» » Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

16.04.2016

В 1938 г. Бюро стандартов США провело экспериментальное изучение прочности и деформаций стен из кирпича, керамических и бетонных пустотелых камней при сдвиге. Эти опыты можно отнести к числу первых источников информации о работе каменной кладки как заполнения каркасов зданий. Дальнейшие зарубежные исследования в интересующей нас области проводились по двум направлениям. Первое из них предусматривало изучение (преимущественно экспериментальным путем) сопротивления перекосу неусиленных и армированных образцов кладки из различных видов кирпича и бетонных блоков. Второе направление объединяло работы, посвященные изучению прочности и деформаций кладки со стальным либо железобетонным (чаще сборным) обрамлением. Эти исследования представляют большой интерес, в связи с чем настоящий раздел посвящен преимущественно их рассмотрению.
c. Тани и М. Чанг провели испытания на перекос пяти моделей однопанельных железобетонных рам и одной рамы без заполнения (рис. I—27).
В этих опытах каждый образец вначале загружался сосредоточенной нагрузкой вдоль диагонали 1—1. После появления в заполнении первой трещины нагрузка снималась и испытания повторялись с приложением нагрузки по диагонали 2—2 вплоть до разрушения образца.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Несмотря на весьма ограниченный объем этого эксперимента, анализ его результатов (табл. I—17) позволяет сделать некоторые выводы.
Прежде всего рассматриваемые опыты наглядно продемонстрировали, что жесткое заполнение весьма существенно повышает сопротивление железобетонного каркаса перекосу. Как и следовало ожидать, максимум несущей способности при перекосе обнаружил образец со сплошным бетонным заполнением. Замена монолитного бетона кладкой из бетонных блоков той же прочности привела к снижению несущей способности панели на 47%. К сожалению, среди опубликованных данных С. Тани и М. Чанга отсутствуют необходимые сведения о технологии изготовления опытных образцов и прочности сцепления в кладке.
Простейшие расчеты показывают, что различие в значениях N образцов с блочным и кирпичным заполнением практически аннулируется при приведении толщины заполнения в обоих случаях к одной величине, хотя высота ряда в кирпичной кладке составляла 10 см, а в блочной — 6 см.
He располагая данными о параметрах армирования блочной кладки в образце FCBW1, можно лишь отметить, что этот конструктивный прием в принципе положительно сказался на несущей способности моделей каркасно-каменных стен, хотя и не поднял ее до уровня, продемонстрированного образцом со сплошным бетонным заполнением. Косвенно эти данные указывают на важную роль монолитности кладки в обеспечении сопротивления перекосу каркасно-каменных стен.
Авторы рассматриваемой работы подчеркивают, что после образования первых трещин, которые в большинстве случаев появились вблизи сжатой диагонали заполнения, конструкция успешно сопротивлялась дальнейшему увеличению нагрузки вплоть до разрушения железобетонного обрамления. О жесткости испытанных образцов можно судить по графикам перекоса панелей, приведенным на рис. I—28.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Авторы считают, что для практических целей зависимость между нагрузкой и жесткостью панелей до появления трещин в заполнении может быть выражена прямой.
В работе С. Тани и М. Чанг делают попытку расчетным путем оценить сопротивление испытанных конструкций перекосу (Nт) по аналогии с двутавровой балкой. В двух случаях различие между экспериментальными и теоретическими значениями Nt оказалось удовлетворительным (7; 21%). Однако для двух других образцов оно составило 43 и 142%.
В статье А. Негоита описывается довольно большой эксперимент по изучению несущей способности и жесткости при перекосе фрагментов кирпичных стен с различными конструктивными усилениями, который был проведен в Бухарестском институте технических и экономических исследований в области строительства.
Испытаниям на перекос подвергались фрагменты стен в натуральную величину и их модели, выполненные в масштабе 1/4 с размерами 100х70х(6/9) см; 150х70х6 см и 300х70х6 см (соответственно β=1,43; 2,14 и 4,28).
В работе в основном приведены результаты испытаний моделей сплошных стен и стен с проемами с β=1,43 (рис. I—29). Все модели были выполнены толщиной в один кирпич. До испытаний горизонтальной силой они загружались по верху равномерно распределенной вертикальной нагрузкой интенсивностью q0=1500 кг/п. м или 4500 кг/п. м.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Анализируя результаты испытаний сплошных образцов, представленных в табл. I—18, можно заключить, что наиболее эффективным усилением кирпичной кладки оказалось железобетонное обрамление, состоявшее из двух стоек и верхнего ригеля (каркасно-каменная конструкция). Примечательно, что в увеличении несущей способности моделей превалирующую роль играли стойки обрамления.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

А. Негоита отмечает, что увеличение несущей способности моделей за счет усиления их железобетоном наблюдалось только при испытании образцов с β=1,43 и 2,14. Для образцов с β=4,28 такое усиление оказалось малоэффективным. Одна из причин этого, по-видимому, заключалась в относительно небольших размерах поперечных сечений железобетонных элементов усиления.
При испытании на перекос каркасно-каменные панели с β=1,43 разрушались, как правило, по направлению сжатой диагонали (рис. I—30), причем с появлением первых трещин несущая способность панелей не исчерпывалась. В образцах с р = 2,14 и 4,28 зачастую фиксировался срез по горизонтальным растворным швам. Жесткость сплошных панелей была прямо пропорциональна β.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

А. Негоита большое внимание уделил изучению работы при перекосе фрагментов стен с проемами. В этих опытах несущая способность и жесткость образцов с дверным проемом оказались примерно на 45% меньше, чем у сплошных образцов (табл. I—19). Устройство перемычек над проемами несколько повысило прочность и жесткость фрагментов стен. Максимальный эффект был достигнут при обрамлении проемов железобетоном.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Весьма характерным было разрушение образцов с проемами. Судя по схемам развития трещин в кладке (рис. I—30), обе части фрагмента стены при действии горизонтальной нагрузки поворачивались в своей плоскости, за счет чего в их опорных сечениях возникали нормальные растягивающие напряжения σу, приводившие к образованию горизонтальных трещин. При сравнительно небольшой интенсивности вертикальной нагрузки развитие таких трещин заканчивалось исчерпанием несущей способности образца стены при фактически неповрежденных обеих ее частях. С увеличением вертикальной нагрузки можно было ожидать появления диагональных трещин в кладке либо смятия ее нагруженных углов.
Обрамление проема железобетоном существенно препятствовало повороту обеих частей стены и образованию в них горизонтальных трещин. Разрушение таких образцов наступало с появлением в кладке диагональных трещин (рис. I—30). Аналогичная картина наблюдалась автором при испытаниях на перекос каркаснокаменных панелей с проемами в заполнении.
В Болгарии С. Сачанским были выполнены экспериментально-теоретические исследования прочности и жесткости при перекосе панелей каркасно-каменных стен II типа. Поскольку следующие главы книги посвящены изучению именно этой конструкции стен, рассмотрим работу С. Сачанского более подробно.
В теоретических исследованиях С. Сачанский исходил из расчетной схемы, представленной на рис. I—31.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

В результате решения контактной задачи им был принят идеализированный закон передачи нагрузки от рамы на заполнение. С помощью вариационных методов С. Сачанский получил аналитические выражения для напряжений σх, σу и τxy в заполнении панели.
В дальнейшем решении задачи, ссылаясь на результаты испытаний каркаснокаменных панелей, он исходил из положения, что первая трещина образуется в центре заполнения панели в результате действия главных растягивающих напряжений. При этом условии аналитические выражения для напряжении σх, σу и τху существенно упростились, что позволило ввести их в известную формулу для определения главных растягивающих напряжений. В итоге былa установлена довольно несложная аналитическая связь между горизонтальной нагрузкой (Nт), воспринимаемой заполнением при появлении в нем первой трещины, его геометрическими размерами и пределом прочности раствора при растяжении (R2p):
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

где l3, h3, b — длина, высота и толщина заполнения;
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

По мнению С. Сачанского, формулу (I—15) следует применять в случае высокого сцепления между заполнением и железобетонной рамой, то есть при расчете каркасно-каменных конструкций II типа, а формулу (I—11), полученную С. В. Поляковым, в случае низкого сцепления по контуру заполнения, то есть для каркасно-каменных конструкций I типа. Причем, если применение формулы (I—11) ограничивается условием (I—12), то формулу (1—15) С. Сачанский считает справедливой для панелей с любыми значениями геометрической характеристики β3. Сопоставляя обе зависимости (рис. I—32), автор рассматриваемой работы отмечает как достоинство предложенной им формулы (I—15), падение величины Nт в области значений β3≤1,2.
Для определения деформаций сжатой диагонали заполнения С. Сачанский рекомендует пользоваться формулой:
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

где λ = 0.2 — коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций в заполнении (принят по опытным данным);
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

В работе жесткость каркасно-каменной панели рассматривается как сумма показателей жесткости заполнения и отдельно работающей рамы. Методика расчета панелей предусматривает распределение горизонтальной нагрузки (N) между заполнением (N3) и обрамлением (Np), исходя из условия совместности деформаций этих конструктивных элементов панелей:
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

где Кш, Kp — показатели жесткости панели и обрамления.
Предложенная С. Сачанским методика расчета каркасно-каменных панелей II типа, к сожалению, не свободна от серьезных недостатков. Основной из них заключается в том, что принятая расчетная схема панели не соответствует условиям ее работы в составе стены здания.
Неудачный выбор расчетной схемы повлек за собой принятие гипотезы об образовании первой трещины в центре панели, между тем, как показано в главе IV, гипотеза эта не приемлема для каркасно-каменных панелей II типа.
Причиной образования первой трещины в заполнении панели С. Сачанский считает преодоление главными растягивающими напряжениями сопротивления раствора растяжению (R2р). Возможность появления первой трещины в результате действия касательных напряжений им отбрасывается со ссылкой на данные Н.В. Морозова, который указывает, что при испытании железобетонных панелей на перекос «разрушение образца происходит не от среза в поперечных сечениях, а от разрыва по направлению главных растягивающих напряжений».
К этому выводу уместен комментарий о том, что сопротивление бетона срезу в 2—3 раза превышает предел прочности при растяжении, в то время как касательное сцепление в кладке (Rcц). определяющее ее сопротивление напряжениям τxy, обычно значительно ниже сопротивления главным растягивающим напряжениям по перевязанному сечению. He ясно также, почему эта последняя характеристика в формуле (I—15) представлена пределом прочности раствора при растяжении. Ведь не исключены случаи, когда прочность раствора в кладке превосходит соответствующую прочность камня. He случайно, видимо, в приводимом в работе примере расчета взят низкопрочный раствор марки 10 с R2р = 0,6 кг/см2.
В статье отсутствует указание, при каких значениях Rсц и R2р выполнено сопоставление формул (I—11) и (I—15). В этой связи заметим, что при сравнительно высоких марках раствора, не исключающих, однако, получение в кладке низкой прочности сцепления, разница в результатах расчетов по этим формулам будет значительно большей, чем это показано на рис. I—32.
Таким образом, приняв положение о том, что единственно возможной причиной образования первой трещины в заполнении панели являются главные растягивающие напряжения, С. Сачанский пришел к возможности получения в ряде случаев завышенных расчетных значений Nт.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Серьезным недостатком рассматриваемой методики расчета панелей является и то, что она учитывает действие только горизонтальной нагрузки и не отражает влияния на прочность и жесткость каркасно-каменных панелей вертикальной нагрузки. Если это допустимо при расчете панелей стен I типа, в силу рассмотренной выше специфики их конструкции, то игнорирование вертикальной нагрузки при расчете панелей стен II типа ничем не может быть оправдано. Следовательно, если даже отбросить все другие замечания в адрес расчетной методики, предложенной С. Сачанским, то использовать ее можно лишь при расчете панелей верхнего этажа самонесущих стен здания.
Положительным моментом в теоретических разработках С. Caчанского является решение контактной задачи с целью определения закона передачи нагрузки от рамы на заполнение при отсутствии контурных трещин. К сожалению, в этой задаче не учтено, что характер этого закона существенно зависит от жесткости стоек и ригелей рамы.
Экспериментальную часть исследований С. Сачанский провел на стеновых панелях в натуральную величину и на моделях с геометрическим множителем подобия 0,4.
Опыты с моделями размером 160х108 см преследовали цель изучить влияние на несущую способность и жесткость каркаснокаменных панелей прочности сцепления между заполнением и железобетонной рамой, прочности раствора и жесткости железобетонного обрамления.
Основываясь на результатах этих опытов (табл. I—20), С. Сачанский пришел к следующим выводам.
1. При действии на панель сжимающей силы вдоль одной из диагоналей, в другой появляются растягивающие напряжения, которые приводят к образованию первой трещины в центре панели заполнения. Повышение нагрузки сопровождается развитием трещины вдоль сжатой диагонали. Концы ее пересекают бетон у нагруженных углов панели. При дальнейшем увеличении нагрузки появляются трещины в железобетонном обрамлении на расстоянии (1/5-1/2) либо h3 от ненагруженных углов. При большой жесткости рамы трещины появляются рядом с этими углами, из чего следует, что сила передается по большей длине элементов рамы.
2. Снижение марки раствора сопровождается уменьшением жесткости заполнения. Деформации, при которых появляется диагональная трещина (предельные деформации), почти одинаковы для кладок, выполненных на различных растворах.
3. До появления диагональной трещины деформации кладки малы; несущая способность рамы наиболее полно реализуется при условии, когда ее предельные деформации приближаются к предельным деформациям заполнения.
4. Несущая способность панелей, полученная экспериментально, оказалась на 20—30% выше вычисленной по формуле (I—15), и на 50—60% — определенной по формуле (I—11).
Дополняя эти выводы, обратим внимание на то, что у образца № 1 (с низким сцеплением по контуру заполнения) значение Nт оказалось почти в 2,5 раза ниже, чем у образца № 2, характеризовавшегося высокой прочностью сцепления между кладкой и железобетонным обрамлением. Изменение прочности раствора (судя по составам) заметно отразилось на несущей способности панелей.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

В табл. I—21 приведены результаты испытаний на перекос, крупноразмерных фрагментов каркасно-каменных стен II типа. Используя некоторые из этих данных, нами построен график (рис. I—33,а), который показывает, что в рассматриваемых опытах с увеличением β3 от 0,4 до 1,6 несущая способность панелей при перекосе возрастала.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Приведенное в табл. I—21 сопоставление экспериментальных и теоретических значений Nт для испытанных панелей показывает, что сходимость этих значений не всегда может быть признана удовлетворительной, причем прежде всего в области значений β3≤1.
Помимо специально изготовленных образцов стеновых панелей С. Сачанский провел испытания на перекос выступающих по высоте участков стен старого каркасно-каменного здания с кирпичной кладкой. Всего было испытано 3 участка стены размером 3,5х3 м, два из которых имели толщину 30 см, а один — 15 см. В двух случаях из трех прогноз значения Nт по формулам (I—15) и (I—11) дал явно заниженные результаты по сравнению с экспериментом (табл. 1—22).
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Довольно большой объем экспериментальных исследований прочности и жесткости при перекосе моделей стеновых панелей в виде железобетонных либо стальных рам с заполнением из монолитного бетона, железобетона и кирпичной кладки был выполнен Ж. Бенджамином и Г. Вильямсом в Станфордском университете. Ограничимся кратким рассмотрением опытов с однопанельными фрагментами стен, имевшими сплошное заполнение из кирпичной кладки.
На рис. I—34 показана конструкция опытных образцов и схема их испытания. Кладка выполнялась из кирпича с пределом прочности при сжатии от 31 до 189 кг/см2. Нормальное сцепление раствора с кирпичом, судя по результатам испытаний контрольных образцов кладки на осевое растяжение, не выходило за пределы 1,16—4,02 кг/см2, то есть было довольно высоким.
Обрамление образцов выполнялось из тяжелого бетона марки 200 и армировалось мягкой сталью.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Одним из вопросов, интересовавших Ж. Бенджамина и Г. Вильямса, являлось влияние масштабного фактора на несущую способность и деформации при перекосе моделей каркасно-каменных стен. В первой серии опытов, посвященных этому вопросу, образцы стен были изготовлены с множителем геометрического подобия αп=1,0; 0,75 и 0,34; кладка выполнялась из целого кирпича; различная толщина стен обеспечивалась изменением ориентации кирпича в стене.
Рассматривая значения разрушающей нагрузки для этих образцов (табл. I—23) и нагрузки, при которой появлялись первые трещины в заполнении, Ж. Бенджамин и Г. Вильямс пришли к выводу, что при приведении этих показателей к αп = 1,0 различие между ними получается в пределах зафиксированного рассева экспериментальных данных для образцов-«близнецов». В связи с этим они считают, что масштабным эффектом в данном случае можно пренебречь. В справедливости этого заключения Ж. Бенджамин и Г. Вильямс утвердились, проведя аналогичные исследования с моделями стен со сплошным бетонным либо железобетонным заполнением. Во второй серии опытов испытывались два образца (La—2 и La—4). В образце La—4 кладка была выполнена из модельного кирпича в 1/4 натуральной величины. Значения Np для этих образцов отличались друг от друга всего лишь на 4% (табл. I—24).
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

О влиянии β3 на несущую способность моделей каркасно-каменных стен можно судить по данным табл. I—24 и рис. I—33.
В табл. 1—25 приведены результаты испытаний на перекос стеновых панелей с толщиной железобетонного обрамления W=19,05 и 30,5 см при ширине 12,7 см. Площадь поперечного сечения арматуры в этих образцах была равна 5,16 см2 (р=1,16; 0,67%). Приведенные в этой таблице результаты испытаний двух образцов, не имевших железобетонного обрамления, свидетельствуют о 10-кратном различии значений Nр для каркасно-каменных и каменных панелей. В этих опытах увеличение площади поперечного сечения обрамления в 1,6 раза не привело к увеличению несущей способности панелей. На основании этого Ж. Бенджамин и Г. Вильямс пришли к выводу, что параметры обрамления не оказывают существенного влияния на сопротивление каркасно-каменной панели перекосу при условии, что несущая способность обрамления достаточна для разрушения кладки. Тем не менее заметим, что о увеличенной площадью поперечного сечения рамы (Fс=775 см2) было испытано всего два образца и значения Nр для них значительно отличались друг от друга, причем меньшее из них (12 т) оказалось на 27% ниже среднего значения Nр для образцов с Fc=485 см2. Это обстоятельство свидетельствует о том, что результат испытания образца 3в2—3а был обусловлен влиянием неучтенных факторов.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

В табл. I—26 приведены экспериментальные данные Ж. Бенджамина и Г. Вильямса, позволяющие в первом приближении судить о влиянии армирования железобетонного обрамления на несущую способность каркасно-каменных панелей при перекосе. К сожалению, наличие в составе этих опытов всего лишь по одному образцу с Fа=2,58 и 7,74 см2 существенно уменьшило их ценность.
В работе авторы указывают, что по мере нагружении образцов первая трещина обычно появлялась в горизонтальном сечении между заполнением и фундаментной балкой со стороны стойки, работающей на растяжение. Затем контурная трещина появлялась в районе угла, образованного верхним ригелем и сжатой стойкой. Появление контурных трещин не приводило к существенному изменению жесткости панелей. Дальнейшее увеличение нагрузки вызывало появление трещин в заполнении вдоль сжатой диагонали. Эту стадию Ж. Бенджамин и Г. Вильямс предлагают принять за расчетную, поскольку дальнейшее увеличение нагрузки сопровождается чрезмерным раскрытием трещин и резким падением жесткости панели.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

На рис. I—35 приведены графики горизонтального смещении верха различных панелей относительно фундамента при возрастающей нагрузке. Для большинства этих графиков характерен излом при нагрузке, соответствующей появлению в заполнении диагональной трещины. До этого момента кривые А—N близки к прямым, из чего следует вывод о незначительном развитии пластических деформаций в панелях при нагрузке N≤Nт. Исходя из этого, Ж. Бенджамин и Г. Вильямс считают возможным расчетную зависимость А—N представить идеализированной диаграммой Прандтля, хотя экспериментальные графики при N≤Nр более точно можно аппроксимировать билинейной диаграммой.
Авторы работы утверждают, что размеры сечения железобетонного обрамления и его армирование не оказывают влияния на жесткость панелей до появления трещин.
В результате испытаний одношовных образцов кладки на осевое растяжение и срез Ж. Бенджамином и Г. Вильямсом была установлена эмпирическая зависимость
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

где Rср — сопротивление обжатой кладки срезу;
Rp — нормальное сцепление;
σу — интенсивность обжатия кладки;
С — коэффициент, учитывающий качество выполнения растворных швов (в рассматриваемых опытах С=0,6/1,0).
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Зависимость (I—23) Ж. Бенджамин и Г. Вильямс используют при выводе формулы для определения несущей способности каркасно-каменных панелей при перекосе.
Касательные и нормальные напряжения в кладке заполнения при действии на панель горизонтальной силы N определяются ими по сугубо приближенным формулам:
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Подстановка (I—24) и (I—25) в (I—23) приводит к формуле
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Такой подход к решению весьма сложной задачи по расчетному определению несущей способности каркасно-каменных панелей при перекосе характерен для работ некоторых других авторов, придерживающихся мнения Ж. Бенджамина и Г. Вильямса о нецелесообразности использования в данном случае более точных и, естественно, более сложных методов расчета конструкции.
В табл. I—27 приведено сопоставление экспериментальных и теоретических значений Nт для испытанных панелей с железобетонным обрамлением и заполнением в виде кирпичной кладки.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Помимо панелей с железобетонным обрамлением Ж. Бенджамином и Г. Вильямсом были испытаны на перекос две панели со стальным обрамлением, одна из которых имела оконный проем в кирпичном заполнении. О характере разрушения этих образцов можно судить по рис. I—36, а об изменении жесткости в ходе испытаний — по рис. I—37.
Испытания на перекос стальных рам, заполненных неусиленной кладкой и кладкой с армированными фасадными гранями, были проведены также в Канаде В. Цоу, Е. Поллнером и А. Хайдбрехтом. В этих опытах для кладки использовались пустотелые бетонные блоки (15,2х20,3х40,6 см) марки 75 (по площади брутто) и раствор состава 1:3 с пределом прочности при сжатии 62 кг/см2. Длина заполнения панели составляла 200 см при высоте 140 см.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Армирование кладки осуществлялось штампованными решетчатыми листами толщиной около 1,3 мм (с просветностью — 83%). которые прикреплялись к одной либо обеим продольным граням заполнения с помощью раствора (R2= 173 кг/см2) и семи анкерных болтов (рис. I—38,а).
Панели испытывались горизонтальной знакопеременной нагрузкой, приложенной вдоль оси верхнего ригеля рамы. Несмотря на то, что зазоры между рамой и заполнением тщательно заполнялись раствором, уже при первом цикле нагрузки в образцах появлялись контурные трещины. В силу именно этого обстоятельства авторы опытов сочли возможным при последующих циклах загружения образцов оценивать их жесткость как сумму жесткостей собственно рамы (рис. I—38,б) и ее заполнения.
Испытаниям подвергались панели с неусиленной кладкой, с армированными одной либо двумя гранями заполнения и образцы, усиленные двусторонним армированием после предварительного повреждения кладки.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Наилучшим образом при испытаниях циклической нагрузкой вел себя образец с двусторонним армированием. При нагрузке в 30 т он не обнаружил признаков исчерпания несущей способности. По мере увеличения числа циклов нагрузки жесткость образца уменьшалась, причем особенно заметно при первых 5 циклах (рис. I—38,в). Было отмечено возрастание поглощения энергии за цикл (энергоемкости) при увеличении перемещения. Однако при последующих циклах со смещением, равным максимальному, обнаруживалась тенденция к некоторому снижению энергоемкости конструкции (рис. I—39,а).
При испытании образца, армированного только с одной стороны, способность к поглощению энергии стремилась к постоянному значению, когда максимальное смещение верха панели достигало примерно 12,5 мм (рис. I—39,б). Несущая способность такого образца при перекосе оказалась на 40% ниже, чем образца с двусторонним армированием. Характерно, что при загружении образца, армированного только с одной стороны, наблюдался изгиб заполнения из плоскости, в результате чего после 8-го цикла загружения отдельные блоки сместились из плоскости стены на 12,5 мм, а при 14-м цикле два ряда блоков выпали из заполнения. В панели с двусторонним армированием кладки это явление не наблюдалось, из чего следует, что при усилении стен необходимо стремиться к полной симметрии их конструкции и по возможности схемы загружения относительно продольной оси.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Панель с неармированной кладкой загружалась циклической нагрузкой до появления трещин в растворных швах, после чего поврежденная кладка усиливалась с двух сторон арматурно-растворными слоями толщиной по 25 мм. Неармированный образец был подвержен 11 циклам знакопеременной нагрузки при максимальном горизонтальном смещении верхнего ригеля примерно на 25 мм. Резкое падение жесткости было зафиксировано в первых двух циклах при нагрузке около 13 т. При последующих циклах испытаний наблюдалось выкрашивание раствора в швах кладки, разрушение блоков и их смещение относительно друг друга. После усиления стена подвергалась 17 циклам знакопеременной нагрузки. Жесткость ее оказалась выше, чем неповрежденной неармированной стены, и не снижалась при горизонтальных перемещениях панели до 3 мм. На 7-м цикле нагрузка достигла 40 т при Δ = 7, 6 мм. Результаты этого опыта показаны на рис. 1—40.
Поскольку после 17 циклов загружения повреждения панели были минимальными, она была испытана равномерно распределенной статической нагрузкой из плоскости. Несмотря на то что конструкция была повреждена, ее деформации из плоскости носили упругий характер при нагрузке до 3,2 т и только при Р = 4 т проявились пластические деформации, в результате чего прогиб по центру панели достиг примерно 25 мм (рис. I—41).
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Этот опыт показал, что наружное армирование поврежденной мелкоштучной кладки является эффективным средством восстановления ее несущей способности и жесткости. Этот вывод подтверждается также экспериментальными данными В.И. Коноводченко.
Исследования, проведенные В. Цоу, Е. Поллнером и А. Хайдбрехтом, как и соответствующие опыты других авторов, наглядно продемонстрировали одно из главных свойств каркасно-каменных стен, заключающееся в том, что при условии обеспечения сохранности каркаса хрупкое разрушение таких стен исключается.
Этими же опытами был подтвержден вывод, сделанный ранее на основе анализа поведения каркасно-каменных зданий при землетрясениях, о нецелесообразности использования для заполнения ячеек каркаса пустотелых камней и блоков.
Рассмотренные выше результаты испытаний панелей циклической нагрузкой могут быть дополнены данными, полученными Д. Вильямсом и Ж. Скривенером при аналогичных испытаниях армокаменных диафрагм с периферийным армированием. В частности, эти авторы утвердились во мнении, что различие в показателях прочности и жесткости панелей при перекосе при статическом и динамическом загружении увеличивается по мере роста изгибных деформаций конструкции. Поскольку каркаснокаменные панели работают преимущественно на сдвиг, то разница в результатах их статических и динамических испытаний должна быть невелика. Этот вывод подтверждается данными С.В. Полякова при условии ограничения величины динамической нагрузки.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Р. Вудом были проведены испытания горизонтальной нагрузкой (рис. I—42) замкнутых стальных рам двух типов и таких же рам, омоноличенных бетоном, без заполнения и с заполнением кладкой. Элементы рам выполнялись из двутавров. В рамах I типа ригели имели сечение 25,4х11,4 см, а в рамах II типа — 32,0х12,8 см. Сечение стоек в обоих случаях — 25,4х20,3 см, расстояние между осями ригелей и стоек соответственно равнялось 300 и 360 см.
Основные результаты этих опытов приведены в табл. I—28.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

При рассмотрении данных табл. I—28 привлекает внимание тот факт, что первая трещина в каркасно-каменных панелях с различным обрамлением и различной толщиной заполнения из кирпича и блоков появлялась при примерно одинаковом значении горизонтального смещения панелей. Этот факт согласуется с выводом Ж. Бенджамина и Г. Вильямса о том, что изменение параметров обрамления мало отражается на жесткости каркаснокаменной конструкции до появления трещин в заполнении.
При приведении толщины заполнения к одной величине, значения Nт, помещенные в табл. I—28, оказываются примерно одинаковыми, то есть несущая способность каркасно-каменных панелей при перекосе находится в прямой пропорциональной зависимости от толщины заполнения, что подтверждается исследованиями и других авторов.
Основываясь на экспериментальных данных Ж. Бенджамина, Г. Вильямса и Р. Вуда и проведя небольшие по объему испытания на перекос моделей стальных рам с кирпичным и бетонным заполнением, М. Холмс предложил разрушающую горизонтальную нагрузку (Np), соответствующую моменту полного исчерпания несущей способности панелей со стальным обрамлением, определять по формуле:
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

где Е — модуль упругости материала рамы;
I, I0 — момент инерции стоек и ригелей;
h, Lc — высота и диагональ панели;
Rкл — предел прочности заполнения при сжатии;
α — угол между диагональю и ригелем рамы;
е'с — предельные деформации заполнения;
b — толщина заполнения;
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Формула (I—27) была получена, исходя из представления о каркасно-каменной панели, как о раме с условным раскосом площадью поперечного сечения Fп. Используя уравнение совместности деформаций рамы и заполнения, М. Холмс представил несущую способность каркасно-каменной панели при перекосе в виде двух слагаемых, первое из которых выражает часть горизонтальной нагрузки, воспринимаемую собственно рамой, работающей в упругой стадии. Второе слагаемое в формуле (I—27) представляет горизонтальную проекцию сжимающей силы, которая может быть воспринята условным раскосом-заполнением. М. Холмс придерживается мнения Ж. Бенджамина и Г. Вильямса о нецелесообразности разработки более точного метода расчета прочности и жесткости каркасно-каменных панелей при перекосе.
Экспериментальную часть исследований М. Холмс провел по такой же схеме, как и Р. Вуд (рис. I—42). Среди данных, опубликованных в статье, наибольший интерес представляют результаты испытаний двухэтажных рам без заполнения и с заполнением (табл. I—29). Основываясь на этих данных, М. Холмс считает возможным при расчете двухэтажных рам с заполнением применять формулу, справедливую для отдельных каркасно-каменных панелей.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Построенные по данным М. Холмса графики Δ—N для одноэтажных и двухэтажных (рис. I—43) образцов демонстрируют упругий характер их работы до появления первых трещин в заполнении.
Некоторые вопросы работы каркасно-каменных стен I типа при действии горизонтальной нагрузки изучались З. Пубалом и 3. Биллем в Чешском политехническом институте. Как и большинство авторов аналогичных исследований, З. Пубал и З. Билл остановили свой выбор на расчетной схеме панели в виде рамы с условным раскосом, имитирующим заполнение (рис. I—44).
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Рассматривая последнее как упругую полуплоскость, они получили аналитическое выражение для определения ширины условного раскоса (d):
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Ec, Eр — модуль упругости стоек и ригелей;
Ic, Ip — момент инерции стойки и ригеля;
Екл, b — модуль упругости и толщина заполнения.
Основываясь на результатах испытаний на перекос моделей рам с заполнением и расчетных данных, З. Пубал и З. Билл пришли к выводу, что при расчете панелей без большой погрешности можно пренебречь изгибом элементов рамы и учитывать действие только осевых сил. Этого же мнения придерживается Т. Лио, исследовавший напряженно-деформированное состояние при перекосе замкнутых рам с заполнением методом фотоупругости. Однако он считает, что изгибом элементов рамы можно пренебрегать лишь при условии сохранения контакта между рамой и заполнением за счет прочного сцепления между ними.
Л. Эстева провел испытания на перекос знакопеременной циклической нагрузкой квадратных каркасно-каменных панелей с железобетонным обрамлением (I = h = 300 см) и заполнением из кирпича либо пустотелых бетонных блоков. Панели испытывались по схеме, использованной Р. Вудом и М. Холмсом (рис. I—42). Практически эта схема идентична схеме с диагональным приложением сжимающей нагрузки. Обе они далеки от воспроизведения условий работы элементов каркасно-каменной панели в составе стены здания. Один из существенных недостатков этих схем заключается в том, что при испытании панелей невозможно достичь исчерпания их несущей способности за счет разрушения рамы при неповрежденном заполнении. В опытах Л. Эстевы элементы рам имели по 4 продольных стержня d = 2,5/8 мм. Несмотря на столь слабое армирование, при испытании этих образцов не было отмечено ни одного случая повреждения обрамления до-появления трещин в заполнении.
Судя по характеру разрушения, Л. Эстева провел опыты на панелях каркасно-каменных стен I типа. Вначале при нагрузке (0,3/0,55) Nт в них появлялись контурные трещины, после чего заполнение работало как раскос вплоть до появления в нем диагональных трещин2.
Эти опыты показали, что при неповрежденном обрамлении 50 и более циклов знакопеременной нагрузки не приводят к исчерпанию несущей способности панелей даже при очевидном повреждении заполнения. Можно считать, что динамическая нагрузка, равная 0,6+0,7 разрушающей статической нагрузки, не опасна для каркасно-каменных панелей. Однако эти данные справедливы только при условии изготовления заполнения из полнотелого кирпича или блоков. В статье Л. Эстева неоднократно обращает внимание на неудовлетворительное поведение заполнения из пустотелых блоков при динамических испытаниях панелей. Раз начавшись, процесс разрушения такой кладки прогрессирует по мере увеличения числа циклов загружения конструкции.
Часть панелей Л. Эстева испытал при одновременном действии горизонтальной и вертикальной нагрузки. Суммарная величина последней изменялась от 15,6 до 46,8 т. Во всех случаях загружение панели вертикальной нагрузкой приводило к увеличению ее сопротивления горизонтальной нагрузке.
Основные выводы Л. Эстевы получили экспериментальное подтверждение в опытах Р. Мели, который провел испытания на перекос квадратных образцов кладки с железобетонным обрамлением и образцов, усиленных арматурой по узким вертикальным граням. В этих опытах предел прочности при сжатии кладки из кирпича различных видов и бетонных блоков изменялся в диапазоне от 35 до 100 кг/см2.
Панели размером 2х2 м подвергались однократным статическим испытаниям сосредоточенной горизонтальной нагрузкой по одной из двух схем, показанных на рис. I—45.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Панели размером 3х3 м испытывались на перекос знакопеременной нагрузкой при числе циклов от 12 до 60.
Часть образцов подвергалась одновременному воздействию горизонтальной и вертикальной нагрузок.
Несмотря на довольно высокий уровень прочности сцепления в кладке (Rp = 1,2/4,5 кг/см2), большинство опытных панелей разрушилось по растворным швам, что можно объяснить сравнительно высокой прочностью кладочных материалов. В этих образцах предел прочности кирпича при сжатии достигал 215 кг/см2, а бетонных блоков — 60 кг/см2. Р. Мели отмечает, что трещины пересекали камень кладки только в случаях его невысокой прочности либо при сравнительно высоком уровне вертикального обжатия кладки. Эти сведения указывают на две возможные причины повреждения заполнения, каждая из которых должна быть проверена расчетом несущей способности панелей при перекосе. Сам Р. Мели в разработке такого метода расчета не пошел дальше попытки использования элементарных приемов оценки напряженного состояния панелей, признав в результате их несостоятельность.
В опытах Р. Мели как армокаменные, так и каркасно-каменные панели, загруженные вертикальной нагрузкой интенсивностью не выше 1/3 предела прочности кладки при сжатии, продемонстрировали более высокую несущую способность (табл. I—30) и жесткость (рис.I—46), чем аналогичные необжатые конструкции.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Однако, как отмечает Р. Мели, при высоких уровнях вертикального обжатия разрушение армокаменных образцов было хрупким. Появление в них диагональных трещин сопровождалось значительным уменьшением прочности и жесткости, а увеличение процента армирования не давало желаемого эффекта.
Значительно лучше вели себя под нагрузкой каркасно-каменные панели как необжатые, так и обжатые. В тех случаях, когда узлы железобетонных рам были выполнены таким образом, что в них не проникали трещины, появившиеся в заполнении, панели полностью сохраняли свою несущую способность при 50 и более циклах знакопеременной нагрузки, хотя при этом горизонтальные перемещения их верха достигали иногда 20 мм и более. Исключение составляли образцы из пустотелого кирпича. Повреждение такого заполнения при знакопеременной нагрузке сопровождалось неуклонным падением прочности и жесткости панелей.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Основываясь на результатах довольно большого эксперимента, Р. Мели пришел к выводу, что с точки зрения сейсмостойкости каркасно-каменные стены имеют существенные преимущества перед армокаменными. При расчете сейсмических сил он предлагает коэффициент сейсмичности делить на поправочный коэффициент, равный для неармированной кладки — 1, для армокаменных стен из полнотелых камней —2 и для каркасно-каменных стен — 2,5.
Влияние армирования и вертикального обжатия кирпичной кладки на ее несущую способность и жесткость при перекосе изучалось также М. Белковым в Белградском университете. Им были испытаны фрагменты обычной и трехслойной кладки, а также несколько каркасно-каменных панелей со сплошным заполнением и железобетонным обрамлением при действии циклической нагрузки (рис. I—47).
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Как и в опытах Л. Эстевы и Р. Мели, загружение этих образцов вертикальной нагрузкой привело к заметному увеличению их прочности и жесткости при перекосе. Примечательно, что при примерно одинаковом расходе арматуры каркасно-каменные панели продемонстрировали значительно большую несущую способность, чем армокаменные (табл. I—31, образцы В—1, Г—2 и В—2, Г—1). Так же, как и в опытах Р. Мели, увеличение процента армирования в армокаменных образцах М. Велкова не дало ощутимого эффекта (табл. I—31, образцы В—1, В—2), но повысило несущую способность каркасно-каменных панелей (табл. I—31, образцы Г—1, Г—2). В этих панелях не были отмечены контурные трещины, а после появления диагональных трещин в заполнении они успешно сопротивлялись возрастающей горизонтальной нагрузке вплоть до разрушения железобетонного обрамления.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

До появления диагональных трещин в кладке деформации панелей были практически упругими (рис. I—48).
Влияние вертикальной нагрузки на прочность и жесткость каркасно-каменных панелей при перекосе изучалось Б. Смиттом на моделях стальных рам, заполненных цементным раствором. Каждый образец состоял из двух панелей и испытывался по схеме, показанной на рис. I—49,а. Эта схема позволяла избежать трудностей, с которыми приходится сталкиваться при загружении отдельно стоящей панели вертикальной нагрузкой с помощью системы гидродомкратов. Как известно, в последнем случае возникает необходимость в обеспечении синхронного перемещения нагружаемого ригеля панели и опор гидродомкратов.
Образцы Б. Смитта характеризовались следующими размерами: сечение стоек и ригелей стального обрамления — 3,2х19; 9,5х19 и 15,9х19 мм, заполнение — 203 (304; 406)х203х19 мм.
Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе

Часть образцов была испытана только вертикальной равномерно-распределенной нагрузкой. Картина разрушения этих образцов характеризовалась вертикальными трещинами в заполнении и раздавливанием раствора в нижней половине панели. В образцах, испытанных на перекос без вертикального обжатия, разрушение заполнения выражалось в виде диагональных трещин либо выкрашиванием раствора в нагруженном углу панели.
При интенсивности вертикального обжатия (σ0) до 0,5 R3 (R3 — предел прочности при сжатии заполнения) характер разрушения панелей при перекосе оставался таким же, как и при действии только горизонтальной нагрузки. По мере увеличения σ0 до указанного предела жесткость и сопротивление панелей горизонтальной нагрузке возрастали. При σ0≥0,5 R3 характер зависимости несущей способности панелей при перекосе от вертикальной нагрузки изменялся (рис. I—49, б). При этом, чем выше было значение σ0, тем отчетливее проявлялись характерные признаки разрушении панелей за счет вертикальной нагрузки.
Таким образом, опыты Б. Смитта, несмотря на то, что они были проведены на малых образцах, дали весьма ценную информацию о прочности панелей при перекосе в зависимости от величины вертикальной нагрузки в диапазоне от нуля до значения, вызывающего разрушение заполнения от сжатия. Эти же опыты показали, что интенсивность вертикального обжатия панелей существенно влияет на характер их разрушения при перекосе. Закономерность экспериментальных данных Б. Смитта станет очевидной после теоретического изучения напряженного состояния панелей, загруженных горизонтальной и вертикальной нагрузкой.
Учитывая, что в стенах зданий напряжения от вертикальной нагрузки, как правило, не превышают 0,5 сопротивления материала стен сжатию, Б. Смитт справедливо рассматривает вертикальную нагрузку как фактор, всегда увеличивающий несущую способность и жесткость каркасно-каменных стен при действии горизонтальной нагрузки.