До начала 50-х годов при проектировании каркасно-каменных зданий считалось, что каменная кладка заполнения не участвует в восприятии усилий, возникающих в стенах под действием различных нагрузок. При этом влияние заполнения на жесткость стен также игнорировалось. Таким образом, кладка учитывалась только при определении нагрузки на элементы каркаса. В результате каркас оказывался зачастую переармированным, и в то же время такая методика проектирования каркасно-каменных стен не гарантировала заполнение от повреждений, поскольку она не предусматривала расчет его прочности.
При таком упрощенном подходе к проектированию каркаснокаменных зданий идея использования совместной работы каркаса и заполнения при действии различных нагрузок, включая и сейсмическую, по существу не реализовалась. И хотя нелогичность рассматриваемой методики расчета зданий этого типа была очевидна, тем не менее она имела длительное применение. Причина заключалась в отсутствии необходимых сведений о работе стен каркасно-каменных зданий при сейсмическом воздействии.
Первые исследования в этом направлении были ограничены в объеме и в лучшем случае давали ответы на частные вопросы, входившие в состав задачи о роли заполнения в составе каркасных стен зданий, воспринимающих горизонтальную нагрузку.
В 1940 г. А.С. Дмитриев в лаборатории каменных конструкций ЦНИПС провел испытания на перекос стенок из пустотелых керамических камней.
Первая крупная работа в интересующей нас области была выполнена С. В. Поляковым. Начиная с 1948 г. им были проведены глубокие экспериментально-теоретические исследования, направленные на выяснение характера работы заполнения каркаснокаменных стен, его прочности и деформаций при действии на здание горизонтальных сил. По своей направленности работа посвящена каркасно-каменным зданиям I типа.
Учитывая, что результаты этих исследований достаточно подробно освещены в широко известной монографии С.В. Полякова «Каменная кладка в каркасных зданиях», считаем возможным ограничиться здесь лишь напоминанием о существе этой работы. Прежде всего приведем основные сведения об экспериментальной части этих исследований.
Опытные образцы представляли собой однопанельные фрагменты каркасно-каменных стен с проемами и без проемов в заполнении и испытывались на перекос в своей плоскости на специальном стенде при горизонтальном приложении нагрузки. Каркас имитировался стальной рамой с шарнирами во всех узлах (рис. I—17).
Всего в опытах С.В. Полякова было изготовлено и испытано на перекос 57 образцов стен со сплошным заполнением (табл. I—8). На основании этих исследований им были установлены три стадии напряженно-деформированного состояния при перекосе каркасно-каменных стен I типа.
Первая стадия. Элементы каркаса и заполнение работают как плоская монолитная конструкция, одна из диагоналей которой сжата, другая — растянута. По контуру заполнения действуют касательные и нормальные напряжения.
Вторая стадия. С увеличением нагрузки между заполнением и элементами каркаса образуются контурные трещины. По мнению С.В. Полякова, решающее значение в нарушении целостности контурного шва играют не касательные, а нормальные растягивающие напряжения.
На этой стадии работы контакт между каркасом и заполнением сохраняется на небольших участках, примыкающих к углам конструкции, соединенным ее сжатой диагональю. В описываемых опытах длина этих участков составляла 20—30% периметра заполнения.
Характерно, что полная деформация удлиняющейся диагонали заполнения в 8—10 раз меньше, чем укорачивающейся. Деформации последней возрастают в направлении ее концов, а максимальные деформации растянутой диагонали фиксируются у ее середины. С учетом неоднородности кладки можно считать, что эпюры деформаций диагоналей заполнения симметричны относительно его центральной точки (рис. I—18).
Основываясь на экспериментальных эпюрах деформаций краевых участков кладки, С.В. Поляков предложил идеализированную схему распределения напряжений по контуру заполнения, представленную на рис. I—19.
Третья стадия. Появляется трещина вдоль (либо вблизи) сжатой диагонали заполнения, проходящая обычно по растворным швам. Наиболее интенсивное раскрытие диагональной трещины фиксируется в средней части панели.
С.В. Поляковым разработан приближенный метод расчета прочности сплошного заполнения стен каркасно-каменных зданий I типа при перекосе. Задача по получению функций напряжений в аналитическом виде была решена им вариационными методами теории упругости с использованием схемы Я.А. Пратусевича. На рис. I—20 показаны эпюры нормальных и касательных напряжений в различных сечениях прямоугольной панели заполнения, построенные, по формулам, полученным С.В. Поляковым для напряжений σх, σу и τху. При выводе этих формул было сделано допущение об изотропности и постоянстве упругих характеристик заполнения при перекосе.
Основываясь на наблюдениях за характером трещинообразования в заполнении при перекосе, С.В. Поляков в теоретических исследованиях исходил из положения о том, что очагом появления диагональной трещины является центр панели. Согласно принципу Сен-Венана, это положение позволяет пренебречь погрешностями в принятой теоретической картине распределения нормальных и касательных напряжений по контуру заполнения (рис. I—19).
Расчетная проверка опытных данных показывает, что причиной разрушения заполнения каркасно-каменных панелей I типа при перекосе являются касательные напряжения. Сопротивление кладки этим последним определяется по формуле:
где Rсц — касательное сцепление;
f — коэффициент трения.
Появление диагональной трещины возможно при условии
Раскрывая (I—9) для центральной точки панели заполнения, С.В. Поляков получил аналитическое выражение для горизонтальной нагрузки на заполнение, вызывающей в нем диагональную трещину:
Поскольку в большинстве случаев средние значения Nт для образцов с β3>1, определенные по формуле (I—10), оказались выше соответствующих экспериментальных величин Nт* (табл. I—9), С.В. Поляков ввел в формулу (I—10) поправочный коэффициент, зависящий от β3:
При сопоставлении фактических значений горизонтальной нагрузки, вызвавшей появление диагональных трещин в образцах (Nт*). с соответствующими значениями, полученными по формуле (I—11), для 62 % всех образцов отклонение Nт* от Nт оказалось в пределах ±15%; для 5,5 % образцов — в пределах 30 % и для 5,5% образцов — в пределах 48 % (табл. 1—9).
Применение формулы (I—11) автор ограничил пределами
При таком диапазоне β3 С.В. Поляковым были получены аналитические выражения для расчета деформаций сплошного заполнения панелей при перекосе, удовлетворительно описывающие экспериментальные данные при N≤Nт.
Анализируя результаты опытов с образцами со сплошным заполнением, С.В. Поляков пришел к следующим основным выводам:
1. Степень заполнения швов между кладкой и элементами каркаса в значительной мере определяет величину нагрузки, при которой появляются контурные трещины. В отдельных опытах образцы, минуя первую стадию работы под нагрузкой, вступали во вторую.
2. Оптимальными по составу и прочности следует считать растворы, обеспечивающие в кладке наибольшее сцепление.
3. Жесткость заполнения при перекосе возрастает по мере увеличения высоты ряда кладки.
4. Кладке из дырчатого кирпича, несмотря на более высокую прочность сцепления, присуща более низкая сопротивляемость перекосу по сравнению с кладкой из сплошного кирпича. Причина заключается в том, что в первом случае коэффициент трения f равен 0,1, во втором — 0,7, а формула (I—8) показывает, насколько существенно влияние величины f на сопротивление кладки срезу.
Многократное повторение нагрузки сравнительно высокого уровня (N=0,6Nт) приводит к падению жесткости кладки и росту ее остаточных деформаций. Кривые перекосов, полученные при испытаниях кладки однократной нагрузкой, приближенно могут рассматриваться как огибающие кривые перекосов при многократном знакопеременном воздействии нагрузки.
Многократная повторяемость и изменение знака нагрузки не сказываются на предельной величине перекоса кладки.
В первом приближении значение Nт для заполнения, находящегося в условиях знакопеременного многократно повторяемого загружения, можно определять по формуле (I —11).
Помимо образцов со сплошным заполнением, С.В. Поляковым были проведены испытания на перекос в своей плоскости образцов с оконным проемом в кладке (рис. I—17). В образцах одной из серий грани проемов были усилены арматурой либо железобетоном.
О характере трещинообразования в этих образцах можно судить по данным рис. I—21.
Эти опыты показали, что проемы в заполнении обусловливают существенное снижение его несущей способности (табл. I—10) и жесткости. Причем, снижение это тем большее, чем больше ширина проема (рис. I—22). Усилением кладки у граней проемов удалось повысить несущую способность образцов, однако она оказалась в 3—4 раза ниже, чем у образцов со сплошным заполнением (табл. I—II). Усиление заполнения вертикальной арматурой практически не отразилось на его жесткости, в то время как замкнутое обрамление проема полностью нейтрализовало его влияние на жесткость кладки.
Используя экспериментальные данные, С. В. Поляков получил эмпирические формулы для оценки несущей способности и деформаций заполнения с проемом, исходя из условия, что расчетное предельное состояние панели наступает при появлении трещин в сечениях BB и ГГ (рис. I—21).
Основываясь на результатах рассмотренных выше экспериментально-теоретических исследований, С. В. Поляков разработал приближенный метод расчета стен каркасно-каменных зданий I типа на горизонтальную нагрузку в своей плоскости. В основу метода им было положено представление о каркасно-каменной стене как о рамной системе с шарнирно присоединенными раскосами, заменяющими заполнение и располагающимися по его сжатым диагоналям (рис. I—23).
Правомочность такой расчетной схемы была подтверждена С. В. Поляковым при испытании на перекос трехпролетной трехэтажной стены с металлическим каркасом, ячейки которого заполнялись кирпичной кладкой.
Будучи обоснованной С.В. Поляковым, эта расчетная схема получила широкую популярность среди исследователей, занимавшихся изучением прочности и жесткости каркасно-каменных стен при перекосе. Замену заполнения в таких стенах сжатыми раскосами можно рассматривать как своего рода классический прием, ставший основой целого ряда предложений по расчету стен каркасно-каменных зданий I типа при действии горизонтальной нагрузки. С этим приемом мы еще не раз встретимся при рассмотрении работ зарубежных авторов.
За время, прошедшее с момента опубликования монографии С.В. Полякова, в России многими авторами были проведены экспериментальные исследования прочности и деформаций фрагментов каменной кладки из кирпича различных видов, пильного известняка и других материалов при перекосе. Характерно, что в этих опытах образцы кладки не имели рамного обрамления.
Такая методическая направленность экспериментов была обусловлена тем, что ко времени их проведения существовал довольно подробно разработанный способ расчета каркасно-каменных стен на горизонтальную нагрузку, и дальнейшие исследования в этой области фактически должны были расширить информацию о несущей способности и жесткости кладки различных видов при перекосе в своей плоскости. В итоге накопился довольно большой объем сведений, необходимых для проектирования каркасно-каменных зданий I типа. В этой связи может показаться непонятным почти полное отсутствие до недавнего времени экспериментальных данных о несущей способности и жесткости при перекосе каркасно-каменных стен II типа. Объяснить такое положение, очевидно, следует тем, что между зданиями I и II типов, по существу, не делали никакого различия, несмотря на существенные отличия в характере их работы как в нормальном эксплуатационном режиме, так и при сейсмическом воздействии. Исследования прочности и деформаций стен зданий II типа были начаты лишь в последние годы.
В известной мере результаты опытов по перекосу кладок без обрамления могут быть использованы при изучении сопротивления горизонтальной нагрузке каркасно-каменных стен II типа. Поэтому коротко остановимся на рассмотрении этих опытов. При их проведении образцы кладки в большинстве случаев испытывались сосредоточенной нагрузкой, приложенной вдоль одной из диагоналей образца. Для того чтобы избежать смятия нагруженных углов кладки, последние усиливались стальными либо железобетонными башмаками (рис. I—24).
Заметим, что при такой схеме испытаний на показатели прочности образцов кладки в определенной степени влияет длина опорных площадок (аоп), через которые передается нагрузка на образец.
В ЦНИИСК им. В.А. Кучеренко, С.В. Поляковым и В.И. Koноводченко были испытаны на перекос виброкирпичные панели с размерами сторон 106х106; 112х112; 80x80; 80х120 и 80х160 см. Образцы кладки размером 112х1 12х14 см были усилены арматурой. В одной из групп этих образцов в горизонтальных швах через каждые три ряда кирпича укладывались сетки из двух стержней холоднотянутой проволоки диаметром 4 мм с поперечными стержнями из такой же проволоки, расположенными через 20 см. В образцах второй группы помимо горизонтальных сеток предусматривалась арматура в каждом вертикальном шве. Образцы третьей группы отличались от образцов второй группы анкеровкой арматуры по контуру. Процент армирования (р) составлял: для горизонтальных стержней 0,1%, для вертикальных — 0,06%.
Описанное усиление кладки не дало положительного эффекта. С.В. Поляков и В.И. Коноводченко объясняют это тем, что введение стержней в швы кладки нарушило ее однородность, привело к концентрации усадочных напряжений вдоль армированных швов и снизило в них прочность сцепления.
Положительный эффект армирования был зафиксирован при испытании на перекос образцов с наружным расположением арматуры. В этом случае наблюдалось увеличение разрушающей нагрузки (Pp) по мере повышения процента армирования (р). При р = 0,18, 0,36 и 0,72% это увеличение соответственно составило 18, 32 и 65%. Важно и то, что если у неармированных образцов разрушение наступало сразу после появления диагональной трещины, то у армированных значения Pt составляли от 0,84Р р до 0,63 Pp.
В табл. I—12 приведены экспериментальные данные С. В. Полякова и В.И. Коноводченко, по которым можно судить о влиянии соотношения размеров сторон виброкирпичных образцов кладки на значения разрушающей нагрузки (Pp) и нагрузки, соответствующей появлению диагональной трещины (Рдт). При проведении этих опытов разрушение образцов с β = 0,5—1,0 происходило по диагональному сечению, пересекавшему кладку в основном по кирпичу. Закономерность такого характера разрушения образцов кладки с β≤1,0 была подтверждена опытами других авторов, из чего следует, что несущая способность при перекосе узких простенков не зависит от прочности сцепления раствора с камнем.
Образцы кладки с β = 2 в опытах С.В. Полякова и В.И. Коноводченко преимущественно разрушались по растворным швам.
В связи с этим авторы предлагают несущую способность кладки при перекосе определять по формулам:
В работах В.И. Коноводченко приводит результаты испытаний на перекос квадратных кирпичных панелей при статической и пульсационной нагрузке. Эти данные свидетельствуют о том, что несущая способность кладки при перекосе может быть существенно повышена путем вибрирования при изготовлении и за счет периферийного усиления арматурными сетками, омоноличиваемыми раствором либо бетоном. Этими же исследованиями было доказано, что пульсационная нагрузка в пределах до 0,7 Рт.эт. не вызывает снижения несущей способности виброкирпичных панелей, в то время как для обычной ручной кладки эта нагрузка является разрушающей, даже при небольшом числе циклов повторения.
С.М. Сафаргалиевым изучалась несущая способность обычной кирпичной кладки и кладки, усиленной вертикальной арматурой (без натяжения и с предварительным натяжением), а также образцов комплексной конструкции при действии только горизонтальной нагрузки и горизонтальной и вертикальной одновременно. Образцы подвергались статическим и динамическим (на виброплатформе) испытаниям.
С.М. Сафаргалиевым, как и В.И. Коноводченко, было зафиксировано снижение несущей способности кирпичной кладки при динамическом загружении. Особенно существенным это снижение оказалось для неусиленных образцов. Этими опытами была доказана высокая эффективность усиления кладки вертикальной арматурой и железобетонными сердечниками. Об этом свидетельствуют, например, данные табл. I—13.
Сопротивление перекосу кладок из пильного известняка изучалось З.Г. Садыховым, Ф.М. Оруджевым и Н.Т. Турсуновым.
В опытах З.Г. Садыхова образцы кладки выполнялись из известняка Дуванинского месторождения. Часть образцов при изготовлении вибрировалась поверхностным вибратором в горизонтальной опалубке. При испытании нагрузка прикладывалась вдоль одной из диагоналей образца. Во многих образцах вдоль другой диагонали устанавливался стальной тяж без натяжения либо с натяжением. В табл. I—14 приведены результаты испытаний квадратных образцов без тяжей. Опыты З.Г. Садыхова подтвердили возможность определения нагрузки, вызывающей появление первой трещины в кладке из пильного известняка при перекосе по формуле (I—11), полученной С.В. Поляковым.
Опыты Ф.М. Оруджева были проведены на образцах размером 100х100х19 см (невибрированные) и 103х103х22 см (вибрированные), выполненных из пильного известняка Карадагского месторождения. Средний предел прочности камня при сжатии достигал 90,4 кг/см2. Помимо статического загружения вдоль одной из диагоналей образцы подвергались воздействию циклической нагрузки с частотой до 5 гц при Pmin=1 т и числе циклов до 1000. Если образец выдерживал динамические испытания, то до разрушения он доводился статической нагрузкой. Результаты этих опытов представлены в табл. I—15.
Ф.М. Оруджевым также были испытаны на перекос две виброкаменные панели размером 268х278х25 см с оконным проемом. По контуру панелей и периметрам проемов кладка из карадагского известняка усиливалась арматурными каркасами. Несмотря на это, наличие проемов привело к существенному снижению несущей способности панелей.
Опыты Н.Т. Турсунова с кладками из известняка Кара-Кушханинского карьера и С.С. Гамбаряна с кладками из туфа еще раз подтвердили вывод о том, что вибрирование кладки при изготовлении существенно повышает ее сопротивление перекосу.
Суммируя данные различных авторов, можно заключить, что на сопротивление кладки ручного изготовления с β≥1 перекосу характеристики камня влияют лишь в той мере, в какой они определяют конечные значения прочности раствора и прочности сцепления в кладке. Сопротивление же перекосу обычной и вибрированной кладки с β≤1 в основном зависит от прочности камня (рис. I—25).
В ТИССС АН Таджикистана С.В. Кожаринов пробел испытания на перекос образцов комплексной конструкции из обожженного кирпича на растворе марки 50 и из силикатного кирпича на растворе марки 75 (рис. I—26, а).
В первом случае нормальное сцепление в кладке достигало 0,5—0,8 кг/см2, а во втором — превышало сопротивление кирпича растяжению (≥3 кг/см2).
Образцы испытывались при действии только горизонтальной нагрузки либо при одновременном действии увеличивающейся горизонтальной и постоянной вертикальной нагрузки. Интенсивность последней (Q/Fкл) варьировалась от 0 до 5 кг/см2.
Во время этих опытов образцы разрушались по наклонному сечению при достижении в арматуре стоек напряжений, равных пределу текучести стали. Причем, в кладке из обожженного кирпича трещины проходили в основном по растворным швам, а в кладке из силикатного кирпича, характеризовавшейся высокой степенью монолитности, — по камню.
Горизонтальная арматура в кладке не оказала существенного влияния на величину нагрузки (Nт), соответствующей появлению первой трещины, вместе с тем она ограничила ширину раскрытия трещин и обусловила рост разрушающей нагрузки (Np).
Вертикальное обжатие образцов со сравнительно невысокой прочностью сцепления в кладке (образцы из обожженного кирпича) привело к заметному повышению их прочности и жесткости при перекосе (рис. 1—26, б, в). Характерно, что в этих опытах зависимости Nт и Np от интенсивности вертикального обжатия кладки (с0) линейные.
В опытах с образцами из силикатного кирпича влияние вертикального обжатия кладки на прочность образцов при перекосе прослеживалось менее четко.
Косвенно экспериментальные данные, приведенные в работе, указывают на то, что несущая способность при перекосе панелей каркасно-каменных стен II типа существенно зависит от прочности сцепления в кладке. Так, значения Nt для образцов, кладка которых была выполнена на растворе с осадкой конуса S1 = 8 и 11 см, соответственно составили 8,92 и 15,62 т.
В опытах С.В. Кожаринова некоторые образцы отличались друг от друга только по прочности бетона обрамления. Судя по результатам испытаний этих образцов, увеличение прочности бетона положительно сказалось на их несущей способности (табл. I—16).
В работе С.В. Кожаринов обращает внимание на то, что при высококачественном бетонировании обрамления деформации кладки, бетона и арматуры вертикальных сердечников равны между собой вплоть до появления диагональных трещим в кладке.
- Поведение каркасно-каменных зданий при землетрясениях
- Динамические характеристики каркасно-каменных зданий
- Классификация каркасно-каменных зданий
- Предложения по усилению монолитных зданий
- Усиление монолитных зданий в Кишиневе после землетрясения 1986 г.
- Отечественный и зарубежный опыт усиления железобетонных конструкций
- Классификация повреждений монолитных зданий при землетрясениях
- Специфика производства работ по усилению монолитных зданий
- Предложения по конструированию стен монолитных зданий
- Нормативные требования и сложившиеся принципы конструирования стен монолитных зданий