Анализ последствий разрушительных землетрясений

Большое значение для создания научных основ сейсмостойкости зданий и сооружений имеют результаты обследований последствий землетрясений.

Ниже приводится подробный анализ последствий землетрясений, при котором проявляются в той или иной степени недостатки требований норм сейсмостойкого строительства и существующих методов расчета железобетонных каркасных зданий.

В результате обследований последствий землетрясений накапливаются факты о поведении элементов зданий, учет которых позволяет создать определенные правила проектирования и строительства, которые способствуют непосредственному повышению сейсмостойкости сооружений и развитию теории их проектирования, как сложных динамических систем при различных сейсмических воздействиях. Накопившийся опыт о поведении элементов зданий при сейсмическом воздействии, систематически учитывается при разработке норм сейсмостойкого строительства соответствующих стран.

К настоящему времени имеются много работ, посвященных инженерному анализу последствий землетрясений.

Рассмотрим опыт поведения зданий при различных землетрясениях.

Последствия землетрясения в Канто (Япония) 1 сентября 1923 года с магнитудой 8,2дали богатый материал для оценки сейсмостойкости сооружений. При этом были установлены преимущества каркасных систем и недостатки несущих кирпичных конструкций. Из 710 обследованных зданий с монолитным железобетонным каркасом сильные повреждения были в 69 зданиях (9,7%) и полностью разрушено 16 зданий (2,2%), в то время как из 485 зданий с несущими кирпичными стенами разрушилось 47 (9,7%) и частично разрушено или сильно повреждено 383 (79%). При этом повреждению каркасных зданий способствовало несовершенство узлов сопряжения колонн и прогонов и недостаточное количество поперечной арматуры. Относительно низкие повреждения имели каркасные здания по сравнению со зданиями местной каменной кладки.

При Ленинаканском землетрясении 22 октября 1926года с магнитудой 5,4, на севере Армянской ССР, например, в здании текстильной фабрики с монолитными и железобетонными каркасом и перекрытиями были только небольшие повреждения в виде трещин в штукатурке стен заполнения каркаса.

При землетрясении в Лонг-Биче (Калифорния, США) 10 марта 1933года с магнитудой 6,3 и интенсивностью IX баллов по шкале ММ, повреждения зданий с железобетонным каркасом в основном ограничились трещинами в кирпичных стенах. Большая степень их повреждаемости была в нижних этажах, где иногда отмечались повреждения несущих железобетонных конструкций. При этом повреждение колонн происходило из-за недостаточного поперечного армирования.

При землетрясении 7 и 8 января 1937года в столице Армении произошло пять толчков интенсивностью 5-7 баллов.В железобетонных каркасных зданиях повреждения были очень ограничены и характеризовались трещинами в ригелях каркаса и трещинами по линиям примыкания заполнения к каркасу.

При Карпатском землетрясении 10 ноября 1940 года с магнитудой 7,4 в Бухаресте полностью обрушилось 14-этажное железобетонное каркасное здание (рис.1.1). При обследовании удалось полностью установить причины аварии: предполагается, что в значительной мере здесь сказалось неудовлетворительное качество железобетонных конструкций. Сетка колонн и конфигурация здания не отличались благоприятным для сейсмостойкости решением.

Рис. 1.1. 14-этажное здание в Бухаресте.

При Фукуйском землетрясении (Япония) 28 июня 1948 года максимальные ускорения грунта достигли 0,6g.В Фукуи было 47 зданий из монолитного железобетона. Эти здания, за исключением двух (универмаг «Дайва» и здание электрической компании), хорошо перенесли землетрясение. Здание универмага «Дайва» было построено в 1937 году (рис.1.2). При землетрясении здание универмага обрушилось (рис.1.3). Причиной обрушения послужило: низкое качество производства работ при бетонировании (предел прочности бетона колонн в отдельных местах был 80 кгс/см²); недостаточное поперечное армирование; в расчете не учитывались усилия от крутильных колебаний; неравномерная осадка основания до землетрясения привели к возникновению перенапряжения в отдельных элементах зданий.

Рис. 1.2. Планы и разрезы здания универмага «Дайва» в Фукуи.

Рис. 1.3. Фотографии и схемы разрушения здания универмага «Дайва».

При землетрясении в Ашхабаде 6 октября 1948года (интенсивность 9-10 баллов)сильным повреждениям и обрушениям подвергся ряд промышленных зданий с железобетонным каркасом. Например, полностью обрушились здания мясокомбината и мельницы (рис. 1.4). Причины обрушения этих зданий – сильно заниженные в расчете сейсмические нагрузки и низкое качество железобетонных конструкций (плохое качество бетона и малое количество хомутов в элементах каркаса).

Рис. 1.4. Здание мельницы в Ашхабаде.

а - план; б - разрез.

Железобетонные здания, качество проектирования и строительство которых было хорошим, показали достаточную сейсмостойкость. Сравнительно хорошо перенесли землетрясение несущие конструкции городской электростанции с монолитным железобетонным каркасом (рис.1.5). Здесь были местные повреждения элементов каркаса и трещины в кирпичном заполнении.

Рис. 1.5. Здание электростанции в Ашхабаде.

а - план, б – разрез, в – торец.

Хорошо перенесли землетрясение железобетонные каркасные здания с кирпичным заполнением стен стекольного завода, текстильного завода, винодельческого завода.

Анализируя последствия Ашхабадского землетрясения, можно сделать вывод, что вызванные им большие разрушения железобетонных каркасных зданий есть результат неудачного сочетания неблагоприятных факторов, среди которых – плохое качество производства работ, низкая прочность бетона, недостаточное количество поперечной арматуры.

Рис. 1.7. План 4-этажного здания и фото его после Фриульского землетрясения.

Карпатское землетрясение 4 марта 1977 года с магнитудой 7,2 сильно потрясло большую территорию Румынии, Болгарии, Югославии и Молдавии. В Бухаресте оно проявилось интенсивностью 8 – 8,5 баллов, хотя согласно карте сейсмического районирования Румынии Бухарест относился к 7-бальному району и только небольшие его участки относились к 8-бальному. В центре Бухареста было большое количество 6-14-этажных жилых зданий с монолитным железобетонным каркасом, построенные без учёта требований норм сейсмостойкого строительства. Тридцать три здания такого типа полностью или частично обрушились, остальные имели очень сильные повреждения. Причиной разрушения зданий такого типа было низкое количество бетона колонн, их недостаточное армирование поперечной арматурой, низкий процент продольного армирования колонн и их малые размеры поперечного сечения.

В Бухаресте значительные повреждения получили сооружения, построенные после 1960 года. Причины этому в основном те же, что и для зданий старой постройки. К ним относятся заниженные при расчёте сейсмические нагрузки, слабые поперечные армирования железобетонных колонн, не всегда высокое качество бетона монолитных конструкций. На рис. 1.8 показано разрушение верхнего узла от перегрузки колонн сжимающей продольной силой, при одновременном действии горизонтальных нагрузок, где произошло раздробление бетона с выпучиванием арматуры при слабом поперечном армировании. В многоэтажных зданиях с первым гибким этажом разрушены колонны, что и привело в некоторых зданиях, расположенных в некотором удалении от зоны основных разрушений многоэтажных зданий, к опусканию вышерасположенных этажей. В городе было много примеров, когда здания с гибкими первыми этажами получили большие повреждения и были близки к обрушению, в то время как рядом расположенные такие же здания с диафрагмами жесткости имели только незначительные повреждения.

В Кишиневе это землетрясение проявилось интенсивностью 6,5 баллов, однако, современные каркасно-панельные здания показали хорошую сейсмостойкость.

Рис. 1.8. Разрушение верхней части колонн первого этажа здания Вычислительного центра, г.Бухарест, 1977г.

Кайраккумское землетрясение произошло 13 октября 1985 года на территории Таджикистана с магнитудой 6,1 по шкале Рихтера.

Железобетонные каркасные здания при Кайраккумском землетрясении испытывали сотрясения интенсивностью не менее 8 баллов. Это, в основном, здания и сооружения, расположенные в Кайраккуме, на территории Кайраккумского коврового комбината и комбината хлебопродуктов.

Как показывают результаты анализа последствий Кайраккумского землетрясения, большинство каркасных зданий получили значительные повреждения несущих и ограждающих конструкций, а здание первой очереди производственного корпуса 1957-1961гг. постройки из сборного железобетона с шедовым покрытием обрушилось.

Наиболее характерным повреждением каркасов многоэтажных зданий является повреждение и разрушение верхних и нижних приопорных участков колонн, как по наклонным, так и нормальным сечениям. При этом разрушение колонн по наклонным сечениям происходило с образованием односторонних и перекрестных сквозных трещин с шириной раскрытия до нескольких сантиметров в колоннах зданий административно-бытового корпуса постройки 1977-1980гг (рис.1.9, а), многоэтажного склада готовой продукции (рис.1.9 б) и подсилосного этажа (рис.1.9, в).

а)

а) б) в)

Рис. 1.9. Разрушение железобетонных колонн по наклонным сечениям.

а - каркаса административно-бытового корпуса;

б – каркаса многоэтажного склада готовой продукции;

в – каркаса подсилосного этажа.

Разрушение колонн по нормальным сечениям происходило в гибких конструкциях подсилосного этажа и надсилосной галереи с появлением сквозных трещин, сопровождавшихся в отдельных случаях разрушением бетона, оголением и выпучиванием арматуры, т.е. повреждения колонн здесь характеризовались образованием пластических шарниров у большинства колонн в зоне их примыкания к ригелям покрытия (рис. 1.10 а), а также в некоторых случаях в основаниях колонн (рис.1.10 б).

а) б)

Рис. 1.10. Образование пластических шарниров в колоннах в зоне примыкания к ригелям покрытия (а) и в зоне примыкания к основанию (б).

Значительные повреждения каркасных зданий и сооружений и обрушение некоторых из них при Кайраккумском землетрясении были обусловлены следующими причинами;

- большой интенсивностью сейсмического воздействия, которая для обрушившегося здания первой очереди производственного корпуса 1957-1961гг постройки, превосходила их расчетную сейсмичность;

- недостаточностью расчетных и конструктивных требований, действовавших во время строительства нормативных документов по обеспечению прочности железобетонных элементов по наклонным сечениям;

- недостаточным качеством изготовления конструкций и строительно-монтажных работ.

Последствия Кайраккумского землетрясения подтвердили правильность внесенных в СНиП II-7-81* расчетных и конструктивных требований, направленных на повышение прочности железобетонных элементов, в том числе колонн, по наклонным сечениям.

Вместе с тем значительные повреждения и разрушения элементов каркасов, особенно колонн, современных зданий свидетельствуют о том, что существующие методики проектирования не учитывают влияния на несущую способность и деформативность каркасов некоторых факторов, которые являются весьма существенными. К их числу относятся: совместное воздействие на колонны знакопеременных поперечных и переменных (знакопеременных) продольных усилий (с учетом вертикальной составляющей), недостаточная прочность сварных соединений поперечной арматуры с продольной, интенсивное снижение сопротивления срезу коротких колонн с малыми отношениями , их протяженность, расположение и т. д.

При Карпатском землетрясении 31 августа 1986года на территории Молдавии было зарегистрировано землетрясение интенсивностью 7-8 баллов. При этом землетрясении железобетонные одноэтажные и многоэтажные здания получили разные степени повреждения. Более подробно рассмотрим некоторые из них.

Здание склада базы «Молмедтехника» в г.Кишиневе построен по проекту, разработанному 1976-1978гг. с учетом требований норм сейсмостойкого строительства. Здание склада трехэтажное и четырех пролетное, и решено в сборных железобетонных конструкциях серии С-20. Здание после землетрясения получило значительные повреждения несущих и не несущих конструкций, т.е. здание склада после землетрясения пришло в аварийное состояние.

Наиболее характерным повреждением каркаса рассматриваемого здания является разрушение нижних и верхних приопорных участков колонн по наклонным сечениям от преобладающего влияния поперечных сил с образованием преимущественно односторонних, а в некоторых случаях перекрестных сквозных наклонных трещин с шириной раскрытия от нескольких миллиметров до нескольких сантиметров, пересекающих всю грань колонны. При этом наблюдается как взаимное боковое смещение частей разгруженной колонны, так и сдвиг вдоль критической наклонной трещины с разрушением сжатой зоны и защитного слоя бетона, выпучиванием продольной и разрывом поперечной арматуры. На приопорных участках колонн образовались также нормальные трещины. Разорванные хомуты имели явно выраженную «шейку» текучести в местах обрыва.

Общий вид поврежденных и разрушенных колонн первого этажа показан на рис.1.9.

Большинство жилых зданий, разрушенных или сильно поврежденных при землетрясении 17 августа 1999 г. в Турции, имели конструктивную схему в виде монолитного желе­зобетонного каркаса со стеновым заполнением из кирпич­ной кладки. Высота этих зданий, как правило, находилась в пределах 2-8 этажей.

Во многих каркасных зданиях на первых этажах размещались торговые помещения или офисы. Высота пер­вого этажа таких зданий достигала 4-5 м и существенно превышала высоту вышележащих жилых этажей. Заполне­ние каркаса в уровне первого этажа отсутствовало или име­ло значительно меньшую жесткость, чем заполнение выше­лежащих этажей. В мировой практике подобные здания классифицируются как здания с «первым гибким этажом».

Колонны железобетонных каркасов наиболее ти­пичных зданий имели прямоугольную форму в плане, с размерами поперечного сечения в одном из ортогональных направлений 25-30 см, в другом - от 25 до 70 см. В боль­шинстве случаев размеры колонн составляли 25x50 см. Шаг колонн типичных зданий находился в пределах от 2,5 до 7 м. Ригели каркасов имели толщину 20-30 см, а высоту 40-60 см. Некоторые здания возводились по безригельной схеме. Междуэтажные перекрытия зданий выполнялись плоскими или ребристыми из монолитного бетона. В безригельных каркасах перекрытия выполнялись ребристыми (промежут­ки между ребрами были заполнены щелевым кирпичом), высотой 30 см.

Согласно требованиям норм Турции, прочность на сжатие бетона несущих конструкций каркасных зданий должна была быть не менее 225 кг/см2 (22,5 МПа).

Армирование колонн и ригелей каркасов, как пра­вило, осуществлялось гладкой стержневой арматурой (по своим прочностным характеристикам аналогичной армату­ре класса А-1). Диаметры продольной рабочей арматуры составляли не более 14-16 мм, а поперечной арматуры и хомутов - 6-8 мм.

Армирование несущих конструкций каркаса стержнями большего диаметра или имеющими периодиче­ский профиль встречалось крайне редко. По информации, предоставленной турецкими специалистами, это связано с тем, что производство арматуры периодического профиля было налажено в Турции только после 1990 г. и ее стои­мость была несколько выше стоимости гладкой арматуры.

Кирпичная кладка стен и перегородок, в большинстве случаев, осуществлялась из многопустотного керами­ческого кирпича.

Фундаменты зданий чаще всего выполнялись в виде монолитных лент или, на площадках с особо слабыми грун­тами и высоким уровнем грунтовых вод, в виде плит. Неко­торые здания имели подвалы с монолитными железобетон­ными стенами.

Кроме описанных каркасных зданий, в районах, наиболее пострадавших от землетрясения, было построено довольно большое количество каркасных зданий, имею­щих, наряду с прямоугольными колоннами размерами (25-30) х (50-70) см, несколько вертикальных железобетонных стен, как правило, не более 2-3, шириной 150-300 см и тол­щиной 20-25 см.

Армирование стен, как и колонн, осуществлялось гладкой горячекатаной стержневой арматурой диаметром 12-14 мм. Вертикальные и горизонтальные арматурные стержни располагались по длине стен с равномерным ша­гом 150-200 мм.

Нормы Турции 1975 г., на основании которых должен был осуществляться основной объем строительства в постра­давших районах, в целом отвечали современному мировому уровню в части конструктивных требований к проектируе­мым объектам. Однако в части расчетных требований, нор­мы 1975 г. предусматривали меньшие величины расчетных сейсмических нагрузок (особенно для зданий жесткого типа и зданий, расположенных на слабых грунтах), чем приня­тые в современных нормах стран СНГ (России, Армении, Узбекистана и Казахстана). Расчетные требования турецких норм 1997 г. близки к принятым в странах СНГ.

Качественный анализ конструктивных решений по данным работ зданий показал следующее.

1. Конструктивные схемы большинства каркасов име­ли крайне несимметричный и нерегулярный характер. Вы­бор размеров поперечного сечения колонн, ригелей и стен, а также их расположение и ориентация в плане здания были обусловлены не конструктивными соображениями, а стремлением улучшить внутренний интерьер помещений, за счет размещения элементов каркаса в пределах толщины наружных или внутренних кирпичных стен. Наблюдались многочисленные случаи, когда все колонны здания (или их подавляющее большинство) были ориентированы длинными сторонами в одном направлении.

Примыкание ригелей к колоннам и к стенам осу­ществлялось со значительным взаимным смещением их осей. В результате этого вертикальные нагрузки (от веса вышележащих этажей и сейсмические) передавались на колонны и стены с большими эксцентриситетами.

Схемы объемно-планировочных решений и распо­ложения колонн каркасов некоторых обрушившихся зданий - показаны на рис.1.11 и рис.1.12.

2. В большинстве обследованных зданий отношение толщины вертикальных несущих элементов к высоте пер­вого этажа находилось в пределах от 0,05 до 0,08, Подобное отношение размеров является необычно малым для много­этажных зданий, возводимых в районах сейсмичностью 9 баллов.

В нормах некоторых стран содержится требова­ние, согласно которому толщина стенок вертикальных не­сущих элементов многоэтажных зданий, как правило, должна составлять не менее 0,1 от высоты этажа (отступле­ния от данного требования должны быть обоснованы ре­зультатами специальных расчетов). Цель данного требова­ния - обеспечить устойчивость вертикальных конструкций, нагруженных большой вертикальной нагрузкой, при сейсмических воздействиях.

3.Качество бетона в несущих конструкциях большинства каркасов было весьма низким. Для изготовления повсеместно применялись непромытый песок и глади: камни округлой формы (галька), добытые на морском побережье.

Проведенные исследования показали, что в подав­ляющем большинстве случаев прочность бетона колонн не превышала 120-160 кг/см2 и лишь в отдельных случаях достигала 200 кг/см2 (20 МПа) и более.

Рис.1.11.Объемно-планировочное решение обрушившегося каркасно­го здания.

4. Армирование колонн (количество арматуры, расположение стержней и их диаметры) в большинстве каркасов, вне зависимости от высоты зданий, а также схем расположения и ориентации элементов, было идентичным.

Поперечное армирование колонн не обеспечивало надежного закрепления вертикальных арматурных стерж­ней от потери устойчивости при сжатии. Это связано с тем, что:

- концы хомутов не загибались вокруг стержней продольной арматуры;

- в узлах каркасов и на примыкающих к ним участках колонн и ригелей шаг поперечных хомутов, как правило, составляли не менее 200-300 мм (иногда 500-600 мм); это превышает требуемый шаг, как минимум, в 2-3 раза.

5. Стыковые соединения рабочей арматуры элемен­тов каркаса и стен выполнялись внахлестку и располагались в зонах возникновения максимальных усилий. При этом не соблюдались требования по обеспечению надежной анкеровки арматурных стержней. В частности, гладкие арматурные стержни, за редким исключением, не оканчи­вались крюками или петлями.

Рис.1.12. Объемно - планировочное решение обрушившегося каркасного здания со стенами-диафрагмами.

6. Принятые схемы армирования не обеспечивали железобетонным стенам необходимую пластичность деформирования и не предотвращали продольного изгиба (потери устойчивости) вертикальных арматурных стержней при знакопеременных воздействиях. В стенах не было пре­дусмотрено увеличения мощности контурного армирования (вертикального и горизонтального).

7. Для кладки наружных стен и перегородок приме­нялся кирпич с пустотностыо более 50%. Кирпичная кладка не армировалась и не крепилась к конструкциям каркаса.

Количественный анализ конструктивных решений некоторых обследованных каркасных зданий показал, что рассмотренные каркасные здания (без монолитных железо­бетонных стен) относятся к относительно гибким. Расчет­ные периоды колебаний по основному тону четырехэтаж­ных каркасов находятся в пределах 0,6-0,8 с, а восьмиэтаж­ных - могут превышать 1,0 с.

В результате выполненных стандартных расчетов установлено, что прочность колонн, с размерами попереч­ного сечения 25x50 см и имевшим место армированием, является недостаточной даже для пятиэтажных зданий с расчетной сейсмичностью 7 баллов.

Рис.1.13.Характерное разрушение здания с первым гибким этажом (справа) и опрокидывание здания вследствие разжижения грунта (слева).

Наиболее распространенные причины обрушения и повреждения каркасных зданий были обуслов­лены:

- разрушением узлов примыкания колонн к смежным железобетонным конструкциям (фундаментам и ригелям) и образованием в них своеобразных «шарниров»; после обра­зования «шарниров» конструктивная система здания пре­вращалась в геометрически изменяемую;

- потерей тонкими колоннами устойчивости из плос­кости и, как следствие, их разрешения примерно в среднем по высоте этажа сечении;

-образованием в колоннах наклонных трещин.

В некоторых зданиях наблюдались комбинации перечисленных схем разрушения конструкций.

Результаты обследования зданий показали, что колонны, имеющие в одном из ортогональных направлений малую высоту поперечного сечения, оказались весьма чув­ствительными к различного рода технологическим несо­вершенствам изготовления. Например, к наличию, в местах примыкания колонн к фундаментам и к конструкциям пе­рекрытий, технологических швов бетонирования.

Заполнение каркаса, из-за своей малой прочности и отсутствия крепления к колоннам и ригелям, не оказывало существенного влияния на способность зданий сопро­тивляться сейсмическим воздействиям. В большинстве случаев кирпичное заполнение было повреждено трещина­ми с большим раскрытием или выпадало из плоскости.

Каркасные здания с монолитными железобетон­ными стенами перенесли землетрясение несколько лучше. Однако многие из них находились на грани обрушения или имели значительные повреждения. Наиболее характерные повреждения стен были обусловлены:

- разрушением бетона и выпучиванием вертикальных арматурных стержней по всей длине горизонтальных сече­ний, примыкающих к фундаментам и междуэтажным пере­крытиям;

- раздавливанием бетона и выпучиванием вертикаль­ной арматуры на торцевых участках;

- образованием одной наклонной трещины с большим раскрытием, проходящей по всей ее длине, или системы пересекающихся наклонных трещин;

- потерей устойчивости из плоскости.

Более высокая сейсмостойкость каркасных зданий со стенами объясняется тем, что последние, в определенной степени, выполняли функции диафрагм жесткости и, вос­принимая значительную часть сейсмических нагрузок, пре­дохраняли элементы каркаса. Кроме того, каркасным зда­ниям со стенами (диафрагмами жесткости!) свойственно более высокое рассеивание энергии колебаний, чем гибким каркасным зданиям.

Результаты изучения последствий землетрясения 17 августа 1999г. убедительно свидетельствуют о безуслов­ном влиянии грунтово-геологических

условий строитель­ных площадок на степень разрушений и повреждений зданий. Наибольшие повреждения каркасных зданий наблюдались на площадках с неблагоприят­ными в сейсмическом отноше­нии грунтовыми условиями. Спектральный анализ инстру­ментальных записей, зарегист­рирован-

Рис.1.14. Характерные повреждения колонн каркасов

ных в зоне землетрясе­ния, подтверждает давно из­вестный факт - колебания сла­бых грунтов содержат в своем составе интенсивные длиннопериодные составляющие, представляющие большую опасность для гибких и относительно гибких каркасных зданий. В процессе обследова­ния территорий, подвергшихся землетрясению, установлено, что на площадках с нормальны­ми грунтовыми условиями макросейсмическая интенсивность воздействий, как правило, не превышала 8-9 баллов. На пло­щадках с неблагоприятными грунтовыми условиями макросейсмический эффект возрастал, как минимум на 1 балл.

Наглядным подтвер­ждением сказанному являются результаты обследования г. Ялова, расположенного на рас­стоянии примерно 60-70 км от эпицентра. На большей части этого города, имеющей грунто­вые условия близкие к нормаль­ным, макросейсмическая интен­сивность воздействий может быть оценена величиной не бо­лее 8 баллов. На площадках с неблагоприятными грунтовыми условиями (слабыми грунтами и высоким уровнем грунтовых вод) макросейсмический эффект возрастал до 9-10 баллов.

Ситуация усугублялась тем, что строительство зданий на площадках со слабыми об­водненными грунтами не сопро­вождалось мероприятиями по укреплению оснований, а фундаменты здания, из-за высокого уровня грунтовых вод (0,2-0,5 м от дневной поверхности), имели очень небольшое заглубление. Наиболее неблагоприятные последствия этого наблюдались в г. Адапазари, где, вслед­ствие разжижения грунтов, многие 4-6 - этажные здания, имевшие глубину заложения фундаментов 0,8-1,0 м, опро­кидывались, наклонялись и частично «погружались» в грунт. При этом многие наклонившиеся или просевшие здания существенных повреждений конструкций не имели.

Особо следует отметить, что многоэтажные зда­ния, построенные с соблюдением основных принципов сейсмостойкого строительства и с хорошим качеством, во многих случаях, перенесли землетрясение вполне удовле­творительно. В качестве примера рассмотрим основные результаты обследования трех сохранившихся пятиэтаж­ных зданий, расположенных в наиболее пострадавшей час­ти г. Ялова. Два здания являлись жилыми, а одно - школой.

Катастрофическое землетрясение магнитудой М=7,9 про­изошло 26 января 2001 года в районе штата Гуджаратв 8:46 по местному времени. Землетрясение вызвало огромное число человеческих жертв и значительные экономические потери. Это землетрясение является самым разрушительным в Индии за последние 50 лет.

Землетрясение ощущалось в большинстве регионов Индии. Около 20 районов штата Гуджарат подверглись разрушениям.

В некоторых населенных пунктах, особенно на берегу Аравийского моря, интенсивность землетрясения достигала, по оценкам индийских специалистов, Х баллов по шкале МЗК. Некоторые города (Бхудж, Анджаар, Вондх и Вхачау и др.) почти пол­ностью разрушены.

Наблюдались значительные разрушения, обусловленные разжижением грунтов, в регионе Кугу, где обрушилось несколько земляных плотин высотой до 20 м, разрушились железобетонные мосты, кирпичные арки. Большое количество недавно построенных современных железобетонных каркасных зданий обрушились в городах Гандадром и Бхудж в регионе Куту, а также в более уда­ленных от эпицентра городах Морби (125 км к востоку от Бхудж), Раджкот (150 км к юго-западу от Бхудж) и Ахмедабад (300 км к Востоку от Бхудж). Максимальное ускорение грунта, зарегистрированное в районе строящегося здания Passport Office Buildung, составляло 0,11 g.

Рис.1.15. Разрушение железобетонного каркасного здания

Огромные разрушения, сопровождавшиеся большим коли­чеством человеческих жертв, отмечались не только в эпицентральной области, но и в отдаленных от эпицентра городах Ахмедабад Бхавнагар и Сурат. Предварительное обследование некоторые железобетонных зданий в Ахмедабаде продемонстрировало, что многие железобетонные здания имели повреждения степени 5 по шкале МSК. 69 железобетонных многоэтажных зданий обруши­лись в г. Ахмедабад, в то время как многие старые здания, даже ее стенами из сырцового кирпича, не были разрушены в окрестностях Ахмедабада.

Рис.1.16. Разрушение 4-этажного железо-бетонного каркасного здания школы. (Перекрытия образовали слоеный пирог)

Рис.1.17. Отрыв части железобетонного каркасного здания.

В зонах ограниченных изосейстами 7, 8, 9 баллов, отмеча­лись отдельные участки с более высокой или более низкой интен­сивностью и зависимости от геотехнических характеристик грунта.

Например, в г. Лимбдт, расположенном внутри 7 бальной изосейсты, наблюдались разрушения, отвечающие 8-балльной сейсмиче­ской интенсивности.

В результате разжижения грунта были разрушены многие набережные и подпорные стены.

Рис.1.18. Характерные разрушения железобетонной колонны

В наиболее пострадавшей зоне расположены два крупных города: Лхмедабад и Гандидхэм.

В этих городах обрушились десятки современных железобе­тонных каркасных зданий и зданий с железобетонным открытым (без заполнения) нижним этажом. Типичное разрушение железобе­тонной колонны показано на рис.1.18.

Жилые здания возводились в 1998-1999 г.г. К мо­менту землетрясения отделочные работы на зданиях не были полностью завершены и они, соответственно, не были заселены (эксплуатационные нагрузки отсутствовали). Эти здания имели конструктивные схемы в виде полных рамных каркасов. Расстановка и ориентация колонн прямо­угольного сечения обеспечивали достаточно регулярное и симметричное распределение жесткостей конструкций в плане зданий.

Колонны каркаса имели размеры поперечного се­чения в одном из ортогональных направлений 30 см, в дру­гом - 50 и 70 см. Фактическая прочность бетона несущих конструкций превышала 200 кг/см2 (20МПа). Продольное армирование колонн и ригелей осуществлялось арматурой периодического профиля (аналогичной арматуре класса А-Ш) диаметром 18-20 мм. В узлах каркасов и на примыкаю­щих к ним участках колонн и ригелей шаг поперечных хо­мутов, выполненных из арматуры периодического профиля, составлял не более 100 мм. Наружные стены зданий были выполнены в виде заполнения каркаса очень легкими газобетонными блоками или пустотелыми керамическими кир­пичами. Перегородки - из пустотных керамических кирпи­чей. Стены и перегородки к каркасу не крепились.

Здание школы было построено примерно за 30 лет до землетрясения и имело полный регулярный рамный кар­кас. Размеры поперечного сечения колонн составляли 50x100 см в нижних этажах и 40x100 см - в верхних. Шаг колонн - примерно 6 м. Высота ригелей составляла 50-60 см, толщина - 30-40 см. Заполнение каркаса было из полно­телого глиняного кирпича. Кирпичная кладка была неармированной и незакрепленной к каркасу.

В результате землетрясения железобетонные кон­струкции каркасов жилых зданий не получили каких-либо видимых повреждений. В здании школы, в некоторых узлах примыкания колонн к ригелям, отмечены наклонные тре­щины.

В кирпичных стенах и перегородках жилых зданий и школы наблюдались трещины и выпадение отдельных участков кладки.

Повреждения трех рассматриваемых зданий, фоне полного обрушения близлежащих объектов, был невелики. Удовлетворительное состояние их несущих конструкций наглядно свидетельствует, что грамотные инженерные решения и хорошее качество строительства позволяют зданиям, находящимся в неблагоприятных инженерно-геологических условиях, успешно противостоять интенсивным сейсмическим воздействиям.

Задачи обеспечения абсолютной сейсмической безопасности населения, проживающего на сейсмоактивных территориях, еще далеки от окончательного решения, но комплекс основных правил строительст­ва, позволяющих сущест­венно смягчить последст­вия землетрясений, отра­ботан в мировой практике достаточно полно. Опыт землетрясений свидетель­ствует, что соблюдение этих правил, вне зависи­мости от интенсивности сейсмических воздейст­вий и их специфиче­ских особенностей, способствует сущест­венному уменьшению масштабов разрушений.

Результаты проведенного анализа автора работ позволяют ут­верждать, что основная причина разрушительных послед­ствий землетрясения 17 августа 1999 г. обусловлена не ка­кими-либо несовершенствами действовавшей нормативной базы Республики Турция или непрогнозируемом высокой интенсивностью сейсмических воздействий, а практически полным игнорированием требований норм строительства зданий и сооружений.

Требования действующих норм оказывали весьма незначительное влияние на выбор конструктивных реше­ний зданий и методы их строительства. В районах, наибо­лее пострадавших от землетрясения, не менее 90% зданий существующей застройки имели конструктивные решения, противоречащие принципам сейсмостойкого строительства.

Процедура согласования проектов и выдача раз­решений на начало строительства повсеместно носила фор­мальный характер, а контроль качества выполнения строительных работ был весьма малоэффективен.

Отметим, что многие из перечисленных недостат­ков, в той или иной мере, проявляются и в странах СНГ. Уроки землетрясения в Турции необходимо учесть в прак­тике сейсмостойкого строительства и безотлагательно при­нять меры, направленные на повышение законодательной силы нормативных документов.

Лекция 8

Тема лекции 8. Динамические воздействия

План лекции

· Основы динамики сооружений. Виды динамических воздействий. Число степеней свободы системы. Виды колебаний. Силы инерции.

· Методы решения задач динамики сооружений.

Тезисы лекции

Динамические воздействия. Виды динамических воздействий. Детерминированные и случайные динамические нагрузки. Неподвижные периодические нагрузки, подвижные нагрузки постоянного или переменного значения, импульсные нагрузки, ударные нагрузки, сейсмические нагрузки. Число степеней свободы системы. Виды колебаний. Свободное колебание, вынужденное колебание. Собственное колебание. Формы собственных колебаний. Силы инерции.

Основное содержание лекции