммы двух затухающих синусоид мы с гасителем. Для системы с одной степенью свобо/Д^1 ются Два максимума при pj = 0,49 (рг = 0,98) и р> -2,0), а для системы с гасителем четыре максимума- 1<ТИ1^ЛЬ. теру графика видно, что параметры гасителя стали не?°*\ с i 83 ными, а коэффициент эффективности гашения снизив ’ до 1,61. затухаю- Необходимо отметить, что добавление к основной1'\и^ОггИТ щей синусоиде более высокочастотной синусоиды «е к значительному снижению Кэф, в данном случае оН I?""дТО‘ Снижение Кэф до значения 1,61 происходит в случае, м рая синусоида имеет частоту более низкую, чем осно^н^®" глав- на рис. 5.7 приведены реализации полного ускОр^^Х _ ной массы системы с гасителем и без него при р. 0*>4'у "2 =0,98. 1 Движение основания, описываемое случайным Как уже ранее отмечалось, наиболее широко применяв*1* осно_ целями сейсмического движения грунта являются с’ЛУчай- ванные на представлении сейсмического воздейстВ^”1 3 ным процессом. гваемые Рассмотрим колебания системы с гасителем, огш-,с^ системой уравнений (5.3) при FTp = 0, полагая, что Д- е основания можно представить стационарным случайнь^^* ПР°Ц с' сом, имеющим спектральную плотность So (р) опреде- Дисперсия перемещений главной массы может (>ьг{'гь' лена по формуле 242
< У2 (t) > = Oy = _£/*(ip)/2So(p)dp, (5.11) где 4>(ip) - передаточная функция системы с гасителем, определяющая комплексную амплитуду установившейся реакции системы на единич- ное воздействие e1GjX. Передаточная функция может быть записана в следующем виде: Ф•„.=_____(Lt- P2_ti?Xfrp^+ "Р.2_______________(5 Л 2) -W) [ы2 - р2 (1 + рХ.+ 12$ рсо] (f г - р2 + i2Xfгр) - рр4 Для ряда функций So (р) интеграл в формуле (5.11) с уче- том (5.12) может быть вычислен в аналитической форме. До- пустим, что ускорение движения основания представляет собой процесс типа белый шум. Тогда So (р) = So = const и с помощью теории вычетов получим: = „SoГ_а^) , (5.13) аз + - а2а3) где a, ='2[f<j + Xfr(l + О); а^ = u>’ + $(1 + и) + 4fX<jfr; a, = 2fr<v(Cfr + bw); a4 = Gj’fJ; ' b, ='2f’(l'+ p)(1 - 2X*(1'+ XMlb2 =ff(1 + На рис. 5.8 приведены графики коэффициента снижения стандарта перемещений главной массы системы с гасителем по сравнению с соответствующим стандартом в системе без гасите- ля в зависимости от относительной массы гасителя. Значения стандарта вычислены по (5.13) при оптимальных параметрах га- сителя, которые можно определить по следующим формулам: f* = (1+0,5p)/[(1 + p)2+W2X]; X2 = 0,25р (1 + 0,750 /(1 + р) 3. (5.14) Необходимо отметить, что с точки зрения эффективности гасителя колебания белый шум является самым невыгодным из класса стационарных случайных воздействий. Белый шум в оп- ределенном диапазоне частот достаточно хорошо аппроксими- рует процесс сильного землетрясения в эпицентральной зоне. При удалении от эпицентра спектр ускорений колебания грунта 243
WO wf W Рис. 5.8. Изменение коэффици- ента снижения реакции системы с гасителем в зависимости от относи- тельной массы гасителя при воздей- ствии белого шума Рис. 5.9. Влияние относительной ширины спектра случайного воздей- ствия на коэффициент эффектив- ности системы с гасителем Рис. 5.10. Влияние длительности воздействия на коэффициент сниже- ния реакции системы с гасителем Рис. 5.11. Распределение коэф- фициента Кси в зависимости от ве- личины максимального ускорения главной массы системы становится более узкополосным. Наиболее часто сейсмические ускорения грунта в этом случае описываются случайным про- цессом, нормированная корреляционная функция и спектраль- ная плотность которого соответственно равны: Кн(т) = е-а’Т' (COS0T + sin0lт।) • (5.15) So (р> -2 р + 2ар2 + m гае и? = o’ + р1 , а = а3 - ра и и < --. 244
На рис. 5.9 приведен график коэффициента Кэф для систе- мы, имеющей относительную массу гасителя 0,05, в зависимости от параметра а/со, характеризующего относительную ширину спектра воздействия. Из графика следует, что эффективность применения гасителя возрастает с уменьшением ширины спектра поздействия. Известно, что длительность основной фазы землетрясения составляет от Ю до 40 с [58]. Представляет интерес оценить эффективность гасителя в зависимости от длительности земле- трясения. На рис. 5.10 приведена зависимость коэффициента снижения ускорения Ксн> определяемого как отношение макси- мального ускорения главной массы системы с гасителем к мак- симальному ускорению системы без гасителя в зависимости от длительности воздействия белого шума. С увеличением длитель- ности воздействия белого шума на систему эффективность га- сителя увеличивается. При t > 10 с эффективность гасителя ма- ло зависит.от длительности воздействия и величина коэффици- ента Код мо>кет считаться постоянной. Зависимость на рис. 5.10 получена по результатам расчетов на АВМ.'при которых кратко- временный случайный процесс моделировался с помощью гене- ратора ГШ-1 [72]. Параметры системы были приняты следу- ющие: парциальная частота главной массы 10 рад/с, затухание в основной системе 5 % критического, относительная масса гаси- теля 0,05 я затухание в гасителе 11 % критического. Значение настройки гасителя варьировалось от 0,91 до 0,99. В процессе моделирования на выходе АВМ были получены реализации полного ускорения для системы с гасителем W(t) и системы без гасителя W(t)* при длительности процесса 5,10, 20 и 30 с. Для каждой i-й реализации имеется свое значение Wj = maxltyjft) |, которое было нормировано относительно среднеквадратичного значения ускорения основания. По полу- ченным реализациям для каждого значения настройки гасителя построены гистограммы распределения нормированного макси- мального Ускорения главной массы системы с гасителем, а так- же гистограммы распределения коэффициента снижения уско- рения Кси. Гистограмма распределения коэффициента Кен при оптимальной настройке близка к симметричной и может быть аппроксимирована нормальным распределением. Из теоретичес- кой функции распределения, построенной по оценкам эмпири- ческого распределения для записей длительностью 30 с, полу- чено, что коэффициент Кси изменяется с вероятностью 0,95 в пределах 0,56-1,03. Таким образом, в некоторых случаях мак- симальное ускорение может снижаться почти в два раза, а в' других может незначительно увеличиваться. Однако, как пока- зывает анализ записей, увеличение ускорения главной массы системы с гасителем возможно только при малых по абсолют- ной величине максимальных ускорениях главной массы (рис. 5.11). 245
Рис. 5.12. Плотность вероятности распределения реакции системы с гаси- телем (/) и без гасителя (2) при воз- действии "белого шума” Функции распределения максимальных значений ускорения для системы с гасителем и без гасителя хорошо описываются двойным показательным законом, используемым в теории распределения крайних членов выборки: Pi,n(W) =ехр[- ехр[—a(W-q)]), (5.16) me а > 0 и q - параметры распределения. Оценки параметров распределения были вычислены с по- мощью процедуры Гумбеля [10]. Подставив вычисленные оцен- ки распределений ускорений в формулу для плотности вероят- ности распределения р (W),которая записывается в следующем виде: p{W]=aexp[-a(W - q)exp {-exp {-exp[-a(W - q)]^, (5.17) можно построить графики изменения плотностей вероятности этих распределений (рис. 5.12). Как видно из рис. 5.12, приме- нение гасителя приводит не только к уменьшению среднего зна- чения максимального ускорения, но и значительно уменьшает разброс вокруг этого среднего. Используя функции распределения (5.16), можно опреде- лить коэффициент Ксн в зависимости от полного ускорения в системе без гасителя по следующей формуле: Ксн ~ С, + C2(W*)~* , (5-18) me С, = аЧа' Са = q - С, q* . На рис. 5.11 приведен график изменения коэффициента Ксн в зависимости от ускорения W*, построенный по (5.18). По полученным оценкам параметров распределений можно оценить степень повышения надежности конструкции при при- менении гасителя колебаний. Примем за условный критерий разрушения системы достижение полного ускорения главной 246-
массы уровня А. Тогда вероятность разрушения системы можно определить по следующей формуле: pc = P(W>A) =1 - exp{-exp[-a(A-q)]} . (5.19) Допустим, что система без гасителя при землетрясении раз- рушится с вероятностью, равной 0,5, тогда вероятность разруше- ния системы с гасителем при параметрах гасителя, близких к оптимальным, будет в пять раз меньше при £ = 0,05 и в 20 раз меньше при £ = 0,02, что показывает на сильное влияние затуха- ния в основной системе на оценку степени повышения надеж- ности сооружения от установки гасителя колебаний. Кроме анализа колебаний системы с одной степенью свобо- ды и гасителем колебаний при воздействии кратковременного белого шума исследовалось влияние гасителя на колебания си- стемы с двумя степенями свободы. На АВМ была смоделирована система с двумя степенями свободы, имеющая одинаковые мас- сы и постоянную по высоте сдвиговую жесткость, при этом со- отношение собственных частот системы составило 2,62. Величина первого периода собственных колебаний системы принята такой же, как и для системы с одной степенью свободы, рассмотрен- ной выше. К верхней массе системы был присоединен гаситель колеба- ний, настроенный на первую частоту собственных колебаний системы. Масса гасителя была принята равной 5 % приведенной массы системы с двумя степенями свободы, что составило 6,9 % верхней массы системы. Параметры гасителя были приняты та- кими же, как и для системы с одной степенью свободы. Была рассмотрена также система с двумя гасителями коле- баний. Кроме гасителя, настроенного на первую частоту собст- венных колебаний, к нижней массе системы присоединен гаси- тель, настроенный на вторую частоту собственных колебаний основной системы. Параметры второго гасителя были приняты такими же, как и для первого гасителя. На вход системы с гасителями и без них подавался белый шум. На выходе записывались полные ускорения и относитель- ные перемещения масс системы. По записям были построены гистограммы распределения нормированных максимальных ускорений и относительных смещений обеих масс системы. Максимальные за реализацию относительные смещения масс нормированы относительно статических перемещений первой и второй массы под действием условных поперечных сил, числен- но равных силам инерции переносного движения первой и вто- рой массы системы. Эмпирические распределения максимальных ускорений и от- носительных смещений масс системы с двумя степенями свобо- ды с гасителем и без него могут быть описаны двойным показа- 247
тельным законом (5.16). как и в случае системы с одной сте- пенью свободы. В табл. 5.1 приведены значения исследуемых функций Х(Р), вычисленных с вероятностью, не меньшей, чем 0,5 и 0,995, а также значения коэффициента снижения исследуе- мых функций Ксн(р) • Из таблицы видно; что в статистическом смысле применение гасителя, настроенного на первую частоту собственных колебаний рассмотренной системы с двумя степе- нями свободы, приводит к снижению ускорения верхней массы на 18%, а ускорения нижней массы на 9%. При этом снижение относительных смещений верхней и нижней масс практически одинаково и составляет 19 %. Таблица 5.1. Значения функций X (Р) и Ксн (Р) Тип системы Без гасителя С гасителем Номер массы г 1 J [ 2 Реакция ,JLl_d LjlLl. LlL/J tnz Р=0,5 3,58 2,83 2.95 2,46 2,96 2,29 2,70 1,98 Р=0,995 5,66 4,66 4,53 4,21 4,44 3,53 4,04 ~2~91 Р=0,5 - 0,82 0,81 0,91 0,81 Р=0,995 - - - - 0,78 0,76 0,89 0,69 В системе с одной степенью свободы применение гасителя с такими же параметрами приводило к снижению ускорения масс на 20% и относительного смещения на 19%. С увеличением ве- роятности, с которой вычисляется коэффициент КСН(Р) для системы с двумя степенями свободы, величина его уменьшается, хотя и в меньшей степени, чем в случае системы с одной сте- пенью свободы. На рис. 5.13 приведены графики изменения значений коэф- фициента снижения реакции масс системы, вычисленных по от- ношению медиан соответствующих гистограмм распределений, в зависимости от числа гасителей. Из графиков видно, что сум- марное снижение ускорения верхней и нижней масс системы от установки обоих гасителей составило 25 и 32%, а снижение относительного смещения 21 % для верхней массы и 23 % для нижней массы. Движение основания при реальных землетрясениях. Для анализа колебаний системы с гасителем с использованием ак- селерограмм реальных землетрясений [71, 73] в качестве рас- четных были использованы записи Газлийского землетрясения, происшедшего 17 мая 1976 г. (компонента север-юг} и Карпат- ского землетрясения, происшедшего 4 марта 1977 г. (компонен- та север-юг).Эти два землетрясения могут рассматриваться как 248
Рис. 5.13. Изменение коэффи- циента снижения полного ускорения (а) и относительного смещения (б) масс системы в зависимости от чис- ла гасителей 1 - для верхней массы; 2-для ниж- ней массы Рис. 5.14. Примеры реализаций полного ускорения главной массы системы с гасителем (б, г, е) и без него fe e, д) при движении основания по закону Газлийского землетрясения (СЮ) модели типичных землетрясений с близким и удаленным эпи- центрами, и поэтому результаты расчета на записи этих земле- трясений отражают диапазон эффективности гасителей при землетрясениях. Параметры гасителя были приняты следующими: относи- тельная масса 0,05, затухание П % критического и настрой- 249
В результате решения (5.3) с помощью АВМ, на вход кото- рой подавалось напряжение, изменявшееся по закону, соответ- ствующему акселерограмме Газлийского землетрясения, были получены записи реакций системы с гасителем и без него при различных значениях периода собственных колебаний систе- мы Т. Затухание в основной системе принималось 5 и 2 % крити- ческого. На рис. 5.14 приведены примеры таких записей. По этим записям построены спектры максимальных ускорений главной массы системы с гасителем и без него для обоих значе- ний затухания в основной системе. Сравнение спектров для системы с гасителем (сплошная линия) и без него (пунктирная линия) (рис. 5.15) показывает, что введение гасителя в систему приводит к снижению ее сей- смической реакции практически при всех периодах Т, причем это снижение особенно существенно при периодах, соответству- ющих пиковым участкам спектров системы без гасителя. Зна- чительно меньшая эффективность гасителей отмечается при пе- риодах, соответствующих минимальным значениям ординат спектра. Такая особенность работы гасителя приводит к не- которому сглаживанию спектров за счет срезки их пиковых участков. Спектры реакций относятся к числу основных исходных данных для расчета сейсмостойкости сооружений. Однако они дают информацию только о максимальных величинах реак- ций и не дают сведений о поведении сооружения в течение всего землетрясения. Одной из интегральных характеристик, которые позволяют судить об уровне колебаний сооружения во время всего землетрясения, является среднеквадратичное значение амплитуд реакции сооружения. Спектры таких значений z при- ведены на рис. 5.16. Для Карпатского землетрясения эффективность гасителя оказалась несколько ниже, чем для Газлийского, хотя общие закономерности влияния гасителя на реакцию системы сохраня- ются. Снижение эффективности гасителя можно объяснить тем, что запись Карпатского землетрясения имеет в самом начале ускорения с амплитудой, сильно превышающей последующие. Поэтому реакция сооружения достигает своего максимального значения в начальной стадии землетрясения, когда гаситель еще не успевает сильно раскачаться. В связи с этим степень снижения амплитуд в начальной стадии землетрясения будет меньше, чем в последующей. На рис. 5.17 приведены реализации полного ускорения мас- сы системы с гасителем и без него при двух значениях Т и дви- жении основания по записи Карпатского землетрясения, а на рис. 5.18 и 5.19 - соответствующие спектры реакций. Оценка эффективности гасителя по расчету для систем со значениями периодов собственных колебаний, изменяющихся в широком диапазоне целесообразна талько в том случае, если 250
Рис. 5.15. Спектры реакций системы с гасителем и без него при действии акселерограммы Газлийского землетрясения Рис. 5.16. Спектры среднеквадратических значений амплитуд ускорений главной массы системы с гасителем и без него при действии акселерограммы Гвэлийского землетрясения не имеется никакой информации о спектрах'возможных земле-' трясений в данном районе. Если такая информация имеется, то не следует применять гасители для зданий с основным периодом собственных колебаний, попадающим в зону спектра с малой ре- акцией. В таком случае эффективность гасителя будет мала или полностью отсутствовать. 251
а) г I iX т-gfic z\ /-\ _ c-noscv| 4—у / \ / \ / \y Х^Оч^* 47 Рис. 5.17. Примеры реализаций полного ускорения главной массы шстемы с гасителем (о, г) и без него (ц в) при движении основания по записи Карпатского землетрясения Таким образом, пользуясь имеющейся информацией о воз- можных спектрах будущих землетрясений и условной класси- фикацией сооружений [20], для районов, где возможны такие землетрясения, как Газлийское, более рационально применять гасители для сооружений с периодом собственных колебаний менее, чем 1,1 с, а для районов., где возможны.землетрясения ти- па Карпатского, наоборот, — для сооружений, имеющих период собственных колебаний более 1,1 с. При таком подходе к во- просу о целесообразности применения гасителя его эффектив- ность возрастает. В табл. 5.2 приведены средние значения коэффициентов ксВ и *3? < вычисленных соответственно по спектрам макси- мальных и среднеквадратичных значений амплитуд ускорений и указан диапазон их изменения. Из табл. 5.2 видно, что несмотря на то; что использованные для оценки эффективности гасителя записи землетрясений име- ют существенно разный спектральный состав, средние значения коэффициентов снижения реакции практически одинаковы. Для нескольких систем с двумя и тремя степенями свободы был выполнен анализ колебаний с использованием в качестве воздействия указанной выше записи Газлийского землетрясе- ния. Этот анализ показал, что эффективность гасителя, настро- енного на первую частоту собственных'колебаний системы с несколькими степенями свободы, имеющей параметры, соот- ветствующие обычным гражданским зданиям средней высоты, 252
Таблица 5.2. Средние значения коэффициентов К^и Kgg Землетрясение Газлийское Карпатское Затухание в основ- ной системе от критического 2% 5% 5% Диапазон изме- нения Т, с 0,2-2 | 0,2-1,05 0,1-2 | 0,1-1,05 0,2-23 | 1,1-2,4 Коэффи- Кен циент 053-1,18 05 3-032 0,62-1,14 0,62-0,96 0,72-1,07 0,72-037 вариа- НИИ *си___ 031-0,98 0,41-037 0,6-1,01 0,6-0,94 £55-0,99 055-03 0,76 0,69 0,84 0,79 0,86 032 0,66 058 0,77 0,7 0,77 0,69 8
Ztm.ctt/c* Рис. 5.18. Спектры реакций системы с гасителем и без него при действии акселерограммы Карпатского землетрясения Рис. 5.19. Спектры среднеквадратических значений амплитуд ускорений главной массы системы с гасителем и без него при действии акселерограммы Карпатского землетрясения мало отличаются от эффективности гасителя, получаемой при расчете системы с одной степенью свободы. Некоторое падение эффективности гасителя по снижению усилий в конструкциях возможно для верхней части сооруже- ний. Для указанных выше зданий гасители, настроенные на вто- рую частоту собственных колебаний сооружения, устанавливать нецелесообразно, так как динамическая реакция уменьшается незначительно по сравнению с системой без гасителя. В качестве примера рассмотрим колебания системы с тремя степенями свободы, которая подвергалась воздействию по запи- си Газлийского землетрясения. Массы в системе приняты оди- наковыми, а изгибная и сдвиговая жесткости постоянными по 254
высоте. Основной период собственных колебаний системы был принят равным 0,65 с. Задача о колебаниях системы решалась на ЭВМ по стандарт- ной программе для решения систем линейных дифференциаль- ных уравнений методом Рунге-Кутта. Масса гасителя принята равной 5 % приведенной массы основной системы, что в данном случае составляет 7 % верхней массы системы. В табл. 5.3 даны значения-коэффициента снижения реакций масс системы. Из таблицы видно, что коэффициент Ксн(у), определяемый по смещениям масс, очень мало отличается от соответствующего коэффициента для системы с одной степенью свободы (на 1 %). Эффективность гасителя с точки зрения сни- жения ускорения в трехмассовой системе меньшая, чем эффек- тивность гасителя в одномассовой системе. Таблица 5.3. Значения коэффициента снижения реакций масс Коэффи- Система с одной Система с тремя степенями Система с тремя степе- гасителями степенью свободы верхняя средняя нижняя верхняя средняя ниж- и гаси- телем 1 1 1 н__ масса *ch(Z) 0,634 0,792 0,893 Ксн<У) 0,687 0,693 0,693 Ксн<0) — 0,793 0,698 Ксн(М) - 0,793 0,697 0,958 0,721 0,869 0,85 0,694 0,699 0,701 0,7 0,712 0,781 0,708 0,706 0,692 0,781 0,697 0,699 В табл. 5.3 также приведены значения коэффициента КсН для изгибающих моментов и поперечных сил, действующих в уровнях сосредоточения масс и в уровне опоры системы. В уровнях опоры и нижней массы эти коэффициенты близки по величине коэффициенту КсН для одномассовой системы. Коэф- фициент KCH(Q) для поперечной силы, действующей между верхней и средней массами и коэффициент Ксм(М) для изги- бающего момента в уровне средней массы системы больше иа 15,4% соответствующего коэффициента для одномассовой системы. Таким образом, колебания рассмотренной системы по вто- рой и третьей формам сказались на снижении эффективности гасителя только в верхней трети системы. Была также рассчитана система с присоединенным к нижней массе системы дополнительным гасителем, настроенным на вторую частоту собственных колебаний системы. Значения ко- эффициента снижения реакций в основной системе приведены в табл. 5.3. Хотя дополнительный гаситель снизил общий уровень колебаний по второй форме, но максимальные значения реак- ций масс системы практически не изменились. 2SS
5.2. ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ВЗАИМОДЕЙСТВИЯ СООРУЖЕНИЯ И ДИНАМИЧЕСКОГО ГАСИТЕЛЯ КОЛЕБАНИЙ НА СЕЙСМОПЛАТФОРМЕ На сейсмоплатформе ЦНИИСК им. Кучеренко были проведе- ны испытания двух моделей с динамическим гасителем колеба- ний. Первая из испытанных конструкций представляла модель одноэтажного каркасного здания (рис. 5.20), а вторая - модель девятиэтажного объемно-блочного здания (рис. 5.21)*. Для проведения данных испытаний была запроектирована конструкция динамического гасителя колебаний, который пред- ставлял собой тележку, масса которой с помощью съемных грузов может ступенчато меняться. Тележка может переме- щаться иа колесах по рельсам внутри металлического короба и соединяться с бортами короба через две сменные пружины, за- меняя которые можно регулировать частоту колебаний гасите- ля. К раме тележки приварены дополнительные лопатки, позво- ляющие увеличивать вязкое сопротивление жидкости, заливае- мой в короб для создания расчетного затухания в гасителе. Ве- личина затухания гасителя зависит как от типа заливаемой жид- кости, так и от числа и вида лопаток, присоединенных к тележке гасителя. Для регистрации перемещений тележки на нее устанав- ливается датчик ВБП. Испытание модели одноэтажного каркасного здания с гаси- телем было предназначено для проверки работоспособности данной конструкции динамического гасителя колебания, а также для получения экспериментальных амплитудно-частотных харак- теристик системы с гасителем в процессе накопления поврежде- ний в основной системе. Модель представляла собой четыре железобетонные колон- ны сечением 7x7 и высотой 100 см, жестко прикреплённые к основанию сейсмоплатформы. Колонны были объединены стальным перекрытием коробчатого типа размером 162x60 см, в которое был уложен дополнительный пригруз. На перекры- тии модели и на сейсмоплатформе были установлены датчики для записи перемещений и ускорений. Период собственных ко- лебаний модели, определенный по записи затухающих колебаний модели после удара, оказался равным 0,225 с, а среднее значение логарифмического декремента колебаний составило 0,12. Масса тележки гасителя с грузом и датчиком перемещений была равна 38,6 кг, что соответствует относительной массе гаси- теля 0,0522. Собственная частота гасителя определялась в режи- ме свободных колебаний и составила 4,35 Гц. В качестве вязкой жидкости в гасителе применен нигрол, что позволило получить затухание в гасителе, соответствующее 15 % критического. •Эта модель разработана и испытана В.А. Подгорным. 256
Рис. 5.20. Общий вид модеш одноэтажного каркасного здания Перед испытаниями модели в режиме вынужденных колеба- ний были записаны свободные затухающие колебания модели с гасителем и без него. Логарифмический декремент колебаний модели с гасителем, определенный по этим записям, оказался в 4,5 раза большим, чем соответствующий декремент колебаний модели без гасителя. Испытания модели с гасителем и без него проводилось в несколько этапов при разном уровне амплитуд колебания сей- смоплатформы и с изменением ее частоты. В процессе испытаний модели происходило накопление пов- реждений в опорной части колонн, что приводило к изменению динамических параметров модели. В результате этого происхо- дило изменение настройки гасителя, что приводило к изменению эффективности гасителя. В целом за время испытания коэффи- циент эффективности гасителя колебаний принимал значение не менее трех. При испытании девятиэтажной модели, кроме описанного выше гасителя с вязким трением, применялся гаситель, в кото- ром вместо колес были установлены фторопластовые полозья. Такая конструкция моделировала гаситель с сухим трением. В этом случае в короб гасителя вязкая жидкость не заливалась. Масса тележки гасителя с грузом и датчиком ВБП была рав- на 118,7 кг в случае гасителя с вязким трением и 82 кг в случае гасителя с сухим трением, что по отношению к приведенной массе модели здания составило соответственно 2,6 и 1,8%. 257 9-477
Рис. 5.21. Общий вид модели девятиэтажного объемно- блочного здания Собственная частота гасителя, определенная в режиме сво- бодных колебаний, составила 3,5 Гц для первого гасителя и 4,1 Гц для второго. Среднее значение логарифмического декремента колеба- ний гасителя с вязким трением составило 0,66. Среднее значение 258
Рис. 5.22. Изменение амплитуды колебаний девятого этажа модели здания без гасителя (а), с гасителем, имеющим вязкое трение (б) и сухое трение (в), в зависимости от частоты колебаний сейсмоплатформы коэффициента сухого трения в гасителе с фторопластовыми по- лозьями составило 0,088. На первом этапе испытывалась модель здания без гасителя в широком частотном диапазоне при незначительных амплитудах колебания сейсмоплатформы. В режиме резонансных колебаний модели амплитуда платформы составляла 0,25 мм. На следующем этапе модель здания испытывалась с динами- ческим гасителем колебаний, имеющим вязкое трение. Гаситель устанавливался на покрытие девятого этажа и закреплялся с помощью болтов. Амплитуда колебаний сейсмоплатформы была установлена примерно такой же, как и в случае испытания моде- ли без гасителя. На последнем этапе испытывалась модель здания с гасите- лем, имеющим сухое трение. 259
На рис. 5.22 приведены графики нормированных (относи- тельно амплитуды колебания сейсмоплатформы) амплитуд пе- ремещений девятого этажа модели здания в зависимости от частоты колебания сейсмоплатформы, построенные по результа- там испытаний на трех этапах. Из сопоставления графиков видно, что первый гаситель по- зволил снизить амплитуду девятого этажа модели в 1,65 раза, а второй гаситель, несмотря на меньшую массу, в 2,26 раза. Это объясняется тем, что второй гаситель имел почти оптимальную настройку, а первый гаситель соответственно далекую от опти- мальной. На рис. 5.23 приведены амплитудно-частотные характеристи- ки (АЧХ), построенные по результатам расчета по (5.5) для системы, имеющей параметры, соответствующие эксперимен- тальной модели здания и гасителя. Основные результаты экспе- римента и расчета приведены в табл. 5.4. Таблица 5.4. Максимальные значения АЧХ моделей Максимальная нормирован- ная амплитуда Модель здания без гасителя । с гасителем с вязким с сухим трением трением Экспериментальная Теоретическая Полученные в данном эксперименте результаты показывают, что для оценки эффективности динамического гасителя, уста- новленного на многоэтажном здании (девять этажей), можно с достаточной для практических расчетов точностью пользоваться моделью системы с одной степенью свободы. 5.3. РАСЧЕТ ЗДАНИЙ С ДИНАМИЧЕСКИМИ ГАСИТЕЛЯМИ КОЛЕБАНИЙ И РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ИХ ПРОЕКТИРОВАНИЮ При проектировании зданий с динамическими гасителями колебаний, последние для достижения максимального эффекта рекомендуется располагать между последним этажом и покры- тием здания (в пределах чердачного перекрытия или техническо- го этажа).* Особенностью расчета зданий с динамическими гасителями колебаний является снижение горизонтальных сейсмических нагрузок для первого тона собственных колебаний здания Si к, на которые необходимо рассчитывать надземные конструкции зданий. Эти нагрузки определяются по формуле 260
Рис. 5.23. Теоретические амплитудно-частотные характеристики системы с гасителем, имеющим вязкое (а) и сухое трение (о) Sik ~ kikjk^Soik . (5.20) где ка, к, и Stl|c'- определяются в соответствии с п. 2.5 СНиП П-7-81; к4 — коэффициент, учитывающий снижение сейсмической нагрузки за счет применения гасителя колебаний и принимаемый равным 0,7 для зданий с металлическим каркасом и 0,8 для зданий с другими конструк- тивными схемами (91]. Влияние гасителя колебаний на сейсмические нагрузки Sik при i * 1 не учитывается. Расчет особо ответственных и высоких (более 16 этажей) зданий следует выполнять с использованием инструментальных (или синтезированных) записей ускорений основания при зем- летрясениях, наиболее опасных для данного здания. Расчетная модель здания может приниматься в виде консольного стержня с сосредоточенными массами и присоединенным гасителем ко- лебаний (рис. 5.24). Дифференциальные уравнения колебаний масс здания и гасителя имеют следующий вид: ткУк + скУк+ $ rkjyj = -ткУо(О, к= 1,2..........п-1; j=l п (тп + тг)уп + спуп + 2 rnj У] + ШгУг = - (тп + mr)y0(t) ; j=1 (5-21) тг(Уг + Уп) + СгУг + FrpSignyr + ггУг = -mry0(t) , гае Ук. Ук. Ук. Уг. Уг " Уг - относительные перемещения, скорости и ус- корения масс здания и массы гасителя тг относительно верхней мас- сы здания mn; yc(t) - ускорение основания при землетрясении; r^j - 261
Рис. 5.24. Расчетная схема здания с динамическим гасителем колебаний коэффициенты жесткости конструкций здания, определяемые по методу перемещений; г г - жесткость упругой связи гасителя; с». - коэффици- ент вязкого трения в гасителе; Cfc = 2(р, mfcXj (xn)/Xt (xfc) - коэффици- ент вязкого трения для k-й массы; f - безразмерный параметр вязкости, принимаемый равным 0,02 для зданий с металлическим .каркасом и 0,05 для всех остальных зданий; pt - круговая частота, соответствующая основному тону собственных колебаний здания; Х,(х'п) н ХДх'к) - ординаты формы колебаний масс здания по основному тону соответст- венно для верха здания и k-й массы; FTp - сила сухого трения в гасите- ле (в случае если используется гаситель с сухим трением). Параметры гасителя подбираются или по формулам (5.14) или в результате оптимизационных расчетов по (5.21). Массу гасителя рекомендуется принимать не более 5 % приведенной массы здания, которая может быть определена по формуле М= J m(x)X2(x)dx + Е mkX2(xk), (5.22) 0 k=l где m(x) - погонная масса конструкций здания; X (х) - ордината норми- рованной формы собственных колебаний здания по основному тону (ор- дината в точке подвеса гасителя принимается равной единице); пце - 262
масса коиструкций и нагрузок, сосредоточенная в точке с координатой xj(; h - общая высота здания; п - общее число сосредоточенных масс. Для нормальной эксплуатации гасителя необходимо обес- печить возможность свободного колебания массы гасителя с расчетной амплитудой, которая может быть определена при расчете по (5.21) или принята по формуле А?шх = Каа(хп) , (5.23) из расчета здания без гасителя По СНиП 11-7-81, при этом коэффициент к, принимается равным единице; Кд - коэффициент, принимаемый равным 5 для зданий с металлическим каркасом и 3 для всех остальных зданий. При проектировании зданий с динамическими гасителями колебаний необходимо учитывать следующее: гасители колеба- ний следует располагать симметрично относительно продольной и поперечной осей здания; в здании башенного типа следует устанавливать один гаситель, а в протяженном в плане здании два гасителя вблизи торцов здания; гаситель необходимо рас- полагать в отапливаемом помещении в случае применения в его конструкции демпферов с вязким трением. 5.4. КОНСТРУКЦИИ ДИНАМИЧЕСКИХ ГАСИТЕЛЕЙ КОЛЕБАНИЙ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ В СЕЙСМОСТОЙКОМ СТРОИТЕЛЬСТВЕ В гл. 3 дано краткое описание трех основных групп дина- мических гасителей колебаний, разделяемых по конструктив- ному выполнению упругой связи. Рассмотрим более подробно некоторые конструкции гасителей, которые уже нашли практи- ческое использование для снижения колебаний зданий и соору- жений при ветровых и сейсмических нагрузках. К первой группе относятся маятниковые гасители, получив- шие достаточно большое распространение как в нашей стране, так и за рубежом. Гасители этого типа рекомендуется приме- нять в зданиях и сооружениях, период основного тона колеба- ний которых превышает 1 с. Для эффективной работы гаситель колебаний должен иметь параметры, близкие к оптимальным. Оптимальная настройка в маятниковом гасителе обеспечивается за счет подбора длины подвески маятника. В качестве подвески, как правило, исполь- зуются один или несколько многопрядевых тросов. В случае жесткого закрепления троса в точке подвеса частота колебания маятникового гасителя, с учетом действия в тросе растягиваю- щего усилия N, может быть определена по формуле [68] 263
= _J? ch£___ 0ch0 — sh0 MP (5.24) где I - длина подвески гасителя массой М; EI - изгибная жесткость троса,0 « ЦМ/Е1)3,Л’. Коэффициент поглощения энергии в таком гасителе может быть найден по формуле [85] Ф= VI1 + 2 (ffchg - shff)2 0(sh0ch0-0) (5-25) где ф9 - коэффициент поглощения энергии в тросе при нэгибных дефор- мациях. Анализ выражения (5.25) показывает, что с увеличением растягивающего усилия в тросе затухание в гасителе уменьша- ется, а с увеличением изгибной жесткости троса соответственно увеличивается. Таким образом, для получения большего зату- хания в гасителе необходимо применять тросы с большим внут- ренним трением, а конструкция гасителя должна соответство- вать как можно меньшей величине 0. Проведенные в -ЦНИИСКе испытания модели гасителя, вы- полненной в натуральную величину, показали, что достичь ве- личины затухания, близкой к оптимальной, без специальных конструктивных мероприятий в некоторых случаях невозмож- но. Затухание в конструкции маятникового гасителя можно повысить эа счет увеличения количества и длины участков троса, подверженных изгибу. На рис. 5.25 показана конструкция маятникового гасителя колебаний, предложенная в ЦНИИСКе, разработанная в ЦНИИПроектстальконструкции и неоднократно применявшаяся для гашения колебаний металлических башен [44]. Основная особенность конструкции гасителя заключается в том, что зна- чительная часть троса в результате установки промежуточной опоры работает на изгиб и является источником возникновения повышенного затухания в гасителе. Были проведены эксперименты для гасителей с одним и тремя тросами в целях определения величины декремента ко- лебаний гасителя. Было установлено, что существует оптималь- ное с точки зрения увеличения затухания в гасителе расстояние L] между опорами. В общем случав зависимость декремента от амплитуды колебаний гасителя оказывается нелинейной. Затухание в маятниковом гасителе можно также повысить за счет подвешивания массы гасителя с эксцентриситетом е (рис. 5.26). При колебаниях гасителя трос будет изгибаться и 264
Рис. 5.25. Маятниковый гаси- тель колебаний конструкции ЦНИИСКа и ЦНИИпроектсталькои- струкции Рис. 5.26. Расчетная система маят- никового гасителя, подвешенного с эксцентриситетом закручиваться. При этом будет рассеиваться энергия, величина которой зависит от сил внутреннего трения, возникающих как при изгибе, так и при кручении гасителя. Расчеты, проведенные автором на примере гасителя, име- ющего трос длиной 3 м и диаметром 50 мм с массой 1 т и эксцентриситетом подвески 2 см, показали, что закручивание троса при колебаниях гасителя может увеличить затухание га- сителя более чем в два раза. Другое конструктивное решение маятникового гасителя колебаний, применяемое для снижения колебаний несущих конструкций цилиндрических телевизионных антен показано на рис. 5.27. Данная конструкция гасителя была спроектирована и уста- новлена на ряде объектов в ЧССР [131]. Гаситель имеет форму кольцеобразной рамы, поддерживающей необходимый балласт и подвешенной на четырех тягах к стальной крышке и снабжен- ной четырьмя гидравлическими демпферами, прикрепленными к крышке и наклонными под 30° к вертикали. Масса гасителя может меняться за счет съемных грузов, настройка гасителя мо- жет меняться с помощью изменения длины подвесок, а затуха- ние в зависимости от типа гидравлических демпферов (от авто- мобилей) . Большинство здании, возводимых в сейсмических районах, имеют период основного тона колебаний менее 1 с, и поэтому
Рис. 5.27. Маятниковый гаситель для телевизионных шпени (ЧССР) описанные выше маятниковые гасители для этих зданий не мо- гут быть применены. В этом случае целесообразно применять пружинные или комбинированные гасители (рис. 3.13). Конст- рукция пружинных гасителей описана в гл. 6, а здесь отметим, что данный тип гасителя следует применять для зданий, проекти- руемых в 8- и 9-балльных районах. При 7-балльном эемлетрясе- 266
Рис. 5.28. Ковструктивные схекш динамического гасителя коловший а - план 26-го этажа; б, в, - упругая опора; г - демпфер стаканного типа; Г-масса гасителя; 2 -опора К-1; 3.-опора К-2 нии инерционные силы, возникающие в массе гасртеля, оказы- ваются меньше или могут в некоторых случаях незначительно превышать силу сухого трения в скользящих опорах гасителя, и последний будет или колебаться совместно с зданием как единое целое, или его колебания будут незначительными и мало влияющими на колебания здания. 267
Рис. 5.29. План 58-го этажа здания в Бостоне 1 - служебное помещение; 2 - помещение с гасителем Для зданий, возводимых в 7-балльных районах, наиболее подходит конструкция комбинированного гасителя. Институ- тами НИИОСП и ЦНИИКТК совместно с ЭКБ ЦНИИСКа раз- работан проект такого динамического гасителя колебаний для 26-этажного здания. Здание представляет собой монолитное' железобетонное ядро жесткости размером 15x15 м в плане и 85 м высотой. По высоте здания на четырех консолях располо- жены жилые этажи из объемных железобетонных блоков. Рас- четный период основного тона колебаний здания 1,0 с. Динамический гаситель колебаний массой 160 т, что состав- ляет 1 % массы всего здания, размещен на 26-м этаже. Гаситель предназначен для гашения сейсмических и ветровых колебаний здания в любом направлении. Гаситель (рис. 5.28, а) состоит из железобетонной массы, расположенной по периметру ядра жест- кости здания и подвешен к покрытию с помощью 64 подвесок из троса диаметром 14 мм, позволяющих свободно перемещать- ся массе гасителя в любом направлении горизонтальной плоскос- ти с максимальной амплитудой 10 см. Между стенами ядра жесткости и массой гасителя располагаются упругие опоры (рис. 5.28, б, в), воспринимающие только нормальные сжимающие усилия, возникающие при движении массы гасителя. Упругие опоры разработаны двух типов К-1 и К-2. Опора К-1 состоит из трех пружин, расположенных между неподвижной и подвижной плоскостями. Для передачи на пружины нормаль- ного сжимающего усилия предусмотрен шарнир, исключающий передачу касательных усилий. Опора К-2 отличается от К-1 на- личием двух жидкостных демпферов стаканного типа (рис. 5.28, г), соединенных с подвижной плоскостью опоры при помощи рычажной системы. Вдоль каждой стены ядра жесткости здания располагаются четыре опоры К-2 и две опоры К-1. Неподвижные плоскости 268 .
опор крепятся к закладным деталям стен ядра жесткости, а демпферы к закладным деталям в перекрытии. Демпферы зали- ваются полиметилсилоксиновой жидкостью ПМС-500000 и закрываются защитным фартуком. Представляют интерес динамические гасители колебаний, разработанные фирмой MTS [57] для снижения уровня коле- баний высотных зданий при воздействии ветровых и сейсмичес- ких нагрузок при землетрясениях интенсивностью до 7 баллов. Первый гаситель быть установлен в Нью-Йорке в здании высотой 280 м на 59-м этаже. Гаситель колебаний представляет собой бетонный блок массой 400 т, уложенный на 20 специаль- ных опор иа масляной-пленке. Движением массы гасителя в двух взаимно перпендикулярных направлениях управляют гидравлическая и пневматическая системы, соединенные с компьютером. Настройка гасителя соответствует периоду коле- баний в 5 с. Вторая система, состоящая из двух гасителей, установлена в Бостоне в здании высотой 244 м на 58-м этаже. Каждый гаситель колебаний массой 300 т находится в специальном поме- щении, расположенном в торце здания (рис. 5.29), и рассчитан на снижение поперечных и крутильных колебаний здания в два раза. Масса гасителя набрана из свинцовых блоков, уложенных в стальной короб, опирающийся на 16 опор. Период собственных колебаний гасителя 7 с, а затухание 7 % критического. Как и в первой системе, движение массы гасителя осущест- вляется гидравлической и пневматической системами, управ- ляемыми компьютером. Система автоматически начинает рабо- тать при ускорении колебаний здания 3 см/с2 и отключается че- рез час работы или при снижении ускорения до 0,75 см/с2. Г Л А В А 6. ЗДАНИЯ С КОМБИНИРОВАННЫМИ СИСТЕМАМИ СЕЙСМОЗАЩИТЫ Отдельные системы активной сейсмозащиты, рассмотренные в предыдущих главах, позволяют повысить надежность функци- онирования различных систем несущих конструкций зданий при расчетных землетрясениях, повысить их технико-экономические показатели (см. гл. 7). Наибольший эффект достигается, как правило, при комбинированных решениях, когда преимущества отдельных систем используются совместно, в рамках одного конструктивного решения. Это обеспечивает дополнительный выигрыш за счет снижения сейсмических нагрузок, материало- емкости и сметной стоимости зданий и сооружений, унификации 269
проектных решений, а также повышения надежности работы и комфортных условий для жителей и работающих в здании лю- дей. В настоящей главе рассматриваются некоторые из комбини- рованных систем сейсмоэащиты, прошедших к настоящему времени экспериментальную проверку и находящихся в стадии проектирования и строительства ряда зданий и сооружений. Сле- дует отметить, что в большинстве систем активной сейсмоэащи- ты в той или иной мере используются сочетания разных методов сейсмоизоляции. Так, в зданиях со скользящим поясом в систе- му сейсмоэащиты входят упругие и жесткие ограничители, дем- пферы и амортизаторы, которые можно рассматривать как от- дельные включающиеся связи и энергопоглотители. В систему динамического гасителя введены демпферы вязкого трения. Поэтому выделение комбинированных систем сейсмоэащиты в отдельный класс достаточно условно. 6.1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ ЗДАНИЙ С СЕЙСМОИЗОЛИРУЮЩИМ СКОЛЬЗЯЩИМ поясом И ДИНАМИЧЕСКИМИ ГАСИТЕЛЯМИ КОЛЕБАНИЙ Совместное использование двух систем сейсмоэащиты (скользящего пояса и динамического гасителя) в одном здании или сооружении позволяет расширить области их рационального применения. Кроме того, можно регулировать в определенных пределах пороги срабатывания отдельных систем, снижать чув- ствительность системы конструкций к эксцентриситетам распре- деления масс и жесткостей в плане и по высоте, уменьшать амплитуды перемещений и ускорений, связанных с кручением зданий в плане. При расчете зданий с сейсмоизолирующим поясом и динами- ческими гасителями колебаний пониженные величины горизон- тальных сейсмических нагрузок Sjfc, на которые необходимо рассчитывать надземные конструкции здания, рекомендуется определять по формуле [91]: Sik = K1K2KsSoik. где К, - коэффициент, характеризующий суммарное снижение расчетных сейсмических нагрузок. Ks = 1/(1/К3 + 1/Кд) > 0,4, т. е. сейсмические нагрузки снижаются не более, чем в 2,5 раза. При этом коэффициенты К3 и К4 определяются в соответст- вии с рекомендациями по расчету соответственно зданий со скользящим поясом и динамическими гасителями, а коэффици- 270
енты К1э К2 и Soik определяются в соответствии с п. 2.5 СНиП 11*7-81. Первый опыт сочетания двух систем сейсмозащиты относит- ся к проектированию и строительству в г. Фрунзе девятиэтажно- го экспериментального крупнопанельного дома серии 105, подробно рассмотренного в предыдущей главе. Динамический пружинный гаситель колебаний размещен в пространстве чердачного перекрытия и предназначен в данном случае для гашения колебаний здания в поперечном направле- нии, в котором ожидаются максимальные амплитуды колебаний (рис. 6.1). Гаситель выполняется1 в виде двух железобетонных блоков, расположенных мёжду осями 3-4 и 9-10. Для распре- деления давления от блоков иа чердачном перекрытии устраива- ется монолитная железобетонная плита толщиной 200 мм, кото- рая рассчитана на нагрузки от массы блока с коэффициентом динамичности 1,5. Железобетонные блоки опираются на пласти- ны из нержавеющей стали с помощью пластин из фторопласта-4 с размером 300x100 мм и толщиной 4 мм. Вдоль боковых граней блоков устанавливаются по три направляющих, обеспе- чивающих перемещение блоков в определенном направлении. Блоки крепятся хомутами к монолитной железобетонной плите во избежание их отрыва от опорных пластин. По торцам блоков (между блоками со специальными монолитными упорами) устанавливаются упругие связи (пружины), с помощью которых осуществляется настройка динамического гасителя. Вдоль длинных сторон блока предусмотрена установка секций демпфе- ров вязкого трения, которые обеспечивают поглощение энергии колебаний массы гасителя. Расчет динамического гасителя приведи в примере 2 прило- жения. Поэтому ограничимся краткой характеристикой конст- руктивного решения гасителя. Масса каждого блока гасителя равна 45 т, что в соответст- вии с выполненным на стадии проектирования расчетом обес- печивает величину общей массы гасителя равной 1,5 % массы надземных конструкций экспериментального дома с учетом временных длительных и кратковременных нагрузок при осо- бом сочетании. Блоки выполнены сборными из восьми элемен- тов каждый. В качестве упругих связей динамического гасителя на ста- дии проектирования приняты комплекты из трех пружин от тележки КВЗ-ЦНИИ тип Т для цельнометаллических пассажир- ских вагонов. Данные по некоторым пружинам даны в табл. 6.1. Суммарная жесткость комплекта пружин 3804-Н, 3805-Н и 3806-Н равна 3780 Н/см. * А.с. N» 1096349//БИ. - 1984. - N» 21. 271
Таблица 6.1. Технические характеристики оружии от тележек КВЭ ЦНИИ, тип I Эсюн и тип пружины Жест- кость пружи- ны, Н/см Число рабо- чих вит- ков Число витков полное Направле- ние навив- ки Длина развер- нутой пружи- ны, мм В рабочем состоянии В продольном состоянии давление, Н 1 дефор- мация, мм давле- 1 ние, Н деформа- ция, мм N* 24 373 ОН 885 3,9 5,4 Правое 2102 3100 46,4 7380 83,5 N2A 3730-И 5720 3,9 5,4 . ” 3325 30000 52,5 51430 90 №25 3731-Н N25 3731-Н
30000 149 50000 248,5 19000 149 30000 248,5 7600 149 12700 248,5
Схема установки и крепления пружин для настройки гасите- ля показаны на рис. 6.2 и 6.3. В качестве демпферов вязкого трения использованы демп- феры системы проф. В.А. Ивовича и инж. Е.М. Миронова1. Демпферы вязкого трения предназначены для поглощения энергии колебаний путем превращения механической энергии в тепловую и рассеивания ее в окружающую среду. Достоинство демпферов вязкого трения заключается в том, что с их помощью можно значительно увеличить затухание, практически без увеличения жесткости стальных пружин. Демп- фер вязкого трения не обладает ни массой, ни силой упругости. • А. с. № 247727//БИ. - 1969. - N» 22. 274
6) Рис. 6.1. Конструктивная схема динамического гасителя колебаний 1 - блок гасителя из сборных железобетонных злементов; 2 - железобетонные упоры; 3. - комплекты стальных пружин; 4 - монолит- ная плита; 5 - скользящие опоры; б. - стыки сборных злементов; 7 - хомуты; 8 - направляющие блока; 9. - ось стоек рычажной системы; 10 - ось центра демпферов; L1 — группы из трех демпферов; 12 — шарниры Демпфирующая сила возникает в случае относительного движе- ния между концами демпфера. Демпфирование в сейсмоизоли- рованной системе необходимо только для подавления резонанс- ных колебаний, характеризующихся большой амплитудой пере- мещения. Демпфер вязкого трения (рис. 6.4) состоит из двух цилинд- ров: неподвижного - статора, закрепляемого на поддерживаю- щей конструкции, и подвижного вибратора, закрепленного на виброизолированном (подпружиненном) основании. Вибратор входит в статер с равномерным кольцевым зазором, заполняе- мым вязкой жидкостью типа ПМС. В связи с ограниченностью кольцевого зазора демпферов и необходимостью обеспечения их работы при амплитудах колебаний динамического гасителя порядка 10 см (см. при- мер 2), проектом предусмотрена система рычагов с соотношени- ем плеч 3:1 (рис. 6.5). Другое решение динамического гасителя в сочетании со скользящим поясом разработано Камчатскгражданпроектом и ЦНИИСК им. Кучеренко для восьмиэтажной экспериментальной блок-секции на основе типовой серии 138 для строительства в г. Петропавловске-Камчатском. В связи с одинаковой жест- костью несущих конструкций в продольном и поперечном на- правлениях, блок динамического гасителя решен круглым в плане, а его раскрепление принято с помощью радиально ориен- тированных пружин. На рис. 6.6 и 6.7 приведены схемы динами- ческого гасителя, крепление пружин к блоку и упорам и другие 275
Рис. 6.2. Схема установки пружин по торцам блока гасителя 1 - ось симметрии блока гасителя; 2 - железобетонный упор Рис. 6.3. Детали крепления пружин к блоку гасителя и упорам 1 - блок гасителя; 2 - хомут из полосовой стали; 3 - комплект стальных пружин; 4 - закладные детали; 5. - направляющая втулка пружин; 6—упор 276
too®* Рис. 6.4. Схема демпфера вязкого трения 1 - рычаг; 2 - жидкость ПМС; 3. - вода; 4 - монолитная железо- бетонная плита Рис. 6.5. Схема установки демпфера вязкого трения 1 - демпфер; 2 - стойка; 3 - рычаг с отношением 3:1; 4 - болтМ20; 5 - блок гасителя 277
Рис. 6.6. Динамический гаситель колебаний 8-этажного крупнопанель- ного дома серии 138с (разработка Камчатскгражданпроекта) а - план; б — фрагмент развертки по неподвижному упору; в - фрагмент развертки по блоку гасителя; /> - неподвижный упор; 2 - пружины; 3. - крепление основных пружин; 4-.- то же, дополнительных пружин Рис. 6.7. Динамический гаситель колебаний (сечение), см. под- пись к рис. 6.6 278
6.2. МОНТАЖ ДИНАМИЧЕСКОГО ГАСИТЕЛЯ ПРИ СТРОИТЕЛЬСТВЕ ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНОГО ДОМА В г: ФРУНЗЕ, РЕЗУЛЬТАТЫ НАТУРНЫХ И МОДЕЛЬНЫХ ИСПЫТАНИЙ КОМБИНИРОВАННОЙ СИСТЕМЫ СЕЙСМОЗАЩИТЫ После окончания натурных испытаний девятиэтажного экспериментального дома со скользящим поясом в г. Фрунзе на третьем этапе испытаний был осуществлен монтаж динамичес- кого гасителя и демпферов вязкого трения. В процессе монтажа блоков гасителя в проектное решение были внесены некоторые изменения. Для распределения давления от блоков на чердачном пере- крытии выполнена монолитная железобетонная плита толщиной 200 мм. Сборные элементы блоков между осями 3-4 и 4-9 установлены с помощью заложенных в них пластин из фторо- пласта-4 (100x100x4 мм) на пластины из нержавеющей стали толщиной 2 мм, которые приварены специальными электрода- ми к пластинам закладных деталей в монолитной плите. Таким образом, созданы скользящие опоры блоков гасителя по анало- гии с сейсмоизолирующим скользящим поясом. Расчетный ко- эффициент трения скольжения принят равным 0,1. По торцам блоков в монолитную плиту забетонированы стальные упоры (рис. 6.8). Между блоками и упорами установлено по девять комплектов пружин от тележек для цельнометаллических ва- гонов с наружным диаметром 200 и 124 мм, длиной 249 мм, с диаметром прутков 30 и 19 мм соответственно для наруж- ной и внутренней пружин, с помощью которых осуществлена настройка частоты собственных колебаний динамического га- сителя. Во избежание перекосов блоков гасителя предусмотрены специальные направляющие в виде роликов от транспортерных галерей. Вдоль боковых граней блоков гасителя установлены по три секции демпферов вязкого трения с заполнением их полиметилсилаксановой жидкостью ПМС. В процессе монтажа осуществлены статические испытания отдельных блоков гасителя с помощью двух домкратов ДГ-50. При этом определялись пороги срабатывания скользящих опор блоков гасителя и с помощью прогибомеров (рис. 6.9) регист- рировались смещения блоково относительно плиты перекрытия, определялись жесткости комплектов пружин, которые ранее были выборочно протарированы на гидравлическом прессе. 279
ЮКП tn КП Рис. 6.8. Схематический план динамического гасителя, упоров, комплектов пружин (У) и демпферов вязкого трения (2) 280
Испытания дома с двумя системами-активной сейсмозащиты (скользящим поясом и динамическими гасителями) проводи- лись при микросейсмических и импульсивных воздействиях (испытание 49а) и при вибрационных воздействиях 3(В+56). Методика испытания дома была аналогична методике вибра- ционных испытаний дома со скользящим поясом (см. гл. 4). Схема установки сейсмоприемников приведена на рис. 4.35. В результате обработки результатов испытаний (см. рис. 6.9) построены статические зависимости между усилием в домкрате и величиной подвижки блоков относительно перекры- тия над девятым этажом. Пороговое усилие срабатывания бло- ков при статических нагрузках-срставляло 30-40 кН, что соот- ветствует величинам коэффициента трения скольжения 0,07- 0,09. Статические подвижки составляли 80-100 мм. Жесткость комплектов прухсин (девять комплектов пружин односторон- него действия между каждым торцом блока гасителя и сталь- ными упорами) составляла 60-70 кН/см. Настройка гасителя осуществлена на частоту ~ 2 Гц. Обработка результатов вибрационных испытаний показала: при первом испытании 49 с прохождением установившегося резонанса в течение 22 с амплитуды относительных перемещений железобетонных блоков составляли между осями 3-4 3— 4 мм, между осями 9-10 — 1,5-2 мм, остаточные смещения блоков в сторону оси А достигали соответственно 4 и 15 мм; при этом опоры дома около оси 1 перемещались с раз- махом 1,5-2 мм и с отстаточным смещением (к оси В) 7 мм, а опоры дома около оси 13 имели размах колебаний 0,5-1 мм и остаточное смещение 1 мм; при испытаниях 50, 51 размахн колебаний блоков динами- ческого гасителя были меньше - соответственно 1—2 мм между осями 3-4 и 0,3-0,5 мм между осями 9-10. Указанное сниже- ние амплитуд колебаний обусловлено интенсивным проскальзы- ванием в опорах дома (особенно вблизи оси 7), что снижало амплитуды ускорений над девятым этажом, и рядом несовер- шенств, допущенных при изготовлении динамического гасителя (нежесткая связь сборных элементов блока, неодновременность включения в работу пружин и др.). Обработка показаний приборов свидетельствовала, что ус- корения блоков гасителя достигали 0,14g, а амплитуда ускоре- ний перекрытия над девятым этажом снизились на 10-15% по сравнению с ускорениями при испытаниях дома без динамичес- кого гасителя. Кроме того, за счет включения гасителя в работу несколько уменьшились амплитуды относительных подвижен в скользящих опорах дома. Натурным испытаниям дома предшествовали испытания на сейсмоплатформе ЦНИИСК им. Кучеренко модели девятиэтаж- 281
Рис. 6.9. Схема статических испытаний блока динамического гасителя (а) и зависимости между усилием в домкрате и смещением блока (б) 282
кого объемно-блочного здания с комбинированной системой сейсмозащиты1 (см. п. 4.2). Исследованы два типа динамического гасителя - с вязким и сухим трением. Результаты испытаний (табл. 4.1) показали, что модель с динамическим гасителем с вязким и сухим трением (при Sj-p = 0,087) характеризуется аналогичными особен- ностями: при жесткой кинематической связи модели со столом сей- смоплатформы гаситель включается в работу уже при неболь- ших амплитудах воздействия, при этом ускорения верха модели не превышали 032g, а коэффициент динамичности снижался до 0 = 6-8 (по сравнению с*0.= 16-17 для модели без динами- ческого гасителя); при применении комбинированной системы сейсмозащиты наблюдается, дальнейшее уменьшение амплитуды ускорений верха модели до (0,16-0,2) g, что соответствует коэффициентам 0 = 3,2-5,6; при этом по мере приближения к первой резонанс- ной частоте fi = 4 Гц сначала происходило интенсивное включе- ние в работу массы гасителя (с установленным на нем сейсмо- приемником ВВП) без скольжения модели по опорам, затем начиналось и постепенное увеличивалось по амплитуде проскаль- зывание модели по прокладкам из фторопласта, а колебания гасителя затухали; в процессе интенсивного проскальзывания масса гасителя совершала совместные колебания с верхом мо- дели как жесткое тело (без сдвига по фазе). Таким образом, две системы сейсмозащиты срабатывали не одновременно, а поэтапно с качественным изменением карти- ны распределения внутренних усилий. Результаты испытаний комбинированной системы сейсмоза- щиты свидетельствуют о необходимости продолжения исследо- ваний зданий с динамическими гасителями колебаний, в том числе в направлении повышения технологичности гасителя, упо- ров и демпферов, перехода иа сборно-монолитные решения, по- иска рациональных областей применения динамических гасите- лей колебаний в зданиях и сооружениях различного назначения и конструктивных решений. 63. РЕАКЦИЯ СИСТЕМЫ С ВКЛЮЧАЮЩИМИСЯ СВЯЗЯМИ И ДИНАМИЧЕСКИМ ГАСИТЕЛЕМ КОЛЕБАНИЙ ПРИ СЕЙСМИЧЕСКИХ ВОЗДЕЙСТВИЯХ В гл. 3 дано представление о системах с включающимися связями, указана область возможного их применения в сейсмо- стойком строительстве, отмечены достоинства и недостатки этой системы. ‘Испытания проведены инж. В.А. Подгорным в содружестве с канд. техн, наук В.С. Поляковым. 283
Колебания таких систем, имеющих билинейную жесткост- ную характеристику при воздействиях типа сейсмических, ис- следовались в работах [2, 138]. Система с включающимися свя- зями, имеющая более сложную жесткостную характеристику, получаемую за счет многоступенчатости включения связей, ис- следовалась при модельных испытаниях на сейсмоплатформе [75]. Применение включающихся связей, приводящих к измене- нию жесткости сооружения по мере увеличения интенсивности нагрузки, позволяет ограничить перемещения сооружения необ- ходимым уровнем при любом типе землетрясений. Однако при землетрясениях, имеющих широкий спектральный состав коле- баний грунта в системе, возможно многократное включение связей и возникновение значительных усилий в конструкциях включающихся связей. Эти усилия можно существенно умень- шить в случае совместного применения системы с включающи- мися связями и динамическим гасителем колебаний. Ниже дан анализ работы такой комбинированной системы сейсмоэащиты и приведены результаты модельных испытаний на сейсмоплат- форме. Рассмотрим работу системы с включающимися связями при реальном землетрясении на примере одноэтажного каркасного здания (рис. 6.10). В состоянии покоя между связями, жестко закрепленными на порталах (или панелях заполнения), и рамой каркаса, имеется зазор Д]. При воздействии на здание сейсмического толчка, характе- ризующегося преобладанием высокочастотной части спектра, панели заполнения, отделенные зазором от каркаса, до момента закрытия зазоров не будут оказывать влияния на жесткостные характеристики здания. При таких колебаниях здание будет ос- таваться гибким и будет иметь период собственных колебаний, далекий от доминантных периодов колебаний грунта. Это позво- ляет избежать резонансных колебаний здания, при котор