Вертикальные диафрагмы для сейсмозищиты крупнопанельных зданий

Стены в зданиях являются конструкциями, воспринимающими горизонтальные и вертикальные нагрузки и передающие их через фундамент на грунт основания. В крупнопанельных зданиях вертикальные конструкции составляются из значительного числа отдельных элементов, которые с помощью металлических и бетонных связей объединяются в единую систему, называемую вертикальными диафрагмами. Конструктивное решение связей, количество их и место расположения в этой системе определяют характер работы диафрагм и формируют способность этих частей здания к поглощению энергии колебаний при действии горизонтальных динамических воздействий знакопеременного типа — при ветровых и сейсмических.

Для того чтобы вертикальная диафрагма представляла единую систему, стеновые панели должны соединяться между собой связями определенной жесткости. Однако кроме способности к надежной пространственной работе здание должно иметь возможность поглощать энергию колебательного процесса. Это может быть достигнуто различным решением связей в вертикальных и горизонтальных швах стеновых панелей. Различают три типа связей, влияющих на поведение вертикальных диафрагм при сейсмическом воздействии [69]: сильные горизонтальные 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 деформативные характеристики.

Во втором случае будет проявляться поэтажный сдвиг вследствие податливости горизонтальных стыковых соединений (рис. 1.11, б). После преодоления сопротивления бетонных связей сдвигу вся нагрузка будет воспринята металлическими связями. Именно на этом принципе основаны японские положения по расчету вертикальных диафрагм. Советские нормы проектирования учитывают совместную работу бетона и арматуры.

Третий тип связей считается предпочтительным перед первыми двумя, поскольку он позволяет более простыми средствами наделить вертикальную диафрагму необходимыми диссипативными свойствами. Для этой цели используются перемычки над проемами (рис. 1.11, в). Размеры проемов существенным образом оказывают влияние на работу диафрагм. В диафрагмах с проемами перемычки выполняют функции связей, обеспечивающих совместную работу разделенных проемами отдельных ее участков. Связи эти могут быть податливыми или жесткими. Так, если диафрагма имеет малые (узкие и небольшие по высоте) и средние проемы, то ее можно считать работающей при горизонтальных сейсмических нагрузках подобно сплошной диафрагме (рис. 1.12, а и б) [124]. Перемычки в этом случае являются короткими (с пролетом в свету не более 1 м) и высокими.

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 несколько (при количестве проемов с двумя и более рядами) отдельных 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 общественного назначения может достигать 3?3,3 м. При стандартной высоте дверного проема 2,1 м в жилых зданиях не удается получить достаточно высоких перемычек, особенно в случае платформенного стыка стен и перекрытий. Увеличить конструктивную высоту перемычки можно, перейдя на контактный стык стеновых панелей.

Различают и на практике реализуют несколько способов вертикального армирования диафрагм. Традиционным считается 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 пронизывают диафрагмы снизу доверху. Такой способ армирования применялся в ранее возводившихся крупнопанельных зданиях сначала узкого, а затем широкого и смешанного шагов поперечных стен. И хотя опыт землетрясений свидетельствует о высокой надежности таких зданий, равномерное распределение вертикальной связевой арматуры нельзя считать полностью оправданным. Целесообразно армировать стены в соответствии с эпюрой изгибающих моментов от горизонтальных сейсмических нагрузок. Данный способ армирования принят действующими 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 ставятся. Распределенная таким образом вертикальная арматура соединяется в непрерывную связевую с помощью сварки выпусков 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 зонах вертикальных стыков панелей наружных и внутренних стен (рис. 1.16). В процессе монтажа конструкций подземной части производится заанкеривание канатов с последующим натяжением на всю высоту здания после окончания его монтажа. Натянутая арматура замоноличивается в вертикальных стыках обычным бетоном класса не ниже В15 на мелком щебне. Количество канатов и уровень их напряжений должны устанавливаться по расчету. Максимальная величина сообщаемого канатам напряжения не должна превышать 60-80 % предела прочности на растяжение.

Следует указать на некоторые недостатки данного способа армирования. Во-первых, арматура концентрируется в отдельных 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 исследования [121], жесткость предварительно обжатых диафрагм увеличивается, вследствие чего следует ожидать повышения величин сейсмических нагрузок. Наконец, высокие уровни создаваемых предварительных напряжений ухудшают способность конструкций к развитию пластических деформаций при сейсмических воздействиях высоких интенсивностей. В связи с недостаточной изученностью предварительно напрягаемых зданий их рекомендуется возводить высотой до девяти этажей в 7-балльных районах и высотой не более пяти этажей в 8-балльных. В 9-балльных районах возведение таких зданий может быть допущено в сочетании с системами активной сейсмозащиты.

Вместе с тем необходимо отметить и положительные стороны такого способа армирования. При применении предварительно напрягаемых крупнопанельных зданий может быть достигнута экономия стали и трудозатрат до 10 % на 1 м² общей приведенной площади по сравнению с традиционными зданиями. Упрощаются конструкции стеновых панелей. Уменьшается количество арматурных выпусков из них, что приводит к снижению объема сварочных работ.

Традиционным является решение внутренних вертикальных диафрагм с регулярным размещением дверных проемов по высоте здания, что, несомненно, упрощает расчет и позволяет унифицировать конструкции панелей, их армирование. Однако имеются предложения располагать дверные проемы в смежных этажах со смещениями (рис. 1.17). Подобное решение способствует повышению несущей способности диафрагм при действии горизонтальных сейсмических нагрузок.

КиевЗНИИЭП предложил смещать в смежных этажах вертикальные стыки стеновых панелей с целью организации перевязки вертикальных стыков между панелями вышележащих этажей (рис. 1.18). Поскольку в воспринятии сдвиговых усилий в вертикальных стыках панелей будут принимать участие цельные сечения панелей, перекрывающие стык, количество горизонтальных связей в нем может быть уменьшено.

Одним из требований норм, которое необходимо учитывать при проектировании здания для сейсмических районов, является выполнение вертикальных диафрагм сквозными на всю ширину и длину отсека или блок-секции. Не рекомендуется нарушать сплошность диафрагм по высоте.

Сборные элементы вертикальных диафрагм должны проектировать максимально укрупненными с целью уменьшения количества стыковых соединений, снижения трудозатрат и объема сварочных работ при монтаже зданий. Внутренние панели должны иметь преимущественно двухстороннее армирование в виде пространственных каркасов с вертикальными и горизонтальными стержнями диаметром не менее 6 мм, устанавливаемыми с шагом 900 мм [93]. Минимальное количество арматуры в попе 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-I икальных сторон дверных проемов в панелях обычно размещается арматура в количестве не менее 1 см² 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 назначается не ниже В10 при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов и не ниже В15 при расчетной сейсмичности 9 баллов. Возможно применение 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 стеновые 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 стены проектировались с весьма незначительными смещениями осей в плане. Величины этих смещений ограничивались 600 мм. Высказывались опасения, что допущение больших смещений осей стеновых панелей приведет к повреждениям при землетрясении панелями перпендикулярного направления в результате проявления эффекта- тарана. Рекомендовалось дополнительно армировать участки перпендикулярно 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 позволил несколько ослабить упомянутые выше ограничения, в первую очередь касающихся зданий узкого шага поперечных стен.

Общей особенностью крупнопанельных зданий, возводимых в обычных и сейсмических районах, является наличие перекрестной 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 основание при расчете вертикальных диафрагм, параллельных рассматриваемому направлению сейсмического воздействия, включать участки перпендикулярных стен. Поэтому диафрагмы в плане могут для расчета приниматься различных очертаний: двутавра, швеллера или более сложных форм (рис. 1.19).

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 соотношениях размеров могут значительно влиять на напряженно-деформированное состояние рассчитываемых вертикальных диафрагм здания.

Для случая жесткого соединения стен взаимно перпендикулярных направлений допускалось учитывать в расчетах диафрагм 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, допускалось принимать в уровне верха фундамента по формуле

где b - расстояние от оси стены рассматриваемого направления до ближайшего проема в примыкающей к ней стене перпендикулярного направления, но не более 4 м (или полуторной высоты этажа); Н - высота здания от верха стены до уровня фундамента.

Для Н

Высказывались и другие предложения. Так, в [111] рекомендуется 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 величин: половины пролета в свету соседних стен; длины стенового элемента, перпендикулярного стене рассматриваемого направления; шестикратной толщины взаимодействующей стены, учитываемой в расчете; расстояния до ближайшего оконного или дверного проема. В зданиях с шагом поперечных стен до 12 м при расчете диафрагм на действие горизонтальных нагрузок полки, образуемые из стен перпендикулярного направления, следует назначать с учетом специфики конструктивного решения панелей наружных стен и связей наружных стен между собой и с внутренними. В варианте однослойных и двухслойных наружных панелей и замоноличивания всей полости вертикального стыка (без введения в нее термовкладыша) бетоном длину полок целесообразно принимать до ближайшего проема либо до ’’открытого" стыка наружных панелей, но не более 0,5НЭХ. Не более этой же величины должны быть и полки из панелей без проемов.

Полки из трехслойных наружных панелей с жесткими связями между слоями вводятся в расчет с толщиной, приведенной к бетону внутреннего слоя панели.

Вертикальные диафрагмы с отношением высоты к ширине H/b

где ? — безразмерный параметр, характеризующий жесткость системы из двух панелей, соединенных связью сдвига: n - количество этажей в здании,

где Н_эт - высота этажа; ?_сд - коэффициент податливости при сдвиге всех связей между смежными панелями, расположенными в пределах

где E₁ F₁, и E₂ F₂ - продольная жесткость панелей, соединенных связями сдвига; Е₁ и Е₂ - расчетные величины модулей деформаций бетона панелей; F₁ и F₂ - площади горизонтальных сечений панелей; I₁ и I₂ — моменты инерции горизонтальных сечений панелей относительно осей, проходящих через их центры тяжести, перпендикулярны плоскости расчетного направления горизонтальной нагрузки; L — расстояние между геометрическими центрами панелей.

Наружные стены выполняются несущими, самонесущими или навесными.

Опыт проектирования зданий санаторно-курортного назначения показывает, что наряду со стеновыми панелями размером 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 элементов, присоединенных к торцам внутренних стеновых панелей с помощью сварки выпуском арматуры или закладных деталей.

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 динамических нагружениях.

Ячеистые бетоны относятся к материалам, в которых плохо заанкериваются закладные детали. Сцепление растворов и бетонов замоноличивания с ячеистыми бетонами крайне низкое. Поэтому они могут использоваться в самонесущих наружных панелях при условии экспериментальных проверок динамическими сдвигающими нагрузками надежности заанкеривания в ячеистом бетоне закладных деталей и выпусков арматуры, несущей способности при перекосе панелей наружных стен, а также обеспечения прочности нормального сцепления бетонов замоноличивания 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 бетонных и находящегося между ними теплоизоляционного слоев. Толщина, расположенного с внутренней стороны бетонного слоя, определяется расчетом, но принимается не менее 120 мм. Наружный слой назначается толщиной не менее 60 мм. Материалом для наружного и внутреннего слоя служат тяжелые цементные и силикатные плотные, а также легкие бетоны.

Классы бетонов несущих слоев приведены в табл. 1.3.

Для создания условий совместной работы слоев между ними обеспечивается связь путем устройства жестких армированных бетонных ребер. В районах с благоприятными климатическими условиями ребра могут устраиваться из тяжелого бетона. В случае возникновения опасности, промерзания слоистой конструкции ребра можно выполнять из легкого конструктивного бетона. Ширина ребер принимается обычно 40 мм. Размещаемая в них арматура соединяется с арматурой бетонных наружных и внутреннего слоев панели в целях создания пространственного каркаса.

Применение трехслойных панелей с гибкими связями следует ограничивать зданиями высотой не более трех этажей при условии применения некорродирующихся сталей для связей и экспериментальной проверке совместной работы слоев при знакопеременных динамических воздействиях горизонтальных нагрузок 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 зоне перемычек — 100x100 мм. Панели наружных стен проектируются с двухсторонним армированием пространственными каркасами. Количество вертикальной и горизонтальной арматуры (без учета расчетной арматуры перемычек) у каждой стороны панели принимается не менее 0,025 % площади соответствующих полных сечений однослойной или несущих слоев двухслойной и трехслойной панели. Характер армирования принимается таким же, как и внутренних несущих панелей. Расчетная арматура панелей размещается вдоль вертикальных 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.

Перемычки однослойных наружных панелей армируются пространственными каркасами. Шаг поперечной арматуры назначается одинаковым по длине перемычки и принимается не более 150 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 шага поперечных стен каркасы перемычек могут иметь протяженность, равную длине панели, образуя тем самым дополнительный армированный пояс по наружным панелям.

По стыкуемым вертикальным поверхностям панели наружных стен снабжаются шпоночными выемами или рифлениями, которые, будучи заполнены бетоном при замоноличивании стыка, совместно с арматурными выпусками будут воспринимать усилия сдвига (рис. 1.13, 1.14). Шпоночные выемы могут располагаться непрерывно по граням панелей, в местах размещения выпусков арматуры (рис. 1.15, г).

В сейсмических районах с жарким климатом в крупнопанельных жилых зданиях предусматриваются встроенные лоджии, нарушающие сплошность наружных стен. Особенно нежелательно такое решение в районах с высокой сесмической активностью. С целью компенсации нарушения сплошности наружных стек было предложено [43] включать в плоскость стены в пределах лоджий железобетонные декоративно-несущие решетки (рис. 1.21). Действующими нормами не допускается устройство эркеров. Запрет обусловлен тем, что в местах размещения эркеров в наружных стенах возникают изломы. В результате возможны серьезные повреждения зданий. Подобное ограничение, безусловно, имеет цель повысить сейсмостойкость последних. В настоящее время, несмотря на существующее ограничение, появляются проекты, в которых проявляется стремление архитекторов и конструкторов найти иные пути решения эркеров в крупнопанельных зданиях. Так, проектный институт "Гипрогор" предложил для жилых домов в г. Не-рюкгри Якутской АССР достаточно надежный вариант. Эркеры устраиваются в пределах шага поперечных внутренних несущих стен, равного 3; 3,6; 4,8 м. Ограждения эркеров запроектированы в тех же конструкциях, что и наружные стены — трехслойных панелях толпщной 400 мм с внутренними несущими слоями' толщиной 140 мм и наружной 100 мм, объединенными жесткими связями из керамзитобетона с опиранием на фундамент, связанный с фундаментом под стены.

Перекрытия эркеров не связываются с перекрытиями конструктивной ячейки и опираются на элементы внутренних несущих стен, устанавливающих 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 привело к увеличению массы здания за счет установки дополнительных 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 панелями здания (рис. 1.22,а), либо высоким сборным ригелем, опирающимся на внутренние несущие панели и связанным с ними с помощью сварки закладных деталей (рис. 1.22, б). Рекомендовано в дополнение к этому перекрывать конструктивную ячейку 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 необходимость в эркерах следует обосновать технико-экономическими расчетами, поскольку допущение данных элементов в крупнопанельных зданиях неизбежно влечет за собой повышение расхода стали.

Необходимость в больших помещениях в зданиях общественного назначения приводит к редкому расположению поперечных вертикальных диафрагм. Расстояние между ними, как уже отмечалось, достигает 7,2-12 м. Несущими являются стены продольного направления. Пересечения их с поперечными стенами решаются таким же образом, как и в жилых крупнопанельных зданиях узкого или широкого шага поперечных стен: со сваркой парных выпусков горизонтальной арматуры панелей и замоноличивания полости вертикального стыка бетоном.

В зависимости от расстояния между поперечными жесткостями 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 подкрепляющих жесткостей могут использоваться также плоские элементы. Связь наружных панелей с плоскими элементами осуществляется на сварке выпусков горизонтальной арматуры стеновых панелей с последующим замоноличиванием образованной в местах пересечений конструкций вертикальной полости. Несколько хуже выполняются соединения наружных панелей со сборными колоннами — не более чем в двух местах по высоте этажа в местах расположения перекрытий. Поэтому в отношении возможности создания надежных связей варианту с колоннами из монолитного железобетона следует отдавать предпочтение.

Ригель создаваемых рам желательно проектировать Т-образным поперечным сечением. Для этой цели рекомендуется полки ригеля устраивать за счет раздвижки плит перекрытий (рис. 1.23). Повысить жесткость узла пересечения колонн с ригелем можно путем устройства вутов. В варианте рамы с плоским ригелем и колоннами рамность узла решается несколько труднее. На рис. 1.24 представлен узел, разработанный Конструкторским Бюро по железобетону им. Якушева. Его нельзя считать полностью отвечающим высказанному выше требованию вследствие значительной свободной длины вертикальной арматуры и отсутствия сварного соединения с ней продольной арматуры ригеля. Целесообразно горизонтальную арматуру ригеля завести в зону стыка панелей и связать с выпусками из них арматуры.

Подкрепить "открытый" стык панелей можно устройством наружных пилястр, выполняющих одновременно и функции солнцезащитных элементов. Такой вариант, например, разработан проектным институтом "Киргизколхозпроект" (рис. 1.25). Наружный подкрепляющий элемент выполняется либо из обычного тяжелого бетона, либо из бетона на легких заполнителях. Применение таких элементов предпочтительно в детских садах и школах, поскольку в этом случае внутренний объем оказывается освобожденным от выступающих за плоскости стен колонн или пилястр.