The Design for Composite Action of Brickwork Walls on Steel Beams
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The Design for Composite Action of Brickwork Walls on Steel Beams
Berechnungsverfahren für die Verbundwirkung von Ziegelmauerwerkswanden auf Stahlbalken B. Stafford Smith, J. R. Riddington, Department of Kurzfassung : Der Beitrag befaBt sich mit einer Berechnungsmethode fUr Verbundkonstruktionen aus Stahltragern und Mauerwerkswanden. In solchen Konstruktionen kommt es haufig vor, daB sich in den Wanden eine StUtzlinie ausbildet. Infolgedessen treten an den Auflagern der Wande Spalll1ungskonzentrationen auf. AuBerdem ist das maximale Biegemoment klein im Verhaltnis zu dem Wert, den man unter der AllI1ahme gleichmaBiger Lastenverteilung erhalt. Die Spalll1ungskonzentrationen in den Wanden und die Biegemomente in den Balken, die nach dieser Methode bemessen werden, liegen in einem sicheren Bereich. Es werden auch Kurven gezeigt, mit deren Hilfe dieses iterative Bemessungsverfahren aIs direkte Bemessungsmethode angewandt werden kalll1. I. Civil Engineering, University of Southampton, GB The Design for Composite Action of Brjckwork Walls on Steel Beams A design method is developed for wall on steel beam structures. The wall tends to arch across the span with the result that stress concentrations develop in the wall elose to the supports. AIso, the maximum beam bending moment is small compared with the value obtained by considering the load distributed uniformly over the span. The design method ensures that the stress concentrations in the wall and the bending stresses in the beam are within safe limits. Curves are presented which convert this basically iterative design situation into a direct design method. Conception prévoyant l'action composite des murs de maçonnerie sur des poutres en acier On développe une méthode de calcul pour les structures comportant des murs sur poutre d'acier. Le mur a tendance à se vou ter au-dessus de la portée et en conséquence des concentrations de tensiom se développent dans le mur dans le voisinage des supports. De même, le moment de flexion maximal de la poutre est faible par comparaison aux chiffres obtenus à l'hypothese de charge uniformément répartie sur toute la portée. La méthode de calcul et de conception a pour but d'assurer que les concentrations de tensions dans le mur et les tensions de cintrage dans la poutre restent dans les limites de sureté. Les courbes présentées convertissent cette méthode de calcul essentiellement itérative en une méthode de conception directe. Einleitung Eine Wand, die auf einem Balken aufliegt, neigt dazu - wie in Abb. 1 dargestellt -, zwischen den Auflagern aIs Gewéilbe zu tragen. Die vertikale Belastung des Balkens durch die Wand druckt den Balken im mittleren Bereich der Spalll1weite von der Wand weg . Im Falle einer schweren Belastung kéilll1en durch diese Wechselwirkung horizontale Risse und sogar eine sichtbare Trennung des Balkens von der Wand auftreten. Die Gewéilbewirkung schafft Konzentrationen der vertikalen Druckspalll1ungen lmd der horizontalen Schubspalmlmgen in der Wand Uber den Lagern. Die Umlagerung der vertikalen Last auf dem Balken hin zu den Lagern verursacht ein viel kleineres Biegemoment im Balken, aIs welll1 die gleiche Wandlast gleichmaBig uber die Spalll1weite verteilt ware. Der Horizontalschub des Gewéilbes wird durch die Zugbandwirkung des Balkens aufgenommen, der deshalb zusatzliche Langszugspalll1ungen erhalt. Das Berechnungsverfahren sieht einen Balken vor, bei dem sichergestellt ist, daB die Spannungen in der Wand und im Balken sowie die Durchbiegungen in annehmbaren Grenzen bleiben. Es wurden schon frUher Bereelmungsverfahren entwickelt, die der Gewéilbewirkung Rechnung getragen haben. Die Verfasser glauben, daB das hier vorgelegte Verfahren Einfachheit mit einem vemUnftigen Genauigkeitsgrad verbindet und damit ein wirklichkeitsnaheres praktisches Verfahren liefert, aIs bisher zur VerfUgung stand. 282 Der Balken wird aul Zug und Biegung beansprucht Beam acts in tension and in bending Abb. 1: Zusammenwirken der Kralt in der Wand aul einem Balken Fig. 1: Composite Action 01 Wall on Beam V 4 6 K = 3 EwtL EI .. [2] Hierin sind Ew und t der Elastizitatsmodul bzw. die Wanddicke und EI die Biegesteifigkeit des Balkens. Die A.hnlichkeit zwischen K und dem in der Theorie des Balkens auf elastischer Bettung benutzten Parameter zeigt die A.hnlichkeit der Probleme. Es ist zu bemerken, daB die Hohe der Wand nicht vom Para meter erfaBt wird. Green und Burhouse haben gezeigt, daB bei Wandhohen liber 0.6 L Veranderungen in der Spannungsverteilung in der Nahe des Balkens unbedeutend sind. Aus diesem Grund, aber auch um ein hohes Gewolbe zu gewahrleisten und damit ein NachauBengleiten der Wand auf dem Balken zu vermeiden, ist eine Beschrankung auf Wande húher ais 0.6 L in dem Berechnungsverfahren inbegriffen. In einem der Versuche von Burhouse, bei dem die Wandhohe 0.33 L war, trat ein Gleiten in der Grenzfuge ein. Die Verfasser fUhrten eine Reihe von Versuchen durch an Modeilen mit Wanden aus zahnmedizinischem Gips auf einfach gelagerten Stahlbalken mit Rechteckquerschnitt, um die Beziehung der Gleichung (1) zu ermitteln. Balken mit drei unterschiedlichen Steifigkeiten wurden für gleich groBe Wande verwendet. Eine gleichformig verteilte Last wurde auf die Wand aufgebracht. Dehnungen in den Ecken der Wand wurden mit Huggenberger MeBgebem gemessen, uhd die Kontaktlange wurde mit Hilfe von ReiBlack, der liber die Grenzfuge zwischen Wand und Balken gestrichen war, verfolgt. In ailen Fallen trat das Versagen durch Zerdrlicken des Kittes ein; die Bruchlast wurde in jedem Fali notiert. Es war moglich, aus jedem Versuch drei verschiedene Werte der Konstanten B abzuleiten: 4 2 o~~----------------------~~ Abb. 2 a : Verteil ung der vertikalen Druckspannung Fig. 2 a : Vertical Compressive Siress Distribution 1·0 0·5 O~--L_---------_-.J._~ Abb. 2 b: Horizontale Verteilung der Scherspannung Fig. 2 b: Horizontal Shear Stress Distribution lK L D ie Verfasser glauben, daB dies auf eine Überschatzung der wirklichen Werte hinauslauft, weil es schwierig war, die volle RiBlange festzusteilen: b) aus der berechneten groBten Wandspannung fb mit a) aus der abgelesenen Kontaktlange mit B c L Abb. 2c: Ungefiihre Spannungsverteilung Fig.2c: Approximated Stress Distribution B Theoretische Grundlage Das AusmaB der Gewolbewirkung und die daraus resultierende Spannungsverteilung im Wand/Balken-System ist von ihren relativen Steifigkeiten abhangig. Mit Veranderung der Balkensteifigkeit von sehr steif zu sehr flexibel verandert sich das Gesa mttragverhalten von dem eines gleichmaBig belasteten Biegebalkens zu dem eines Bogens mit Zugband. Das wÍrtschaftlichste Berechnungsverfahren ist das, welches den leichtesten Balken ergibt und dabei die Wand- und Balkenspannungen sowie die Durchbiegungen des Balkens innerhalb der zulassigen Grenzen halt. 2. Wenn eine Gewolbewirkung eintritt und sich der Balken im mittleren Bereich der Stützweite von der Wand lost, nimmt die Verteilung der Schubspannungen und der vertikalen Spannungen in der Berührungsflache zwischen Wand und Balken die in den Abb. 2 a und 2 b gezeigte typische Form ano Beide Verteilungen kúnnen sinnvoil durch Dreiecksverteilungen angenahert welden, die typisch - aber in unterschiedlichen MaBstaben - in Abb. 2 c dargestellt sind. In Abb. 2 c wird die Kontaktlange ,,1" durch die relative Steifigkeit von Wand und Balken bestimmt, denn je steifer der Balken ist, desto grúBer ist die Kontaktflache. Die Unge "I" kann ausgedrUckt werden durch das Verhaltnis I B L K .. [1] wobei B eine Konstante und K ein dimensionsloser Para meter der relativen Steifigkeit isto = Ww·K fb· tL -;;----::- = - . . [3] c) aus der Bruchfestigkeit der Wand wf unter der Annahme, daB das Versagen eintrat, wenn die dreieckig verteilte Druckspannung die Druckfestigkeit des Kittes fbu erreichte B = Wwc · K fbu· t .. [4] Es ist zu vermuten, daB die Gleichungen (3) und (4) B zu niedrig einschatzen, wegen der in Abb. 2 (a) gezeigten Form der Spannungsvertei1 ungskurve . . Tabelle 1 zeigt die Werte von B, die aus den Ergebnissen der Modellversuche nach den oben angeflihrten drei Verfahren ermittelt wurden. Weitere Werte von B sind in Tabeile 2 angegeben; die beiden ersten stammen von halbgroBen Wanden, hergestellt aus normal groBen Ziegeln auf Stahlbetonbalken; sie wurden an der Universitat Southampton gemessen [5]. Die letzten beiden Ergebnisse in Tabelle 2 stammen von normal groBen Ziegelmauerwerkswanden auf einbetonierten Stahlbalken; sie wurden von der Building Research Station geprlift. Auf der Grundlage der in den Tabeilen 1 und 2 angegebenen Ergebnisse wurden Werte von B für das Bemessungsverfahren angenommen, die libliche Schatzungen fiir die verschiedenen betrachteten Spannungen liefem sollen. B wird zu 0.75 für die Berechnung der hochsten vertikalen Wandspannung angenommen, zu 1.5 EUr das Biegemoment im Balken, zu 1.0 flir die Schubspannung in der Fuge zwischen Wand und Balken. Der letztgenannte Wert ist wegen der in den Abb. 2 (a) und (b) gezeigten unterschiedlichen Spannungsverteilungen groBer ais der für die vertikale Wandspannung. 283 Tabelle 1 : Modell-Versuchsergebnisse /Model Test Results Versuchf Test Balkenhühef Beal11 depth (mm) E (KNf mm2) Geschatzter B-Wertf Estimated B value I (1) (2) Ver(3) Spanbund- nungsVerlangef spitzef sagenf Contact Peak Failure length stress i K I 1 2 3 4 , I 18 12 6 12 16.3 16.1 13.5 13.5 I I I I 11.2 1.02 1.16 1.21 1.09 15.1 24.2 14.4 0.90 0.77 1.28 0.98 I I I 0.78 0.96 1.02 0.90 Tabelle 2: Ergebnisse von Versuchen an MauerwerkfBrickwork Test Resu!ts I I K Geschatze B-Wertef I Estimated B value (2) (1) SpanVerbund(3) nungslangef Versagen f spitzef Con tact Failure Peak length stress I R.-C.-BalkenfR. C. Beal11s Ul11mantelte BalkenfEncased Beams 10.46 15.35 -5.93 8.63 1.16 1.28 1.26 1.08 I - I - 1.16 I - 1.23 1.10 3. Ableitung der Bemessungsforme1 3 (i) Hochste vertikale Wandspannung Wenn man das vertikale Gleichgewicht in der Fuge zwischen Wand llnd Balken betrachtet und eine dreieckige Spannungsverteilung annimmt, ist fb ·lt Unter der Annahme = Ww 0.75 K L ist .. [5] Setzt man K aus Gleichung (2) ein Balken-Problemen haben ergeben, daB die Wirkung dieser Verbundspannungen insgesamt von geringerer Bedeutung ist als die Spannungen aus den vertikalen Kraften allein. Deshalb wird die einfachere herkommliche Naherung unter Berlicksichtigung der Balkenbiegung allein unter der Einwirkung der vertikalen Wechselkrafte angenommen. Es ist zu beachten, daB die obigen Ausflihrungen liber Spannungen fUr Ba1ken mit symmetrischen Querschnitten wie Z. B . Walzprofile gelten. Die Ausflihrungen treffen nicht notwendigerweise flir asy mmetrische Querschnitte wie Z. B. solche aus Stahlbeton zU. Die Berechnungen haben auch gezeigt, daB die Wirkung des Einbetonierens des Stahlquerschnitts darin liegt, daB sowohl die Wand- und die Balkenspannungen als auch die Balkendurchbiegung abgemindert werden und daB die Druckspannungen in der Betonummantelung gering gegenliber den gewohnlichen Betonfestigkeiten sind. Daher ist unter der Annahme der dreiecksformigen Spannungsverteilung das Biegemoment im mittleren Bereich der Spannweite Wwl M = -6 Nimmt man flir Biegung I 1.5 K L an, so ergibt sich · . [7] Damit ist die Spannungsspitze im Balken WwL fst = 4KZ Versuche in natlirlichem MaBstab haben immer gezeigt, daB die Balkendurchbiegungen auBerordentlich klein sind; daher wurde kein spezielles Durchbiegungskriterium in das Bemessungsverfahren aufgenommen. Es wurde jedoch spater eine Bedingung fUr die kleinste Balkenhohe aufgestellt, um die Durchbiegung aus Eigenlast bei sehr leichten Balken zu beschranken. 3 (iii) Schubspannungsspitze in der Grenzfuge zwischen Wand und Balken Es ist eine ausreichende Schubfestigkeit der Wand und der Balkenummantelung erforderlich, um den l horizontalen Gewolbeschub aus der Wand in den aIs Zugb~nd wirkenden Stahlbalken einzuleiten. Green [3] bat die Methode der finiten Elemente flir die Schatzung der horizontalen Kraft zu etwa W w /4 benutzt und Wood [7] hat unte r Berlicksichtigung einer parabolischen Stlitzlinie einen Wert von W w /4.4 geschatzt. Nimmt man einen Wert von W w /4 an, dreiecksformig liber eine herkommliche Lange verteilt, von 4 fb = W W 0.75Lt und nimmt man an E; = . ;0' VE so ergibt sich fb 0.75 L EI so ist Ww hk ' Sc1lU bspannungsspltze . un dd le , .. [6] ,tL 2 4 d. h. flir Ziegelmauerwerk/Stahl 3 (ii) Hochste Biegespannung und Durchbiegung des Balkens Die wechselseitig wirkenden vertikalen Druck- und horizontalen Schubkrafte verursachen im Balken Biegung mit Achszug. Die auswarts gerichtete Schubkraft wirkt ausmittig auf den Balkenquerschnitt und verursacht daher eine betrachtliche Abminderung der Biegespannungen aus Vertikalkraft. Der nach auswarts gerichteten Schubkraft wird durch die Kraft im Zugband das Gleichgewicht gehalten, wodurch sich die Zugspannungen vergroBem und die Druckspannungen vermindemo Berechnungen flir einen weiten Bereich von Wand284 1.0 K 3 w' t L 4 Ww · . [8] = WwK ~ · . [9] Ein Sclútzwert flir die Grenzschllbfestigkeit des Ziegelmauerwerks 's ist gegeben durch 'u = 'bs + [Lf e .. [10] wobei 'bS die Haftschubfestigkeit, [L der Beiwert der inneren Reibung llnd fb die Druckspannung normal zur Schubflache sind. Ein herkommlicher Schatzwert flir f.1. zwischen Ziegelmauerwerk llnd der Betonummantelung ist 0.5 llnd bei fehlender Ummantelung 0.3 [8] zwischen Ziegelmauerwerk und dem Stahlbalken. Damit ergibt sich flir einen ummantelten Balken 'u = 'bs + 0.5fe . . [11 ] ulld für eillell nicht ul11l11antelten Balken, bei dem die Haftung zwischen Ziegelmauerwerk und Stahlunzuverlassig ist, "u = O.3fc .. [12] Die Schubsparulungsspitze tritt llahe dem Auflager auf, wo der Wert VOll fb durch Gleichung (5) gegebell ist zu WwK fb = 0.75 Lt Da mit Silld die erreichbarell Festigkeitell: für einell ul11l11antelten Balkell WwK "u = "bs + 0.67 ----rt ulld für eillellllicht Uml11allteltcll Balkell O.4WwK Lt · . [13] · . [14] W enll l11all die Gleichullgen (9) ulld (13) für ummantelte Balken ulld die herkol11l11lichen Annahmen für die Schubspallllungsverteilullg sowie [.L betrachtet, scheillt es vemünftig, eill Schubversagen ais Grellzzustand auBer acht zu lassen. Dell Verfassem Silld keine Falle VOll Schubversagen bei Versuchell all Wandell mit eiller Héihe gtéiBer aIs 0.6 L bekallnt. Wenn l11all jedoch die Gleichungen (9) und (14) für llicht ummantelte Q uerschnitte beachtet, kann die Schubspannung leicht die Schubfestigkeit übersteigen; daher sind die llichtummantelten Balken aus dem Bemessullgsverfahren ausgenommen, es sei delln, daB besondere MaBllahmen für die seitliche Einspannung dcr Wand vorgesehen werdell. 4. Formulierung des B'e messungsverfahrens 4 (i) Wandspannungen aIs bestimmendes Bemessungsmerkmal D ie Gleichung (6) kann so umgeformt werden, daB das Traghcitsmorncnt des Balkens - das notwendig ist, damit die Spannungsspitze ihren zulassigen Wert Pb nicht überschreitet gegeben ist durch oder , Ww 1 >= - - - - .9.5 Lt 3 Pb 4 · . [15] Gleichung (15) führt zu einem Balken, der die Wandspannungsbedingung erfüllt; sie genügt aber nicht unbedingt der für die Stahlbiegespannung gegebenen Bedingung. Deshalb ist eine Pt üfung der Stahlspannungen erforderlich. Unter Verwendung der Gleichung (8) und Hinzufügung des W iderstandsmoments Zs, das fiir das Balkeneigengewicht etfo rderlich ist, ergibt sich WwL Z> = - - + Zs 4Kpst .. [16] In bestimmten Fallen, bei dellen die Belastung sehr gering und das Ziegelmauerwerk sehr fest ist, besteht die Méiglichkeit, nach diesem Verfahren einen Balken mit so kleinem Querschnitt zu bemessen, daB seine Durchbiegung unter Eigengewicht unannehmbar groB isto Die von den Verfassem untersuchten Eigengewichtsdurchbiegungen führten dazu, eine begrenzte kleinste Balkenhéihe von L/25 zu empfehlen. Damit ist sichergestellt, daB die gesamte Balkendurchbiegung illfolge Wandlast ulld Eigengewicht nicht L/300 überschreitet. Wiederholte Bereclmungen zeigtell, daB die Begrenzung der Balkenhéihe eine bedeutellde Nebenwirkullg hat, die darin liegt, daB eine Balkenbemessung nach Walldspannungen gemaB Gleichung (15) automatisch die Bedingullg für die Balkenbiegespannullg nach Gleichullg (17) erfüllt, wenn die zulassige Ziegelmauerwerksspannung kleiller ais 6000 KN /m2, die Wanddicke kleiller aIs 340 mm und die Balkenhéihe nicht kleiner aIs L/25 isto Deshalb kann der Balken nur nach der Grellzbedingullg für das Ziegelmauerwerk bemessen werdell, ulld zwar, falls erforderlich, bis zu L/25 ohne irgendeine Prüfung der Balkellspannung. Wenn die zulassige Ziegelmauerwerksspannung gréiBer ist ais 6000 KN / m2, ist es notwelldig, die Balkenspannung unter Verwendung der Gleichung (17) zu prüfen. Diese Prüfung muB vorweg durchgeführt werden vor irgelldeiller VergréiBerung der Hohe auf L/25, da Gleichung (17) voraussetzt, daB die Walldspannung gleich ihrem zulassigen Wert ist und dies nicht mehr der Fall ware, wenn die Balkenhéihe wachst. 4 (ii) Balkellbiegespannullgell aIs bestimmendes Bemessullgsl1lerkl1lal Wenn die Balkenbemessung llach Gleichullg (15) nicht den Anforderungen der Gleichung (17) entspricht, sind nur die Wandspannungen eingehalten, und es ist eine emeute Bemessung der Balken notwelldig, um die Stahlspalmullgsbedingung zu erfüllen. Die Bemessung sollte nun nach Gleichung (16) erfolgcn. Es ist zu beachtell, daB es falsch ware, den Balken zunachst unte r Vemachlassigung des Eigengewichts zu bemessen und dann einell Zuschlag von Zs zur Berücksichtigung des Eigengewichts vorzunehmen. Das ware faIsch, weil mit dem Steiferwerden des Balkens im Hinblick auf das Eigengewicht sich der Wert K andem würde und dies zu einer Verschiebung der Wand-/ Balkell-Wechselkrafte zur Mitte der Spannweite führen würde. Die Gesamtwirkung ware, daB das Balkenmoment den Bemessungswert überschreiten würde. W enn der Balken nach Gleichung (15) bemessen ist und auch Gleichung (17) erfü11t, bleiben sowohl Wand- aIs auch die Balkenspannungen unter ihren zulassigen Werten. Das Problem muB llun iterativ geléist werdell, illdem eill Querschnitt gewahlt wird, K nach Gleichung (2) berechnet ulld dann der erforderliche Wert VOll Z nach Gleichung (16) bestimmt wird. Dieser wird mit dem gewahlten Z des Balkens verglichen. Mit eillem verbesserten Z ist schlieBlich die Berechnullg zu wiederholell, bis die beidell Werte von Z hinreichelld llahe beieillander liegen. Das Problem wurde untersucht unter Bellutzullg des HEWLETT-PACKARD-PROGRAMM-RECHNERS für Kombillatiollen VOll drei Spannweitell, drei Wanddicken ulld zwei Stahlfestigkeitell. Bei jeder Berechnung wurde eill gewahlter Querschllitt mit verschiedellell Spannweiten, Wand- ulld Stahl-Daten kOl1lbiniert. Werte hir K ulld Zs wurdell erreclmet zusammell mit der maximalen Wandlast W w, die das System tragen kéillnte. Es ist zu beachten, daB die Gleichung (17) nur verwendet werden so11, um die nach Gleichung (15) bemessenen Balken zu prüfen. Es ist keine allgemeine Bemessungsgleichung, weil sie ungültig wird, wenn die Ziegelmauerwerksspannung nicht gleich Pb isto Die Ergebllisse zeigen eine Beziehung zwischen K und der Belastungsintellsitat Ww /L für jede Wallddicke und Stahlfestigkeit. Die Ergebnisse für eine Kombinatioll Silld in Abb. 3 dargestellt. Wenn die Wand bis zu ihrem zulassigen Wert beansprucht wird, ist K durch die Gleichung (5) gegeben; diese liefert: · . [17] 285 1·0 , . . - - - - - - - - - - - - _ 3Sr-------------------------------~ 30 20 .6 15 "õ " :l <ii SQ; 10 3: " .3 5 ·2 o ~o 100 150 W/L 250 200 ·1 KN/m Abb. 3: Verhãltnis zwischen K und W/L lür Stahl 50 und Wanddicke 225 mm Fig. 3: Relation between K and W/L lar Grade 50 Steel and Wall Thi ckness 01 225 mm o 20 40 60 ~s) Abb. 4: Verhãltnis von (1 _ Fig.4: Auf diese Weise wurde eine Kurvensehar für K in Abhangigkeit von Ww/L konstruiert, indem die zuverlassigsten Punkte, d. h. diejenigen mit dem kleinsten K, für einen bestimmten Ww /L Wert angenOl11men wurden. Diese sind in Abb. 5 gezeigt. DieErgebnisse zeigten aueh eine engeAbhangigkeit vonZs /Z und W w/L2, wie in Abb. 4 gezeigt wird. Diese ist im wesentliehen unabhangig von der Wanddieke und der Stahlfestigkeit. Z Eine zuverlassige Kurve für log (1 - ~) in Ablúngigkeit zu W w/L2 wurde konstruiert - siehe Abb. 6. Der dimensionslose Ausdruek (I - ~) wird aIs eine Verander- liehe C festgesetzt. I · hung (16) Z - Zs ;;::: -WwL Aus Gele 4Kpst and W/L' Zs Relation between (1-Z) and W/L' Weml erforderlieh, sollte die Quersehnittshohe - wie vorgenannt - auf L/25 erhoht werden, um sieh gegen Eigengewiehtsdurehbiegung abzusichem. 5. ZusalI11l1enfassung des Bemessungsverfahrens Wenn man die oben besehriebenen Bemessungsbedingungen und femer andere offensichtliche Beschrankungen beachtet, wie z. B. die Vermeidung von Üffnungen im Mauerwerk, das aIs Gewolbe wirkt, oder von starken ausmittigen Lastverteilungen auf der Wand, ware das folgende Bemessungsverfahren vorzuschlagen: Verfahren I: Weml die zulassige Ziegelmauerwerksspannung Pb für die Bemessung 6000 KN / m2 nicht übersehreitet, gilt: 1. Wahl eines Stahlquersehnitts unter Verwendung von I> - W w 9.5Lt 3p' .. [19] b 4K(1-s)Pst Z . . [18] Damit ist es moglieh, einen Stahlquersehnitt unmittelbar für die Stahlspannungsbedingung unter Verwendung der Abb. 5 und 6 sowie Gleiehung (18) zu bemessen. Für Wanddieken, die zwisehen denen in Abb. 4 angegeben liegen, konnen zuverlassige Werte dureh direkte Interpolation gefunden werden. 286 100 , . I1 dI ergl'bt sle a ler Z ;;::: -W"L Z -- WwL o der Z ;;::: 4KCpst 80 2. Wenn erforderlieh, ist die Hohe auf L/25 Zl1 vergroBem, um sicherzustellen, daB das Tragheitsmoment I nieht kleiner ist, aIs nach Gleichung (19) gegeben. 3. Priifung des Vertikalschubes . Verfahren lI: Wenn die zulassige Ziegelmauerwerksspannung Pb 6000 KN/ m2 überschreitet, gilt: 1. Wahl eines Stahlquerschnitts unter Verwendung der Gleiehung (19) wie nach Verfahren I. 35r-r---~------------------------~ \ \ '·0 V- GRADE 43 STEEL I 3 O I--t--'---f- P = 222 MN 1m2 25 GRADE 50 STEEL P ,=308 MN/m 2 0·8 V st u ., V 0 ·(; / õ // ~ ~ 0·4 st --- / Ú 0·2 -- I o 1 --- 2 3 4 6 8 10 20 W I L2 KN/m 2 30 40 60 80 100 Abb. 6 : Wert von C ais Funktion von W/L 2 Fi9: 6: Value of C as a Function of WjL2 -5~-----+------~------r------+------1 o 50 100 150 WI L KN/m. 250 200 Abb. 5: Steilheit (Parameter K) ais Funktion der Aullast Fig. 5 : Value 01 Stiffness Parameter K as a Function 01 Loading Intensity 2. Prüfen, ob das gewahlte Widerstandsmoment der Gleichung .. [20] genügt. Wenn die Gleichung (20) erfüllt ist, wird zu den Schritten 2 und 3 des Verfahrens I übergegangen. Wenn nicht, wird der nachstehende Schritt 3 ausgeführt. 3. Verwende die Abb. 5 und 6, um Werte der dimensionslosen GroBen K bzw. C zu bestimmen. Falls erforderlich, ist zu interpolieren. Auswahl eines zweiten Querschnitts unter Verwendung der Gleichung z> - WwL 4KCPst .. [21] Dallli übergehen zu den Schritten 2 und 3 des Verfahrens L 6. Zusammenfassung Das hier vorgelegte Verfahren hat - wie im Nachfolgenden ausgeführt - gewisse Vorteile gegenüber den anderen bekannten Bemessungsverfahren für Wand- oder Balkenkonstruktionen. 1. Versuche haben gezeigt, daB vertikale Spall11ungskonzentrationen in der Wand einen Hauptfaktor der Bemessung darstellen. Sie werden bei diesem Verfahren berücksichtigt, dagegen bei den meisten anderen Verfahren vernachlassigt. 2. In vielen Fallen führt dieses Verfahren zu wirtschaftlicheren Bemessungen ais andere Verfahren. Die Bemessungsergebnisse sind noch vorsichtig angesetzt, besonders im Hinblick auf die Balkenspannungen. 3. Die Bemessungskurven erlauben die direkte Bemessung des Balkens ohne Iterationsschritte. BEMERKUNGEN fNOTATION L Spannweitefspan length I Verbundlangefcontact length t W anddickefwall thickness D Hóhe des Stahlquerschnittsfdepth of steel section Ew Elastizitats1110dul der Wandfmodulus of elasticity of wall E Elastizitatsmodul des Balkensfmodulus of e1asticity of beam I Tragheitsmoment des Balkensf2nd moment of area of beam Z Widerstandsmoment des Balkensfsection modulus of beam Zs Erforderliches Widerstandsl11ol11ent des Balkens, um das Eigengewicht zu tragenfreq uired section modulus of beam to' carry its self weight Ww Wandeigengewicht + Verkehrslast auf der Wandfwall self weight + superimposed loading on the wall Wwf Wert von W w bei Versagenfvalue of W w at failure K Dimensionsloser Parameter, der das Biegesteifigkeitsverhaltnis von Wand zum Balken angibtfnon-dimensional param eter representing relative wall to beam flexural stiffness B Konstante fcons tant 7j Reibungsbeiwertfcoeffi cient of friction P st Zulassige Stahlspannungfpermissible steel direct stress Pb Zulassige Wandspannungfperl11issible wall direct stress IT u Schubfestigkeit der W and fshear strength of wa ll 1tbs Haftschubfestigkeit in der Wandfbond shear strength in wall fst Stahlspannllngsspitze im Balkenfpeak steel stress in beam fc Vertikale Spannllng in der Wandfvertical stress in wall fb Vertikale Spaunungsspitze in der W and fpeak vertical stress in wall fbu Wert VO ll fb bei Versagenfva lue of fb at failure 't' Gró!3te Schubspannung in der Fuge zwischen Wand und Balkenfpea k shear stress on wall-beam interface M Gró!3tes M Ol11ent il11 Balkenfpeak moment in beam LITERA TURHINWEISE Seite 290 287 The Design for Composite Action of Brickwork Walls on Steel Beams lo Introduction A wall resting on a beam tends to arch between the beam supports as shown in Fig. 1. The verticalloading of the wall on the beam pushes the beam away from the wall in the mid-span reglOn. In cases of heavy loading, horizontal cracking, and even visible separation of the beam away from the wall, can result from this interaction effect. The arching behaviour produces concentrations of vertical compressive and horizontal shear stresses in the wall above the supports. The shift towards the supports of verticalload on the beam produces a much lower bending moment in the beam than if the same wallload were distributed uniformly over the span. The horizontal reaction of the arching is resisted by the tying action of the beam which is therefore subjected to additional axial tensile stresses. The design method provides a beam which will ensure that the wall stresses and the beam stresses and deflections are kept within acceptable limits . Methods of design which account for the arching effect have been developed before. The present authors believe that the method presented here combines simplicity with a rational approach to give a more consistent practical method than has previously been available. Theoretical Basis The extent of the arching effect and the resultant stress distribution in the wallfbeam system is dependent on their relative stiffness. With changes in beam stiffness from very stiff to very flexible, so the composite behaviour changes from a uniformly loaded beam in bending to that of a tied arch. The most economical design will be that which gives the lightest beam whilst retaining the wall and beam stresses and beam deflections within the design limits. When arching occurs and the beam separates from the wall in the mid-span region, the shear and vertical stress distributions at the interface of the wall and beam take the form shown typically in Figs 2(a) and 2(b). Both distributions can be reasonably approximated by triangular distributions shown typically, but to different scales, in Fig. 2(c). In Fig. 2(c) the "length of contact" I is governed by the relative stiffness of the wall and beam, the stiffer the beam the larger the length of contact. The length I may be expressed by the rela ti onshi p The authors conducted a series of tests on models consisting of dental plaster walls on simply supported rectangular section steel beams to investigate the relationship of Equation (1), Beams of three different stiffnesses were used for identical sized walls. A uniformly distributed load was applied to the wall. Strains in the corners of the wall were measured by Huggenberger gauges and lengths of contact were observed with the aid of brittle lacquer painted over the wallfbeam interfaces. In all cases, failure occurred by crushing of the plaster; the failure load was noted for each case. It was possible to derive from each test three different values of the constant B. a) from the observed length of contact, using B = IK L The authors believe that this tended to give an overestimate of the true value because of the difficulty in observing the full length of the crack. b) fro m the caIculated peak wall stress fb using B = WwK ~ . (3] fbtL c) from the wall crushing strength WWf assuming that failure occurred when the triangularly distributed compressive stress reached the compressive strength of the plaster fbu. B = Wwf·K f bu . t 2. .. [4] it is suspected that Eqs. (3) and (4) underestimate B because of the shape of the stress distribution curve shown in Fig. 2(a). Table 1 shows the values of B as derived from the model test results by the above three methods. Further values of B are given in Table 2; the first two of these are from haIf-size walls constructed of full-size bricks on reinforced concrete beams and tested at Southampton University (5]. The last two result~ in Table 2 are from full size brickwork walls on encased steel beams tested at the Building Research Station. On the basis of the results in Tables 1 and 2 values of B were adopted for the design method to give conserva tive estimates for the various considered stresses. Bis taken as 0.75 in caIculating the peak vertical wall stress, 1.5 for the bending moment in the beam, and 1.0 in the shear stress along the wallfbeam interface. The last value is greater than for the vertical wall stress because of the differing stress distributions shown in Figs. 2(a) and (b). 3. Derivation of design formulae . . (1] in which B is a constant and K a non-dimensional relative stiffness para meter (1] where V 3 (i) Peak vertical wall stress. Considering the vertical equilibrium at the wallfbeam interface and assuming a triangular stress distribution 4 K= fb·h EwtL3 EI I . . (2 ] in which Ew and t are the elastic modullls and thickness of the wall, respectively and EI is the fIexural rigidity of the beam. The similarity between K and the para meter used in beam on elastic foundation theory (2] reflects the similarity in the nature of the problems. It will be noted that the height of the wall has not been inclllded in the para meter. Green (3] and Burhouse (4] have shown that for wall heights exceeding 0.6L there are negligible variations in the stress distribution close to the beam. Partly on this account, but also to ensure a high arch and thus to avoid outward slip of the wall on the beam, a restriction of the design method to walls higher than 0.6L is included. In one of Burhouse's tests in which the height of the waIl was 0.33L, slip along the interface occurred. 288 = Ww 0.75 K Assumlllg . -LI I tlen 0.75 fbLt K Ww . . [5] substituting for K from Eq. (2) 3 Ew tL EI d . Ew an assumlllg T 3~ , i.e. for brickworkfs teel 4 then fb = Ww 0.75 V 1 . . [6] 3 (ii) Peak bending stress and deflection of beam. The vertical compressive and horizontal shear interaction forces cause the beam to act in bending and direct tension. The outw ards shear force on the beam is eccentric with respect to the beam section and therefore causes a substantial reduction in the vertical force bending stresses. The outwards shear force is also resisted by a tie force in the beam which increases the tensile stresses and reduces the compressive stresses. Calculations for a wide range of wall /beam problems have shown the overall effect of these combined stresses to be less severe than the stresses calculated from the vertical forces only. Therefore the si mpler conservative approach of considering bending of the beam only under the action of vertical interactive forces is adopted. Note that the above comments about stresses apply to beam sections symmetric about their axis of bending, such as rolled steel sections; the comments are not necessarily true for asy mmetrical sections such as of reinforced concrete. The calculations have shown also that the effect of encasing a steel beam section is to reduce both wall and beam stresses as well as the beam deflection, and that the compressive stresses in the concrete encasement are low relative to usual concrete strengths. Therefore, assuming the triangular stress distribution, the bending moment in the mid-span region M Wwl 6 I 1.5 Ass uming for bending T K WwL M 4K Therefore the peak beam stress is given by fst WwL 4KZ . . [7] 3 (iii) Peak shear stress on wall/beam interface. T he shear strength of the wall and the beam encasement must be adequate to transfer the horizontal arching force from the wall to the steel beam which acts as a tie. Green [3] has used finite element analyses to estimate the horizontal force to be approximately W w/4 and Wood [7], by considering a parabolic line of thrust estimated a value of W w/4.4. Assuming a conservative value of W w/4, distributed triangularly over a length given by 1.0 L K Ww " tL then - - - = - - 4 2 WwK peak shear stress " = 2tL .. [9] An estimate of the ultimate shear strength of brickwork "s is given by "u = "bs + [Lfe .. [10] in which "bs is the bond shear strength, [L the coefficient of internaI friction and fb the compressive stress normal to the shearing plane. A conservative estimate of [L between the brickwork and concrete encasement is 0.5 and, when unencased, between the brickwork and the steel beam 0.3 [8]. Therefore, for an encased beam = "bs + 0.5fe fb ~wK = 0.75Lt therefore the available strengths are: for an encased beam WwK "u = "bs + 0.67 - - Lt .. [13] 0.4 WwK and for an unencased beam "u Lt .. [14] Considering Eqs (9) and (13) for the encased beam and the conservative assumptions for shear stress distribution and [L, it appears reasonable to neglect shear failure as a limiting state. No cases of shear failure are known to the authors for tests on walls of height greater than 0.6L. However, considering Eqs (9) and (14) for unencased sections, the shear stress is likely to exceed the shear strength, therefore unencased beams are exduded from the design method unless special means for lateral restraint of the wall are provided. I ;;:: Ww• -,;;,-;:;-;;-,---,--,~;:---c-- (0.75)4 30 Lt 3 Pb 4 or • . . [8] Full scale tests [4] have always shown beam deflections to be extremely small, therefore no specific deflection criterion has been induded in the design method. However, a minimum beam depth condition is imposed later to restrict the selfweight deflection of very light beams. "u "u = 0.3f e .. [12] The peak shear stress occurs dose to the support at which point the value of fb is given by Eq. (5) as 4. Formulation of the design method 4 (i) When wall stresses govern the designo Equation (6) can be rearranged so that the I of the beam necessary to ensure that the peak wall stress does not exceed its permissible value Pb, is given by = = and for an unencased beam where bond between the brickwork and steel cannot be relied upon .. [11] Ww 9.5 LrJ Pb 4 •• [15] Whilst Eq. (15) provides a beam which satisfies the wall stress condition it does not necessarily satisfy the steel bending stress condition. Therefore it is necessary to check the steel stresses. Using Eq. (8) and adding the section modulus tequired for the beam self weight, Zs WwL Z ;;:: -4K + Z, Pst .. [16] As the wall is stressed to its permissible value, K is given by Eq. (5) giving I ;;:: 2 Ww + Zs 3pstPb t .. [17] If the beam designed by Eq. (15) aIs o satisfies Eq.(17), then both wall and beam stresses are within their permissible values. Note that Eq. (17) must only be used to check beams designed by Eq. (15). It is not a general design equation because it is invalidated when the brickwork stress is not equal to Pb. In certa in cases of light loading with strong brickwork it is possible to design by this method a beam of such a small section that its self-weight deflection is unacceptably large. The authors' examination of self-weight deflections has led to the recommendation of a minimum beam depth restriction of L/25. This ensures that the total beam deflection due to wall loading and self weight should not exceed L/300. Repeated calculations showed that the beam depth restriction has an important side-effect in that if the permissible brickwork stress is less than 6000 KN / m2 , the wall thickness less than 340 mm., and the beam depth not less than L/25, then a beam design for wall stresses by Eq. (15) automatically satisfies the beam bending stress condition of Eq. (17). Therefore, the beam can be designed only on the brickwork limit and, if necessary, increased to L/25 without any check on the beam stress. Z > 289 When the permissible brickwork stress is greater than 6000 KN / m 2 it is necessary to check the beam stress using Eq. (17). This check must be made before any increase of depth to L /25 as Eq. (17) assumes the wall stress equal to its permissible value which would not be the case when the beam depth is increased. For wall thickness between those given in Fig. 4, conservative values may be found by direct interpolation. If necessary the section depth should be increased as previously to L/25, to safeguard against self-weight deflection. 4 (ii) When beam bending stresses govern the designo 5. Summary of design method Subject to observing the various conditions mentioned previously, plus other obvious restrictions such as not allowing holes in the arching region or highly eccentric load distributions on the wall, the following procedure is proposed as a method of designo M ethod L When the brickwork permissible design stress Pb does not exceed 6000 KN / m2. 1. Select a steel section using If the beam design by Eq. (15) does not meet the requirement of Eq. (17), only the wall stresses are satisfied and it is necessary to redesign the beam to meet the steel stress condition. The design should now be based on Eq. (16). Note that it would be incorrect to design the beam by first n eglecting its self-weight, and then increasing the bea m by Z s to account for the self-weight. It would be incorrect because if the beam were stiffened to account for self weight, the K value would change, resulting in a spread of the wall/beam interaction forces towards the centre of the span. The overall effect would be to increase the beam moment to above the design value. The problem must now be solved iteratively by choosing a section, calculating K from Eq. (2), and then determining the required value of Z from Eq. (16). This is compared with the chosen beam Z which is then adjusted and the calculation repeated until the two values of Z are reasonably dose. The problem W2S studied using a Hewlett Packard programmable calculator for combinations of three spans, three wall thicknesses and two steel strengths. Each calculation involved choosing a section and co mbining with the span, wall and steel data. The value of K and corresponding Zs were computed, together v.:ith the maximum wallloading, W w, that the system could carry. The results revealed a relationship between K and the intensity of loading W w/L2 for each wall thickness and steel strength combination. The results for one combination are demonstrated in Fig. 3. A set of curves was thus constructed for K against W w/L taking the most conservative points i.e. those w ith the least K for a particular W w/L value. These are shown in Fig. 5. The results also indicated a dose relationship between Z s/Z and W w/L2 as shown in Fig. 4; this is virtually independent of wall thickness and steel strength. A conservative curve for log (~) against W w/L2 was constructed, as Fig. 6. The non- , w I> W - 9.5Lt 3p' .. [19] b 2. If necessary increase depth of section to L /25 , ensuring that I is not less than given by Eq. (19). 3. C heck for vertical shear. M ethod lI. When the brickwo rk permissible design stress Pb exceeds 6000 KN/ m2. 1. Select a steel section using Eq. (19) in M ethod I . 2. C heck that the section modulus of the chosen section satisfies . . [20] If Eq. (20) is satisfied proceed to steps 2 and 3 in M ethod I. If not, proceed to step 3 below. 3. Use Figs. 5 and 6 to determine values of dimensionless numbers K and C, res pectively, interpolating if necessary, select an alternative section using Z> W~~ - 4KCPst Then proceed to steps 2 and 3 in Method I. .. [21] dimensional term (- ), w ill be defined as a variable C. Zs 6. Conclusions T he design method as presented has certain advantages over other known methods of design for wall or beam structures, na mely: WwL Zs > - - 4Kpst 1. T ests have sl:iown the vertical stress concentration in the wall Zs Z From Eq. (16) Z - to be a major design factor. It has been induded in this method but neglected in most other methods. WwL therefore Z ;::: - Z -- or Z ;::: 2. In many cases more economical designs are given by this method than with other methods. The resulting designs are still conserva ti ve, especially in regard to the bea m stresses. 4K (~s)Pst Z WwL 4KCPst .. [18] 3. The design curves allow the direct design of the beam without an y iteration processo It is now possible to design a steel section directly for the steel stress condition using the curves in Fig. 5 and 6 and Eq. (18). REFERENCES [1 ] B. Stafford Smith : " The Composite Behaviour of Infi lled Frames" . The Proceedings of a Symposium on Tall B uildings, Southampton 1966. [2] M. Hetenyi: "Beams on Elastic Fo undations". University of Mi chigan Studi es, Scientific Series, Vol. XVI (1946). [3] D. R. Green: "The Stress Anal ysis of Shear W alls". Ph. D . Thesis, University of Glasgow, 1970. [4] P. Burhouse: "Composite Action between Brick Panel Walls and their Supporting Beams". The Proceedings of th e Institution of Civil Eng ineers, ]une 1969. 290 [5] J. Riddington: "Com posite Action of Masonry W alls Supported on Reinforced COl1crete Beams". B. Se. H onours Project, University of Southampton, 1971. [6] Private comm uni eation w ith Mr. G. A. Weeks, Building Research Station. [7] R. H. 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