Для описания поведения фрагментов каркасно-каменных стен под нагрузкой воспользуемся сначала результатами испытаний однопролетных одноэтажных образцов (панелей), загружавшихся только горизонтальной нагрузкой.
Эти опыты позволяют установить для панелей со сплошным заполнением три характерные стадии напряженно-деформированного состояния, последовательно наблюдаемые по мере роста горизонтальной нагрузили.
Стадия I. Конструкция работает как анизотропное монолитное тело, то есть сохраняются достигнутые при ее изготовлении связи в растворных швах и в контакте кладка — обрамление. Трещины в элементах рамы и в кладке отсутствуют.
Деформации элементов конструкции обусловливаются ее перекосом и изгибом в своей плоскости. Помимо этого, панель претерпевает сдвиг по основанию и поворот в направлении действия нагрузки. В целом панель испытывает сложное напряженно-деформированное состояние, применительно к которому термин «перекос» используется лишь как традиционный. Ближайшая к месту приложения нагрузки стойка рамы (А) работает на растяжение с изгибом, а более удаленная (В) — на сжатие с изгибом, причем первая из них подвержена изгибу в большей мере, чем вторая (рис. III—I). Ригели обрамления, изгибаясь, получают горизонтальные и вертикальные перемещения. В большинстве случаев в опытах был зафиксирован изгиб ригелей по всей длине в направлении к основанию испытательного стенда (рис. III—I).
По контуру заполнения возникают нормальные и касательные напряжения. В горизонтальном сечении вблизи верхнего ригеля преобладают касательные напряжения, возрастающие в направлении от стойки В к стойке А. В этом сечении у стойки А действуют растягивающие нормальные напряжения. Примерно на 1/4÷1/5 длины участка между стойками знак этих напряжений изменяется, В районе нижнего ригеля максимальные касательные напряжения характеризуются меньшими величинами, чем у верхнего ригеля.
В вертикальных сечениях у стоек касательные напряжения увеличиваются к низу, а нормальные — к верху панели, причем максимальные значения последних фиксируются у стойки А.
В качестве типичной иллюстрации описанной картины распределения напряжений вблизи контура заполнения на рис. III-2 и III-3 представлены эпюры деформаций εх и εу заполнения панели ВР-2,5 с β=2,15 при различных уровнях горизонтальной нагрузки.
Определенное представление о напряженном состоянии средней части заполнения на 1-й стадии работы панели дают эпюры деформации вдоль диагоналей (рис. III—4).
Напомним, что при испытании панели сосредоточенной нагрузкой, приложенной вдоль одной из ее диагоналей, упомянутые эпюры были симметричны относительно центральной точки панели (рис. II—5). Это обстоятельство отмечалось и другими авторами. Некоторые из них использовали его для построения расчетной модели испытанных конструкций.
При загружении каркасно-каменных панелей горизонтальной силой деформации, а следовательно, и напряжения вдоль обеих диагоналей заполнения убывали в направлении от стойки А к стойке В.
С уменьшением геометрической характеристики панелей (3 от 2,15 до 1,0 описанная выше картина деформирования элементов панелей в качественном отношении не претерпела изменений (рис. III—5).
Для более полного изучения напряженно-деформированного состояния панелей при испытании нескольких образцов с помощью тензометрических прогибомеров были произведены измерения деформаций заполнения по наклонным сечениям, параллельным сжатой диагонали (рис. IlI—6). Результаты этих наблюдений указывают на примерное равенство средних относительных деформаций заполнения по наклонным сечениям, симметричным относительно сжатой диагонали панели. Заслуживает также внимания факт активной работы всего объема заполнения при довольно высоких уровнях нагрузки. При аналогичных испытаниях каркасно-каменных панелей I типа обычно при весьма небольшой нагрузке в районе углов панелей, соединенных растянутой диагональю, появлялись контурные трещины. В сфере их распространения, охватывавшей зачастую больше половины периметра заполнения, последнее практически выключалось из работы.
На рис. III—7 представлены графики горизонтальных перемещений верха стойки А относительно низа панелей с β = 2,15, заполнение которых было выполнено из криковского известняка. Эти графики характеризуют жесткость панелей в стадии I. При их построении горизонтальное перемещение верха панели (Δ) определялось по формуле:
где εд — экспериментальное значение относительных деформаций сжатой диагонали панели;
h, l — расстояния между осями ригелей и стоек обрамления панели (рис. III—8).
Формула (III—I) получена, исходя из элементарных геометрических соображений (рис. III—8). Значения Δ могут быть также определены по результатам наблюдений за горизонтальными и вертикальными перемещениями концов стойки А. В этом случае следует пользоваться формулой:
где Δвг, Δнг — горизонтальное перемещение верха и низа стойки А;
Δнв — вертикальное перемещение низа стойки А;
z — расстояние от оси стойки А до точки, вокруг которой происходит поворот панели (рис. III—8).
Формула (III—2) учитывает, что на показания приборов, фиксирующих горизонтальное перемещение верха и низа стойки А, влияет поворот панели в своей плоскости, величина которого при прочих равных условиях зависит от податливости анкерного крепления стойки А к основанию стенда.
Поскольку определение величины z, входящей в формулу (III—2), связано с очевидными трудностями, от применения этой формулы пришлось отказаться1.
По средним значениям Д для 14 панелей с β = 2,15 и заполнением из криковского известняка был построен график, показанный на рис. III—7 жирной сплошной линией. Судя по этому графику, деформации панелей в стадии I носили преимущественно упругий характер.
Продолжительность I стадии работы под нагрузкой каркасно-каменной панели определяется ее конструктивно-технологическими параметрами и в первую очередь прочностью сцепления между раствором и камнем. Чем выше прочность сцепления в кладке, тем большей нагрузкой характеризуется граница I стадии работы конструкции.
Стадия II. С ростом нагрузки прогрессирует разрушение заполнения панели. Первые трещины развиваются по ширине и длину, появляются новые трещины в растворных швах, общаz ориентация которых соответствует направлению сжатой диагонали панели.
С появлением трещин в заполнении жесткость панелей заметно падает (рис. III—9), однако они продолжают сопротивляться возрастающей нагрузке. Во многих случаях после появления первой трещины в заполнении нагрузку на образец удавалось повысить в 1,5 раза и более.
Для панелей, работающих в стадии II, характерно отсутствие трещин в железобетонном обрамлении. Их появление (стадия II,а) означает окончание II стадии работы конструкции.
Стадия III. Дальнейшее увеличение нагрузки интенсифицирует разрушение заполнения. Наряду с расслоением кладки по растворным швам наблюдается разрушение отдельных камней за счет среза и изгиба. Ширина раскрытия многих трещин превышает 10 мм. Неповрежденными остаются лишь участки кладки у незагруженных углов панели. Развиваются трещины в нормальных и наклонных сечениях ригелей и стоек обрамления. Наиболее интенсивное трещинообразование наблюдается в узлах рамы. Жесткость конструкции падает. Напряжения в растянутой арматуре стойки А достигают предела текучести. Растущие перемещения панели и деформации ее элементов сопровождаются падением нагрузки. Вся конструкция достигает состояния разрушения. Однако даже в этом состоянии ее несущая способность не исчерпывается полностью. Некоторые панели после разрушения испытывались вторично, при этом они выдерживали до 85—90% разрушающей нагрузки.
На рис. III—10 на примере панели ВР-6 показана последовательность образования трещин в заполнении и обрамлении, а на рис. III—11 приведена фотография панели после испытаний на перекос.
Судя по графикам горизонтального перемещения верха панелей относительно низа, расчетная модель зависимости Δ—N может быть представлена в виде диаграммы, показанной на рис. III—12.
Спокойный характер разрушения каркасно-каменных панелей II типа, способность воспринимать возрастающую нагрузку при поврежденном заполнении, уменьшение жесткости после появления трещин в заполнении и, наконец, свойство восстанавливать большую часть несущей способности после снятия разрушающей нагрузки — все это положительно характеризует рассматриваемое конструктивное решение стен зданий с точки зрения их сейсмостойкости. Однако описанная выше картина поведения при действии возрастающей горизонтальной нагрузки характерна для панелей, конструктивные параметры которых обеспечивают начало их разрушения с заполнения. Между тем возможны и такие случаи, когда разрушение панелей начинается с обрамления. Чем выше прочность и монолитность заполнения, тем вероятнее при прочих равных условиях возможность такого характера разрушения.
В этом отношении показательны испытания панели К-2, имевшей сплошное заполнение из легкого бетона. В связи с тем, что заполнение изготавливалось в металлической опалубке, его грани были довольно гладкими. Это отрицательно сказалось на прочности их контакта с бетоном обрамления. Кроме того, можно полагать, что, в силу повышенной усадки легкого бетона, еще до начала испытаний по контуру заполнения развились нормальные к касательные напряжения. В сумме оба эти обстоятельства обусловили возможность появления контурной трещины в панели под нагрузкой. Пройдя по контакту с нижним ригелем и стойкой трещина пересекла эти элементы при нагрузке 28 т (рис. III—13).
Наступление этого момента сопровождалось настолько резким увеличением горизонтального перемещения панели, что его не удалось зафиксировать тензометрическими прогибомерами. Попытка увеличить нагрузку не дала желаемого результата, поскольку сопротивление панели в таком состоянии обусловливалось лишь арматурными стержнями рамы, напряжения в которых достигли σт. Таким образом, появление и развитие трещин в обрамлении данной панели практически означало ее разрушение при неповрежденном заполнении.
Аналогичный характер разрушения наблюдался при испытании панелей с заполнением из крупных блоков пильного известняка Альминского месторождения № 1. Эти блоки имели высоту равную высоте заполнения; их контактные грани не были очищены от довольно толстого, в данном случае, слоя технологической пыли, которая, как известно, препятствует формированию прочной связи камня с раствором или монолитным бетоном. По этой причине и в этих панелях контакт между обрамлением и заполнением был существенно ослаблен. Само же заполнение, как и в панели К-2, характеризовалось довольно высокой прочностью.
Таким образом, возможны два случая разрушения каркасно-каменных панелей при перекосе. В первом случае разрушение начинается с заполнения, когда несущая способность рамы еще не исчерпана. В этот момент конструкция обладает определенным запасом прочности, а жесткость ее характеризуется существенно меньшей величиной по сравнению с начальной жесткостью. Оба эти обстоятельства, как уже отмечалось выше, способствуют предотвращению обрушения здания при сейсмическом воздействии.
Второй случай разрушения каркасно-каменных панелей характерен тем, что конструкция сохраняет высокую жесткость вплоть до почти полного исчерпания несущей способности, происходящего в результате разрушения элементов железобетонного каркаса. При этом несущая способность заполнения используется неполностью. С точки зрения сейсмостойкости такой характер разрушения стен здания является нежелательным.
Это обстоятельство позволяет сформулировать одно из основных правил проектирования каркасно-каменных зданий, суть которого сводится к тому, что выбор параметров заполнения и железобетонного каркаса должен производиться, исходя из условия обеспечения возможности разрушения стен по заполнению, играющему в этом случае роль частично выключающихся связей.
Этот принцип прежде всего накладывает определенные ограничения на прочностные характеристики кладки, ибо необоснованное их повышение влечет за собой увеличение расхода стали и батона для каркаса. Следовательно, при использовании в качестве заполнения кладки более высокой прочности, чем требуется по расчету здания на основные и особые сочетания нагрузок, несущая способность стен может оказаться неоправданно завышенной, а их экономические показатели, естественно, ухудшенными.
В начале книги мы отмечали, что каркасно-каменные здания являются разновидностью рамно-связевых систем. В силу этого сформулированный выше принцип проектирования каркасно-каменных зданий может быть распространен и на здания с бетонными диафрагмами жесткости. В последнее время это мнение получает все большее признание среди специалистов сейсмостойкого строительства. В некоторых отечественных проектах каркасных зданий с диафрагмами жесткости последние выполняются из легкого бетона. Японские специалисты К. Муто, Н. Омори и Т. Такахаси предложили для уменьшения жесткости железобетонных диафрагм предусматривать в них сквозные прорези. После экспериментальной проверки это предложение было реализовано при строительстве нескольких зданий.
- 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
- Конструкция моделей фрагментов каркасно-каменных стен и их изготовление
- Методика испытаний на перекос моделей фрагментов каркасно-каменных стен
- Принципы моделирования опытных образцов каркасно-каменных стен
- Зарубежные исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе
- Исследования несущей способности каркасно-каменных стен при перекосе выполненные в России
- Поведение каркасно-каменных зданий при землетрясениях