книги из ГПНТБ / Вопросы сейсмостойкого строительства [сборник статей]

лы для случая усиления простенков вертикальными желе­ зобетонными включениями.

Конструкция стены, показанная на рисунке 3, на практи­ ке встречается довольно редко. Чаще приходится сталки­ ваться с конструктивными решениями, изображенными на рисунке 11. Первое из них характеризуется совмещенными оконными и дверными проемами. В этом случае подоконная

114

г

______

-V-

Рис. 11. Конструктивные решения наружных стен каменных зданий.

115-

кладка фактически не участвует в работе стены при сейсми­ ческом воздействии. Учитывается только ее вес, которым и

вой» разрезкой кладки. Отсутствие конструктивной пе|ревязки кладки простенков с подоконной кладкой, а также обыч­ но недостаточно плотное заполнение раствором вертикаль­ ных швов между этими частями стены приводит к тому, что при динамическом воздействии на здание в этих вертикаль­ ных швах раскрываются трещины [101. Это обстоятельство дает право принять в данном случае для антисейсмических поясов расчетную схему, представленную на рисунке 3 б, до­ полнив ее равномерно распределенной нагрузкой от веса подоконной кладки на участках между простенками.

На рисунке 11 в изображен фрагмент стены с «поясной» разрезкой кладки. В этом случае сейсмическое воздействие вызовет поворот и перекос только тех частей простенков, которые расположены выше уровня подоконной кладки,

пояса.

Таким образом, из рассмотренных примеров конструк­ тивного решения каменных стен следует, что для любого из них за основу может быть принята расчетная схема анти­ сейсмического пояса, представленная на рисунке 3. В отдель­ ных случаях ее следует дополнять в соответствии со специ­ фикой заданного конструктивного решения стены.

Полный расчет пояса должен слагаться из расчетов на усилия, возникающие как в плоскости стены, так и из плос­ кости. В последнем случае необходимо учитывать фактиче­ скую жесткость перекрытий здания.

П р и м е р

Необходимо построить эпюру изгибающих моментов для среднего антисейсмического пояса стены, изображенной на рисунке 12 при следующих данных:

Gio= Gi3 = G2o= G23= 3,84 т;

Gii = Gi2 = G2i = G22 = 2,68 т;

Qio = Qi3= 5,0 т; Qh = Qi2=7,5 т; Q2o==Q23=2,0 т; Q21 = Q22=2,44 т. qi = l,6 т/п. м; q2= l,5 т/п. м.

Расчет следует начинать с верхнего антисейсмического

•пояса. В первом приближении вертикальную нагрузку, при­ ходящуюся на каждый простенок второго этажа, определим,

116

пояса. Рассчитав его, определим значения Р21, по ним вто­ рично определим С2! и т. д. до получения удовлетворитель­

Таблица

Значения Р2,- (т) и С2,(м)

Приняв значения P2lпо результатам последнего при­ ближения, определим по формуле (4) значения к2г-:

Далее выполняем расчет среднего антисейсмическогопояса, придерживаясь описанной выше методики. В резуль­ тате получим:

Используя эти данные, построим эпюру изгибающих мо­ ментов для среднего антисейсмического пояса в предполо­

горизонтальных сейсмических сил, существенно отличаются диуг от друга.

В последнее время в специальной литературе были опу­ бликованы предложения различных авторов по методике расчета простенков с учетом сейсмического воздействия. Со­ гласно этим предложениям, вертикальная нагрузка на про­ стенок определяется в соответствии с его грузовой площа-

/

Р .и с. 12. К примеру расчета сейсмолояса.

дью. Предполагается также, что горизонтальное сейсмиче­ ское воздействие не вызывает изменений в распределении вертикальных сил по простенкам. Полагаем, что приведен­ ный выше пример расчета достаточно наглядно демонстри­ рует неприемлемость такого допущения.

Помимо этого некоторые из предложений по расчету простенков имеют другие условности, искажающие картину теоретического прогноза напряженно-деформированного со­ стояния простенка, работающего в составе стены здания при сейсмическом воздействии. Коротко рассмотрим наиболее типичные из них.

1 1 8

В работе [1] предлагается несущую способность простен ков при действии горизонтальных сил оценивать по сопро­ тивлению главным растягивающим напряжениям. Для опре­ деления последних значения напряжений ах, ау и тХу запи­

Взаимодействие вертикальных и горизонтальных сил игно­ рируется.

Авторы работы [12], рассматривая стену в деформиро­ ванном состоянии, исходят из другой крайности, полагая, что в предельном состоянии все простенки стены находятся в стадии, близкой к опрокидыванию, и контактируют с сейс­ мопоясами только в углах, соединенных сжатыми диагона­ лями. Основанные на этой позиции расчетные схемы авторы предполагают использовать не только для проверки несу­ щей способности простенков в так называемом «предельном состоянии», от которого простенки в реальных случаях мо­ гут быть весьма далеки, но и для определения внутренних усилий в сейсмопоясах.

В обеих рассмотренных работах в расчетах игнорирует­ ся возможность разрушения простенков из-за смятия на­ груженных углов, а в работе [12], помимо всего сказанно­ го, делается вывод о том, что железобетонное обрамление

ал дает право заключить, что расчетные модели несущих элементов стены каменного здания должны отражать усло­ вия совместной работы этих элементов при сейсмическом воздействии.

Кэтому выводу можно добавить еще следующие:

1.Прочность сцепления в кладке не оказывает влияния на

сопротивление перекосу узких простенков.

2 . Вертикальное армирование простенков вблизи граней бу­ дет тем эффективнее, чем меньше их ширина.

3.Горизонтальное армирование как узких, так и широких простенков предотвращает хрупкое разрушение и увели­ чивает несущую способность простенков как при сжатии, так и при перекосе.

но путем армирования их вертикальной напрягаемой ар­ матурой.

119

Ю. В. ИЗМАЙЛОВ, А. А. ЧУПРИНА

ИССЛЕДОВАНИЕ НАПРЯЖЕННОДЕФОРМИРОВАННОГО СОСТОЯНИЯ СТЕН КАРКАСНО-КАМЕННЫХ ЗДАНИЙ ВТОРОГО ТИПА ПРИ ВЕРТИКАЛЬНОЙ НАГРУЗКЕ

Современная тенденция к возведению зданий повышен­ ной этажности, в том числе и каменных, обусловила необхо­ димость разработки соответствующих конструктивных реше­ ний зданий.

Одним из таких решений является пространственный же­ лезобетонный каркас, ячейки которого заполняются камен­ ной кладкой.

В зависимости от технологических особенностей возведе­ ния, обусловливающих в свою очередь характер работы стен под нагрузкой, каркасно-каменные здания классифицируют­ ся на 2 типа [3]. Стены зданий 2-го типа обычно обладают довольно высокой несущей способностью при действии как вертикальных, так и горизонтальных сил. Об этом свидетель­ ствуют результаты соответствующих экспериментальных ис­ следований [4, 5]. Однако расчетные методы оценки несу­ щей способности таких стен пока недостаточно разработаны.

В настоящее время при проектировании каркасно-камен­ ных зданий 2-го типа расчет стен на вертикальную нагрузку ведется по одному из двух способов.

Согласно первому из них, заполнение не участвует в ра­ боте и учитывается только как нагрузочный элемент. Такое допущение приводит к необходимости совершенно неоправ­ данного увеличения несущей способности элементов желе­ зобетонного каркаса и, как следствие, отрицательно ска­ зывается на технико-экономических показателях здания в

121

Расчет каркасно-каменных зданий без учета работы за­ полнения влечет за собой та.кже неоправданное увеличение мощности фундаментов под колонны и ослабление фундамен­ тов на участках между колоннами каркаса.

Согласно второму способу расчета, каркасно-каменная сгена рассматривается как комплексная конструкция. В слу­ чае центрального сжатия разрушающая нагрузка определя­ ется по формуле [12]:

R, Rnp — расчетное сопротивление осевому сжатию соответ­ ственно кладки и бетона;

Ra — расчетное сопротивление арматуры;

F^ Fe — площадь поперечного сечения соответственно клад­ ки и бетона.

Коэффициент 0,85 при первом слагаемом в формуле (1) указывает на то, что к моменту разрушения железобетонных включений напряжения в заполнении достигают лишь 85°/. предела прочности при сжатии. Фактически такое положениесправедливо для частного случая сочетания деформативных свойств материалов, составляющих комплексную конст­ рукцию*.

С. С. Шукюровым были проведены испытания кладки из. мелких блоков пильного известняка, усиленной железобе­ тонными включениями, бетон для которых изготавливался ка известняковом щебне. В этих опытах разрушение комп­ лексных элементов начиналось с кладки, т. е. наблюдалась картина, обратная той, которая имела место при выполне­ нии кладки из кирпича, а железобетонных включений — из. обычного тяжелого бетона. Используя результаты этих опы­ тов, С. С. Шукюров предложил несущую способность комп­ лексных конструкций, аналогичных по деформативным ха­

случай сочетания деформативных свойств материалов, вхо­ дящих в состав комплексной конструкции. С. В. Поляковым, предложено (1) и (2) обобщить в виде:

где в зависимости от результатов соответствующих опытов.

* Основанием цлл вывода формулы (1) послужили оелультсть: испы­ таний комплексных конструкций с кирпичной кладкой.

122

•чшш из коэффициентов шк, шж.б. должен приниматься рав­ ным единице, а другой — меньшим единицы.

Как видно из анализа структуры формул (1) — (3), при­ менение методики расчета комплексных конструкций для каркасно-каменных стен не позволяет выявить характер рас­ пределения напряжений как по высоте, так и по длине стен. При использовании этого метода не представляется возмож­ ным рассчитать ригели каркаса; между тем их конструктив­ ные параметры в значительной мере определяют характер работы каркасно-каменной стены под нагрузкой.

В статье рассмотрены некоторые результаты исследова­ ния напряженно-деформированного состояния фрагментов каркасно-каменных стен при действии вертикальных нагру­ зок. Сделана попытка рассчитать эти стены методами строи­ тельной механики.

I. ИСХОДНЫЕ УСЛОВИЯ ЭКСПЕРИМЕНТА

Напряженно-деформированное состояние каркасно-ка­ менных стен при вертикальной нагрузке изучалось на фраг­ ментах, выполненных в lU натуральной величины с соблю­ дением принципов простого подобия твердых деформируе­ мых тел (рис. 1). Опытные образцы представляли собой одно- и трехэтажные фрагменты несущих стен здания и из­ готавливались в полном соответствии с технологией возве­ щения каркасно-каменных стен 2-го типа*.

Трехэтажные опытные стенки имели двутавровый профиль горизонтальных сечений. Это позволило обеспечить их устой­ чивость из плоскости и в известной степени учесть наличие стен поперечного направления.

В образцах П-1, К-2, Т-2 сцепление между заполнением и элементами железобетонного каркаса отсутствовало, что достигалось прокладкой бумаги по контуру заполнения. При изготовлении стенок П-2, П-7, К-1, Т-1 и Т-3, наоборот, были приняты все необходимые меры к обеспечению высокой прочности сцепления заполнения с монолитным бетоном стоек и ригелей каркасов. Материал заполнения по контуру тщательно очищался от пыли и увлажнялся. Испытания этих образцов показали, что прочность сцепления монолит­ ного бетона с камнем достигала значений соответствующей прочности последнего.

Стенки серии П выполнялись с глухим заполнением из монолитных легкобетонных плит. Довольно высокая одно­ родность такого заполнения позволила получить для него эпюры деформаций без резких изломов, характерных для обычной кладки.

* Специфика каркасно-каменных стен 2-го типа и технология их воз­ ведения описаны в работе [3].