Ранее обращалось внимание на то, что при перекосе каркасно-каменной панели возможно два случая нарушения ее монолитности. До сир пор мы рассматривали I случай, когда первые трещины появляются в заполнении панели при неповрежденном железобетонном обрамлении. Однако нельзя исключить из рассмотрения и II случай нарушения монолитности конструкции, наблюдаемый при появлении контурных трещин по контакту между заполнением и обрамлением панели (рис. IV—28, а).
С появлением таких трещин часть заполнения в значительной мере выключается из работы на перекос. В результате в активно работающей части заполнения напряжения и деформации увеличиваются, что в свою очередь обусловливает рост перекоса обрамления и воспринимаемой им доли горизонтальной нагрузки.
Таким образом, появление и развитие контурных трещин в панели сопровождается перераспределением усилий в ее элементах. При довольно высоких значениях прочности и монолитности заполнения становится возможным разрушение обрамления.
Хотя контурные трещины не характерны для стен каркасно-каменных зданий II типа, тем не менее, проявляя осторожность, продиктованную спецификой проектирования сейсмостойких зданий, этот вид нарушения монолитности стен должен быть учтен методикой расчетного определения параметров железобетонного каркаса таких стен.
Наличие в панели контурных трещин позволяет воспользоваться известной расчетной схемой, в которой роль заполнения играет раскос (рис. IV—28, б). Ширина условного раскоса (dп) зависит от длины площадок, по которым сохраняется контакт между заполнением и обрамлением панели
По данным различных авторов n = 0,5/0,75. Нетрудно убедиться, что с увеличением n опасность разрушения обрамления панели возрастает. Однако развитие контурных трещин одновременно приводит к росту напряжений в раскосе-заполнении.
По условию обеспечения сейсмостойкости здания параметры каркаса должны обеспечивать его сохранность вплоть до повреждения заполнения, в результате чего, как известно, происходит падение сейсмической нагрузки. Основываясь на результатах расчета и испытаний на перекос большой группы панелей, значение n в данном случае может быть принято равным 0,6.
Возвращаясь к расчетной схеме панели, представленной на рис. IV—28, можно записать
где Δ1 — горизонтальное перемещение верхнего ригеля рамы относительно нижнего при горизонтальной нагрузке 1 кг без учета работы заполнения;
Np — горизонтальная нагрузка, воспринимаемая рамой;
Δп — абсолютное укорочение раскоса под действием силы Р, направленной вдоль его оси.
Для рам с постоянным сечением элементов значение Δ1 может быть определено по формуле
Учитывая, что элементы каркаса рассматриваются в стадии, близкой к разрушению, в формулу (IV—64) следует вводить модуль упруго-пластичности бетона, который можно принять равным 0,7Еб0.
В первом приближении
где Fп — площадь поперечного сечения условного раскоса (Fп=bdп)
С учетом (IV—65) формула (IV—63) примет вид
Далее, зная значение Np = N — Pг, известными методами строительной механики определяются усилия в элементах безраскосной рамы, при этом продольные усилия в стойке суммируются с силой Рв.
Расчет поперечной арматуры в опорных сечениях стоек и ригелей рамы рекомендуется производить при действии перерезывающих сил, равных соответственно 0,65 Pг и 0,65 Pв.
Проверку несущей способности панелей при перекосе следует выполнять, используя методику расчета железобетонных конструкций. Так, например, при расчете стойки рамы на внецентренное растяжение эксцентриситет продольной силы определяется по формуле
где MА1, RA1 — момент и продольная сила в рассматриваемом сечении стойки при действии на безраскосную раму горизонтальной силы в 1 кг;
При е0 < 0,5/г — а несущая способность панели при перекосе может быть определена по формуле
Максимальное значение N, вычисленное по формуле (IV—71), для панелей с β=2,15 и заполнением из криковского известняка составило 18,8 т. Для таких же панелей с заполнением из альминского известняка № 1 величина N достигла 20,3 т. Таким образом, экспериментально установленные значения Nт и Np для некоторых испытанных панелей оказались выше соответствующих величин N, вычисленных по формуле (IV—71). В связи с этим уместно напомнить, что во всех этих панелях контурные трещины отсутствовали вплоть до разрушения панелей.
Более показательно в данном случае сравнение экспериментального и теоретического значений несущей способности панели К-2, обрамление которой разрушилось при горизонтальной нагрузке N = 28 т. Расчетное значение N для этой панели составило 22,5 т, то есть оказалось ниже экспериментального на 19,5%. Эта цифра в определенной мере характеризует степень справедливости допущений, принятых при разработке описанной выше методики расчета железобетонного обрамления каркасно-каменных панелей.
- Гипотезы разрушения каркасно-каменных панелей
- Расчетная схема и метод исследования напряженно-деформированного состояния панели
- Расчетное предельное состояние каркасно-каменных панелей
- Несущая способность и жесткость двухпанельных образцов стен
- Влияние характеристик каркасно-каменных панелей на их прочность и жесткость
- Деформации и характер разрушения каркасно-каменных панелей под нагрузкой
- Сопротивление кладки срезу
- Прочность и деформации кладки при центральном сжатии
- Усадка раствора в швах кладки
- Физико-механические характеристики материалов, использованных в опытах на каркасно-каменных стенах