Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и сооружений. Каменные и армокаменные конструкции - Семенцов С.А., Камейко В.А.

Автор: Семенцов С.А. Камейко В.А.

Теги: сооружения и части сооружений по виду строительных материалов и методам возведения строительство проектирование зданий строительные конструкции справочник строительное проектирование

Год: 1968

Похожие

Справочник проектировщика. Типовые железобетонные конструкции зданий и сооружений для промышленного строительства

Проектирование и расчет стальных ферм и покрытий промышленных зданий

Конструкции промышленных и сельскохозяйственных зданий и сооружений

Усиление железобетонных конструкций промышленных зданий и сооружений

Текст

СПРАВОЧНИК
ПРОЕКТИРОВЩИКА
ПРОМЫШЛЕННЫХ, ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ
ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
КАМЕННЫЕ и армокаменные КОНСТРУКЦИИ
Под общей- редакцией кандидатов техн, наук
С. А. СЕМЕНЦОВА и В. А. КАМЕЙКО
ИЗДАТЕЛЬСТВО ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ
Москва — 1968
УДК 624.012.2(031)
ПЕРЕЧЕНЬ ТОМОВ,
ВХОДЯЩИХ В СЕРИЮ СПРАВОЧНИКОВ
ПРОЕКТИРОВЩИКА ПРОМЫШЛЕННЫХ, жилых
и ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИИ
ВЫШЛИ В СВЕТ
Сборные железобетонные конструкции
Промышленный транспорт
Организация строительства и производство строительно-монтажных работ. Промыш-
ленное строительство.
Расчетно-теоретический
Металлические конструкции промышленных зданий и сооружений
Канализация населенных мест и промышленных предприятий
Отопление, водопровод и канализация (внутренние санитарно-технические устройства)
Водоснабжение населенных мест и промышленных предприятий
Каменные и армока.менные конструкции зданий и сооружений
ПОДГОТАВЛИВАЮТСЯ К ИЗДАНИЮ
Архитектура промышленных предприятий, зданий и сооружений
Вентиляция и кондиционирование. Автоматика санитарно-технических систем
ГЛАВНАЯ РЕДАКЦИОНННАЯКОЛЛЛЕГИЯ СЕРИИ:
Н. П. Багузов (главный редактор), М. С. Волчегорский
(зам. главного редактора), С. И. Добрынин, И. А. Назаров,
С. И. Колесников, И. П. Мельников, А. А. Сусников, И. Г. Староверов
Научный редактор М. С. ВОЛЧЕГОРСКИИ
В справочнике содержатся сведения и рекомендации, необходимые при
расчете и конструировании каменных и армокаменных конструкций для
жилищного, промышленного и гражданского строительства. В соответст-
вии с этим приведены данные о физико-механических свойствах материа-
лов длд. каменной кладки: природных и искусственных камней, крупных
блоков, панелей из кирпича и керамических камней, растворов для клад-
ки. Большое место отведено расчету каменных и армированных каменных
конструкций. Рассматриваются типы стен из кирпича, обыкновеннных бе-
тонных камней, природного камня и из крупных бетонных и кирпичных
блоков.
Приводятся основные данные по расчету и конструированию фунда-
ментов и стен подвалов, подпорных стен, сводчатых покрытий. Излага-
ются особенности проектирования каменных конструкций, возводимых при
отрицательных температурах, в сейсмических районах и над горными вы-
работками. Особая глава посвящена проектированию фабрично-заводских
дымовых труб.
Справочник предназначается для инженеров-строителей — проекти-
ровщиков, производственников, научных работников и может быть ис-
пользован средним техническим персоналом проектных и производствен-
ных организаций.
3-2—5
68—47
ПРЕДИСЛОВИЕ
Каменные конструкции применяются в настоящее
время в 65—70% строящихся жилых и общественных
зданий, а также в промышленном, сельскохозяйствен-
ном и других видах строительства.
Недостатки кирпичных стен—их сравнительно боль-
шой вес и неиндустриальность возведения. Второй
из этих недостатков устраняется применением круп-
ноблочных стен. Дальнейшее укрупнение элементов
стены приводит к крупнопанельному строительству —
•наиболее индустриальному и легкому по весу. Поэто-
му очевидна необходимость увеличения объема круп-
нопанельного строительства. Несмотря на это, абсолют-
ный объем каменного строительства будет чрезвычай-
но большим в течение еще многих лет, что соответствует
существующей мощной производственной базе по из-
готовлению кирпича и керамических камней, изготов-
лению крупных бетонных блоков, добыче естествен-
ных каменных материалов (в том числе бута и камней
правильной формы из легких известняков и туфов).
Имевшее место до недавнего времени необосно-
ванное отставание производства местных материалов
для стен (в основном кирпича и керамических кам-
ней) противоречило реальным . возможностям про-
мышленности и потребностям строительства и в на-
стоящее время исправляется. Так, в 1970 г. намечает-
ся значительно увеличить производство кирпича и дру-
гих каменных материалов по сравнению с 1965 г.
Настоящий справочник имеет целью содейство-
вать рациональному и научно обоснованному проекти-
рованию каменных зданий — одного из наиболее мас-
совых видов нашего строительства.
В справочнике приведены данные о всех видах
капитальных каменных конструкций. Крупные бетон-
ные и железобетонные панели в справочнике не рас-
сматриваются. Не входят также в справочник вопро-
сы проектирования некапитальных стен из сырцовых
материалов (сырцового кирпича, самана).
Справочник предназначен для проектирования ка-
менных конструкций жилых, общественных и про-
мышленных зданий. Он может быть использован так-
же для проектирования зерноскладов и сельскохозяй-
ственных производственных зданий со стенами из
кирпича, крупных блоков и пр.
Кроме общих вопросов проектирования каменных
конструкций в справочнике приведены данные по не-
которым специальным темам, как, например, по рас-
чету кирпичных дымовых труб, по проектированию
зданий, строящихся над горными выработками, и пр.
В справочник не включены материалы по камен-
ным конструкциям, применяемым в транспортном, гид-
ротехническом и в других специальных отраслях стро-
ительства, где имеются специфические особенности
расчета и проектирования.
Справочник составлен на основе указаний дейст-
вующих строительных норм и правил и исследований,
проведенных в Центральном научно-исследовательском
институте строительных конструкций им. Кучеренко
(быв. ЦНИПСе) в лаборатории прочности крупнопа-
нельных и каменных стен, под руководством проф.
Л. И. Онищика коллективом лаборатории в составе
А. С. Дмитриева, В. А. Камейко, И. Т. Котова, Н. И.
Кравчени, М. Я- Пильдиша, С. В. Полякова, А. И. Ра-
биновича, С. А. Семенцова и А. А. Шишкина.
Главы справочника написаны: 1—кандидатами
техн, наук А. С. Дмитриевым и И. Т. Котовым, 2, 3 и
4 — канд. техн, наук С. А. Семенцовым, 5 — инж.
С. А. Воробьевой, 6 — канд. техн, наук В. А. Камейко,
7 — канд. техн, наук С. А. Семенцовым, 8 — д-ром техн,
наук С. В. Поляковым и канд. техн, наук В. И. Коно-
водченко, 9 — канд. техн, наук А. С. Дмитриевым, 10 и
11 — канд. техн, наук В. А. Камейко, 12 — канд. техн,
наук Ф. Г. Блюгером, 13, 14 и 15 — канд. техн, наук
А. И. Рабиновичем, 16 — д-ром техн, наук С. В. Поля-
ковым и канд. техн, наук В. И. Коноводченко, 17 —
д-ром техн, наук А. А. Шишкиным, 18 — канд. техн,
наук А. И. Юшиным и 19 — канд. техн, наук В. М. Ми-
лоновым.
ГЛАВА 1
МАТЕРИАЛЫ ДЛЯ КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1.1. КАМЕННЫЕ МАТЕРИАЛЫ И ИЗДЕЛИЯ
1.1.1. КЛАССИФИКАЦИЯ
Каменные материалы и изделия подразделяются
на следующие группы:
1) по происхождению: природные, добыва-
емые в карьерах, и искусственные, изготовляемые пу-
тем обжига или на основе вяжущих веществ с тверде-
нием на воздухе, в пропарочных камерах и автоклавах
(изделия обожженные, бетонные и силикатные);
2) по величине изделий: панели и крупные
блоки, обыкновенные (мелкие) камни и кирпич;
3) по структуре: сплошные, пустотелые, с по-
вышенной пористостью и пористо-пустотелые (пусто-
телые с повышенной пористостью);
4) по пределу прочности при сжатии, а
для кирпича при сжатии и изгибе на марки:
высокой прочности: 1000, 800, 600, 500, 400 и 300—
тяжелые природные камни, клинкерный кирпич;
средней прочности: 200, 150. 125, 100, 75, 50 и 35—
легкие природные камни, кирпич разных видов, бетон-
ные и керамические камни;
низкой прочности: 25, 15, 10, 7 и 4 — слабые из-
вестняки-ракушечники, сырцовые материалы.
1.1.2. ОБЩИЕ ТРЕБОВАНИЯ
При выборе материалов и изделий для строи-
тельства зданий и сооружений необходимо учитывать
наличие в районе строительства производственной ба-
зы и, кроме того, руководствоваться следующими об-
щими требованиями;
а) применять для стен, перегородок, фундамен-
тов и других конструкций в первую очередь панели и
крупные блоки, позволяющие максимально индустри-
ализировать строительные работы по возведению
зданий;
б) максимально облегчать вес конструкций, при-
меняя легкие материалы: ячеистые и легкие бетоны,
пустотелые и пористые материалы, легкий природный
камень и теплоизоляционные материалы;
в) соблюдать требования по экономному расхо-
дованию вяжущих материалов и металлов, для чего
необходимо использовать в первую очередь местные
материалы;
г) применять материалы и изделия, стойкие про-
тив атмосферных воздействий и агрессивной среды и
удовлетворяющие требованиям прочности, объемного
веса, водостойкости, теплоизоляции и др. В необходи-
мых случаях применять защитные покрытия от атмос-
ферных влияний и агрессивных сред.
Каменные материалы и изделия всех видов при
применении их во внешних частях конструкций долж-
ны быть достаточно морозостойкими. Для материалов,
применяемых в зданиях, в зависимости от степени их
долговечности, вида конструкций и влажностного ре-
жима помещений нормы проектирования каменных
конструкций [1] требуют морозостойкость от Мрз 10
до Мрз 50 (табл. 1.1).
Таблица 1.1
Требуемая морозостойкость материалов внешних частей
наружных стен и материалов фундаментов
Значения Мрз при сте-
пени долговечности
конструкций1
Вид конструкций
I II III
2
Наружные стены или их обли-
цовка в зданиях с влажностным
режимом помещений:
а) сухим и нормальным ....
б) влажным................
в) мокрым.................
Выступающие горизонтальные и
наклонные элементы каменных кон-
струкций и облицовок ие защищен-
ные водонепроницаемыми покрыти-
ями (парапеты, наружные подокон-
ники, карнизы, пояски, обрезы,
цоколи и другие части зданий,
подвергающиеся усиленному увлаж-
нению от дождя и тающего снега) .
Фундаменты и подземные части
стен:
а) из искусственных камней и
бетона ...................
б) из природного камня ....
25
35
50
35
35
25
15
15
15
1 См. СНиП II-B.6 62*J21].
Требуемая в пп. 1 и 2 табл. 1.1 морозостойкость
материалов для районов побережий Ледовитого и Ти-
хого океанов шириной 100 км должна быть повышена
на одну ступень, но не выше Мрз 50, а для районов
восточнее и южнее линии, проходящей через Грозный,
Волгоград, Саратов, Куйбышев, Орск, Караганду и
Семипалатинск, снижается на одну ступень, но не ни-
же Мрз 10.
Требования морозостойкости табл. 1.1 повышаются
на одну ступень, но не более Мрз 50 также для об-
лицовки толщиной менее 35 мм, применяемой в. на-
ружных стенах помещений с сухим, нормальным и
влажным режимом (пп. 1 «а» и 1 «б») и для материа-
6
Глава 1. Материалы для каменных конструкций
лов фундаментов и подземных частей стен при уровне
грунтовых вод менее 1 м от планировочной отметки
земли.
Требования морозостойкости в табл. 1.1 могут
быть снижены на одну ступень, но не ниже Мрз 10
также в следующих случаях:
а) для наружных стен помещений сухих и с нор-
мальной влажностью (п. 1 «а») при защите их моро-
зостойкими облицовками, удовлетворяющими требова-
ниям табл. 1.1, толщиной не менее 35 мм;
б) для наружных стен влажных и мокрых поме-
щений (пп. 1 «б», 1 «в») при защите их с внутренней
стороны гидроизоляцией или пароизоляцией;
в) для свежеизготовленного силикатного кирпича
в наружных стенах помещений сухих и с нормальной
влажностью (п. 1 «а») с учетом повышения морозо-
стойкости со временем;
г) для элементов каменных конструкций, подверга-
ющихся усиленному увлажнению, и для фундаментов
(пп. 2 и 3) при защите их от влажности гидроизоля-
цией;
д) для фундаментов и подземных частей стен в
маловлажных грунтах при уровне грунтовых вод на
глубине 3 м и более от планировочной отметки земли
(п. 3) при устройстве тротуаров или отмосток.
Требования морозостойкости не предъявляются
к природным камням, если прошлый опыт строительст-
ва в аналогичных условиях подтверждает их доста-
точную долговечность, а также ко всем каменным
материалам в районах с расчетной зимней температу-
рой выше —10°С.
1.1.3. КАМЕННЫЕ МАТЕРИАЛЫ,
ПРИМЕНЯЕМЫЕ ДЛЯ РУЧНОЙ КЛАДКИ
1.1.3.1. Кирпич
К кирпичу относятся изделия, высота которых ме-
нее 14 см и вес не более 5 кг. Основные характеристи-
ки применяемого в строительстве кирпича приведены
в табл. 1.2.
К недостаткам обыкновенного кирпича относятся
его высокий объемный вес и большая теплопровод-
ность, вследствие чего необходимо применение стен
значительной толщины.
Пустотелый кирпич имеет лучшие теплотехниче-
ские показатели по сравнению с обыкновенным и бо-
лее пригоден для применения в зданиях малой и сред-
ней этажности. ГОСТ 6316—56 предусматривает пусто-
телый и пористо-пустотелый кирпич с 13; 19; 32 и 78
Рис. 1.1. Пустотелый кирпич
а — пластического прессования; б — полусухого прес-
сования
Таблица 1.2
Основные характеристики кирпича
№ п. п. Вид кирпича ГОСТ [4] Объемный вес в кг[м* Марки Коэффициент теплопровод- ности кладки в ккал1М'Ч-град Морозостой- кость Мрз (по стандар- там), не менее
I Глиняный обыкновенный пластического прессования .... 530-54 1700—1900 50—200 0,7 15
2 То же, полусухого прессования * 530—54 1800—2000 75—200 0,7 15
3 Силикатный 379-53 1800—2000 75—200 0,75 15
4 Глиняный пустотелый пластического прессования (дырча- тый, пористо-дырчатый) 6316-55 Не более 1300 1450 50—150 0,48—0,6 0,55—0,65 15
5 Глиняный пустотелый полусухого прессования ...... 6248—59 Не более 1500 75—150 0,7 15
6 Строительный легковесный (глиняный пористый и трепель- ный) 648—41 700—1450 35-100 0.35—0,6 15
7 Шлаковый 1148—41 1200—1800 25-75 0,45—0,6 10
1.1. Каменные материалы и изделия
7
пустотами (рис. 1.1) и двух классов: класса А — с
объемным весом до 1300 кг/лг3 и класса Б — с объ-
емным весом от 1300 до 1450 кг/м3. Более низкий
объемный вес кирпич имеет из-за пустот и дополни-
тельной пористости керамической массы. Теплопровод-
ность кладки из пустотелого кирпича при одном и том
же объемном весе зависит от количества в нем пу-
стот, что видно из следующих цифр:
Объемный вес
кирпича
в кг[м*
Коэффициент
теплопроводности
кладки
в ккал)м-ч-град
Кирпич глиняный пустотелый
пластического прессования:
а) с 13 пустотами.................. 1300
1450
б) с 19 и 32 пустотами .... 1300
1450
в) с 78 пустотами............... 1300
1450
0,0
0,65
0,55
0,6
0,48
0,55
Пустотелый кирпич полусухого прессования
(рис. 1.1, б) по теплопроводности близок к обыкно-
венному глиняному кирпичу. Наличие пустот в нем
позволяет экономить сырье при его изготовлении, по-
вышает морозостойкости и уменьшает вес изделий.
Силикатный кирпич имеет более высокий объемный
вес и теплопроводность, чем глиняный кирпич, но его
стоимость меньше стоимости глиняного кирпича бла-
годаря меньшим затратам труда, топлива, электроэнер-
гии и пр. Стоимость силикатного кирпича в разных рай-
онах составляет 50—95% стоимости глиняного кир-
пича.
Легковесный кирпич изготовляется главным обра-
зом трепельный и глино-трепельный в районах залежей
трепелов (Урал, Поволжье и др.). Шлаковый кирпич,
изготовляемый из смеси извести и гранулированных
доменных шлаков прессованием и с твердением в авто-
клавах, выпускается в небольшом количестве в УССР.
Стандартами предусматривается для большинства
видов кирпича морозостойкость 15 циклов и для шла-
кового кирпича—10 циклов. При применении кирпича
в условиях, где требуется более высокая его морозо-
стойкость (см. табл. 1.1), образцы кирпича подверга-
ются испытаниям до необходимого количества циклов.
Применяются в этих условиях только те партии кирпи-
ча, образцы которых удовлетворяют требованиям
табл. 1.1.
Рис. 1.2. Морозостойкость керамических материалов
1 — фасадная керамика; 2 — пустотелые камни; 3 — кирпич
и фасадные плиты полусухого прессования; 4 — кирпич по-
ристо-дырчатый; 5 — кирпич обыкновенный пластического
прессования
Морозостойкость наиболее распространенных обож-
женных изделий из глины по испытаниям ЦНИИ стро-
ительных конструкций показана на рис. 1.2. К неморо-
зостойким относились в этих испытаниях изделия, раз-
рушившиеся в процессе испытаний или потерявшие в
весе более 3% от первоначального веса в сухом со-
стоянии. Наиболее высокой оказалась морозостойкость
керамических облицовочных материалов и пустотелых
изделий, но при нарушении технологии изготовления
и их морозостойкость может резко снизиться. Харак-
терным примером тому является расслоение недоста-
точно обожженных фасадных керамических плит. Боль-
шое положительное влияние на морозостойкость обож-
женных изделий оказывает наличие в них пустот, что
четко выявилось при испытании обыкновенного и пу-
Таблица 1.3
Требования к прочности кирпича [4а]
Марка Пределы прочности в кГ[см*, не менее для кирпича
глиняного обыкновенного глиняного пустотелого силикатного строительного легковесного шлакового
пластического прессования полусухого прессования пластического прессования полусухого прессования
сред- ний наи- мень- ший сред- ний наи- мень- ший сред- ний наи- мень- ший сред- ний наи- мень- ший сред- ний наи- мень- ший сред- ний иаи- мень- ший сред- ний наи- мень- ший
200 200 150 200 150 П1 и ежа т и и 200 150
150 150 125 150 125 150 125 150 125 150 125 — — — —
125 125 100 125 100 125 100 125 100 125 100 — —— —- —
100 100 75 100 75 100 75 100 75 100 75 100 80 — —
75 75 50 75 50 75 50 75 50 75 50 75 60 75 60
50 50 35 — __ 50 35 — — — 50 40 50 40
35 — — — .— — .— — — — — 35 28 — —
25 — — — — — -— — — •—• — — — 25 20
200 34 17 26 13 п р И И 3 г и б е 34 17
150 28 14 20 10 20 10 20 10 28 14 — — — —
125 25 12 , 18 9 18 9 18 9 25 12 — — —- ——
100 22 1 16 8 16 8 16 8 22 11 16 8 -— —
75 18 9 14 7 14 7 14 7 18 9 14 7 -— —.
50 16 8 — — 12 6 — — •—• — 12 6 — —-
35 — — — — — — — —. — — 10 5 •
8
Глава 1. Материалы для каменных'конструкций
стотелого кирпича полусухого прессования (рис. 1.3).
Применение разных видов кирпича должно ограничи-
ваться в зависимости от их морозостойкости (см. гла-
Стандартные размеры установлены для одинарного
кирпича 250X120X65 мм и модульного 250Х120Х
Х88 мм. Некоторые заводы выпускают полуторный
кирпич толщиной 103 мм. Вес модульного обыкновенно-
го кирпича не должен превышать 4 кг, поэтому он
должен изготовляться с технологическими пустотами.
Рис. 1.3. Морозостойкость кирпича полусухого
прессования
1 — сплошной кирпич; 2 — пустотелый
Марка кирпича устанавливается, как правило, по
указателям прочности при сжатии и изгибе. Исключе-
нием является шлаковый кирпич, предел прочности ко-
торого при изгибе не проверяется. Как средние, так и
минимальные пределы прочности пяти образцов кирпи-
ча от партии должны отвечать требованиям табл. 1.3.
Кирпич на сжатие испытывается по ГОСТ 8462—
62 [46] в образцах, составленных из двух равных поло-
винок кирпича или из двух целых кирпичей, уложенных
постелями один на другой так, как они работают в
кладке.
При определении предела прочности кирпича тол-
щиной 88 и 103 мм учитывается влияние на прочность
Отношение высоты к меньшему размеру горизон-
тального сечения призмы
Рис. 1.4. Влияние отношения высоты к меньшему раз-
меру призмы из силикатного кирпича на ее прочность.
Обозначение кирпича
1 — Ашхабадского завода; 2— Мытищинского завода (1958 г.);
3 — то же (январь 1961 г.); 4 — то же (февраль 1961 г.)
сил трения подушек пресса, которое уменьшается с
увеличением высоты образцов. Изменение предела
прочности образцов из силикатного кирпича в зависи-
мости от их высоты показано на рис. 1.4. Предел проч-
ности образца тем ниже, чем больше его высота.
Увеличение толщины кирпича оказывает влияние
также на прочность кладки вследствие увеличения его
момента сопротивления по сравнению с моментом со-
противления одинарного кирпича.
На основании экспериментальных исследований
прочности кладки, изготовленной на растворах разных
марок каменщиками высокой и низкой квалификации
[3], установлен поправочный коэффициент 1,2, на кото-
рый умножаются результаты испытаний на сжатие об-
разцов из кирпича толщиной 88 и 103 мм.
1.1.3.2. Камни обыкновенные
К обыкновенным камням [4а], относят изделия по
размерам большие, чем кирпич, и весом не более
32—40 кг, допускающие еще ручную кладку. В строи-
тельстве применяют обыкновенные камни керамические,
бетонные и природные.
Керамические камни выпускаются только
пустотелые пластического прессования для применения
их в стенах (несущих и внутренних ненесущих) и
перегородках.
Наиболее распространены камни с щелевидными
пустотами, расположенными перпендикулярно к посте-
ли (рис. 1.5). Размеры камней 250X120X138 мм. По
Рис. 1.5. Керамические пустотелые камни
а —7 пустот; 6—18 пустот
ГОСТ 6328—55 ширина пустот в таких камнях допу-
скается не более 12 мм it пустотность камней обычно
находится в пределах 22—24%. Камни выпускают ма-
рок 150, 125, 100, 75 и 50, объемным весом брутто не
более 1400 кг!м3 и морозостойкостью не менее 15 циклов.
Как правило, морозостойкость их значительно выше,
чем 15 циклов (см. рис. 1.2).
Коэффициент теплопроводности кладки из камней
с 7 и 18 пустотами объемного веса брутто 1400 кг/м3
равен 0,55 ккал/м ч • град. Наружные стены из кера-
мических камней могут выполняться на 1/2 кирпича
тоньше, чем из обыкновенного кирпича.
Бетонные обыкновенные камни изго-
товляются из тяжелого (обычного) бетона с объемным
весом в сухом состоянии более 1800 кг/м3 и из легкого
бетона на пористых заполнителях с объемным весом
от 900 до 1800 кг/м3 и ячеистого бетона. Для легкого
бетона используются металлургические гранулирован-
ные шлаки, керамзит, котельные шлаки, щебень легких
горных пород и т. п.
Основные размеры камней — 390x190x188 и 390Х
Х90Х188 мм. Допускаются и более крупные камни
490X240X188 и 490X290X188 мм при условии, чтобы
вес их был не более 32 кг.
I
1.1. Каменные материалы и изделия
9
ГОСТ 6928—54 предусматривает следующие марки
бетонных камней по прочности:
пустотелых из легкого бетона . . . .75, 50, 35 и 25
сплошных » » » . . .100, 75, 50 и 35
пустотелых из тяжелого бетона , . .100, 75 и 50
сплошных » » » . . .200, 150, 100 и 75
Морозостойкость должна быть не ниже: камней
марки 25—10 циклов и камней марки 35 и выше —15
циклов. Бетонные камни по требованию потребителя
могут быть изготовлены и более высокой морозостой-
кости. 1
Пустотелые камни (рис. 1.6) применяются двух
основных видов: с щелевидными пустотами (ГОСТ
Рис. 1.6. Бетонные пустотелые камни
а — трехпустотный ложковый; б — то же, тычко-
вый; в — камни с щелевидными пустотами
ности: 25, 35, 50, 75 и 100. Морозостойкость камней не
менее 25 циклов.
Низкий обьемный вес камней из ячеистого бетона
позволяет значительно уменьшить толщину и вес стен,
сохраняя их высокие теплоизоляционные свойства.
Для изготовления камней могут быть использованы це-
мент и местные вяжущие: известь, молотый доменный
гранулированный шлак, сланцевая зола и др
Природные камни. Технические требования
к природному камню содержатся в СНиП I-B.8-62 [5].
Основные виды горных пород, применяемых в строи-
тельстве, и показатели их свойств приведены в
табл. 1.4.
Природные камни в зависимости от способа добы-
чи и точности их формы разделяют на:
камни пиленые и чистой тески — выступы отдель-
ных неровностей до 2 мм;
камни получистой тески — выступы до 10 мм;
камни грубой тески — выступы до 20 мм;
камни грубо околотые (под скобу) и бутовый ка-
мень-плитняк — имеют две приблизительно параллель-
ные грани;
камень бутовый рваный — неправильной формы.
За марку природных камней принимают предел
прочности при сжатии в кГ1см2 кубов с размером ре-
бер 200 мм. Для определения марки камня могут испы-
тываться кубы и цилиндры меньших размеров. ГОСТ
4001—66 [4] для испытаний природного камня в зави-
симости от его марки устанавливает образцы следую-
щих размеров:
Марка камня Кубы с ребрами Цилиндры высотой
в см и диаметром в см
От 4 до 25 ................. 200 150
„ 35 „ 75 ................. 150 100
. 100 , 200 ................. 100 70
, 300 и более................. 50 50
Таблица 1.4
Основные физико-механические свойства горных пород
Наименование горных пород Объемный вес в ке[мъ Предел прочности при сжатии в кГ[см2 Водопоглощение в % по весу Морозостой- кость, циклов
Осадочные
Доломит ...... 0 e в о . ........... 2200—2800 150—2000 0,12—15 1
Известняк плотный . 1800—2600 150—1000 0,5—30 i
» пористый (ракушечник) г 1500—2000 25—125 6-40 ( 15 и выше
я пористый слабый (ракушечник) 900—1600 4—15 20—32 J
Песчаник . . 2300—2600 300—3000 0,2—2,5 25 и выше
Изверженные глубинные
Гранит, диорит, габбро - 2500—3200 1000—3000 0,1—2 300 и выше
Изверженные излившиеся
Базальт . 2000—2300 400—2000 1—4,9 ) и выше
Диабаз 2800—2900 1100—3300 0,01—0,2
Туф вулканический 900—2300 35-800 4—40 15 и выше
6133—52) и с крупными 3, 4 и 6 пустотами, обычно
сквозными. Камни с щелевидными пустотами более со-
вершенны: при применении их не требуется заполнение
пустот теплоизоляционными материалами, вес стен из
них на 15—20% ниже, а прочность кладки на 20—25%
выше, чем из камней с крупными сквозными пустотами.
Камни из ячеистых автоклавных бетонов изготов-
ляют на основе ценообразования или газовыделения
[13]. Объемный вес камней находится в пределах от
600 до 1200 ке]м3. Камни выпускаются марок по проч-
При испытании камня в кубах с меньшим разме-
ром ребер чем 200 мм или цилиндрах, выпиленных или
высверленных из камня исходной горной породы, ре-
зультаты испытаний умножают на коэффициенты по
табл. 1.5.
Кубы и цилиндры из слоистых горных пород для
определения марки камня испытывают сжатием, на-
правленным перпендикулярно слоям.
Осадочные горные породы не всегда водостойки,
поэтому необходимо их испытывать на сжатие как к
10
Глава 1. Материалы для каменных конструкций
воздушно-сухом, так и насыщенном водой состоянии.
Коэффициент водостойкости (размягчения), определя-
емый отношением предела прочности при сжатии в на-
сыщенном к пределу прочности в воздушно-сухом сос-
тоянии, не должен быть ниже: для кладки фундаментов
и для подземных частей зданий — 0,7, а для стен вы-
ше гидроизоляции — 0,6.
Таблица 1.5
а)
Коэффициенты для определения марки камня
в зависимости от размеров образцов
Образцы Размеры ребра куба или диаметр и высота цилиндра (d = h) в мм
200 150 100 70 50
Куб 1 0,9 0,85 0,75 0,7
Цилиндр — 0,95 0,9 0,8 0,75
При применении природных камней в конструкци-
ях, постоянно подвергающихся увлажнению (фунда-
менты во влажных грунтах, подпорные стенки и т. п.),
за марку камней принимается предел прочности об-
разцов, испытанных в насыщенном водой состоянии.
Камни осадочных пород, насыщенные горной вла-
гой, замерзая, часто растрескиваются. Поэтому они
должны применяться только подсохшими, для чего их
следует выдерживать на карьере не менее двух лет-
них месяцев. Может также производиться искусствен-
ная сушка до влажности, составляющей 25—50% от
водопоглощения камня, определяемого стандартными
методами.
В стенах зданий наиболее широко применяют пи-
леные камни из известняков и туфов с объемным ве-
сом до 2100 кг/м?. ГОСТ 4001—66 [4а] предусматрива-
ет три типа камней, имеющих размеры 390x190x188,
490X240X188 и 390X190X288 мм и к ним трехчетверт-
ные и половинные камни.
Марка пиленого камня помимо испытания кубов
ели цилиндров может определяться также испытанием
на сжатие или целого камня, или половины камня, рас-
пиленного поперек.
Наиболее распространенные пиленые камни из из-
вестняка-ракушечника имеют марку 4—50 и объемный
вес 900—2000 кг/л3 (Крым, Молдавская ССР, Закав-
казье, район Одессы). Пиленые камни из вулканиче-
ских туфов применяют марки 35—500 и объемного ве-
са 900—2100 кг/л3 (Грузинская и Армянская ССР).
1.1.3.3. Фасадные изделия
Для фасадных поверхностей панелей и крупных
блоков применяют отделочные растворные или бетонные
слои или облицовку ковровой керамикой, выполняемые
заводами одновременно с изготовлением изделий. При
возведении стен из кирпича или камней ведется, как
правило, лицевая кладка или облицовка фасадов кера-
микой, бетонными плитами и природным камнем (см.
Керамические облицовочные изделия
(рис. 1.7). В зданиях, к отделке которых предъявля-
ются повышенные требования, лицевая кладка выпол-
няется из лицевого кирпича или из лицевых керамиче-
Рис. 1.7. Типы лицевых керамических камней и облицо-
вочных плит
а —- лицевой, семищелевой кирпич; б — лицевые керамические
камни с семью поперечными пустотами; в — то же, с продоль-
ными пустотами; г — закладные керамические плиты толсто-
стенные, без пустот; д — прислонные керамические плиты (ма-
логабаритные), прикрепляемые к стенам па растворе; е—ковро-
вая керамика
ских камней, изготовляемых в большинстве случаев из
светложгущихся глин. В остальных случаях для лице-
вой кладки используются отсортированный обыкновен-
ный кирпич (силикатный или глиняный) или керамиче-
ские камни. w
По ГОСТ 7484—55 лицевой кирпич и лицевые кера-
мические камни допускаются марок 150, 125, 100 и 75.
Размеры и форма лицевого кирпича (рис. 1.7, а) такие
же, как у обыкновенного кирпича. Толщина керамиче-
ских лицевых камней 140 мм. Липевые камни
(рис. 1.7, б и е) имеют обычно семь или девять пу-
стот. Для карнизов, поясков и других архитектурных
деталей предусматриваются специальные профильные
виды кирпича и камней.
Кроме лицевых изделий применяются для фасадов
также облицовочные керамические плиты. В зависимо-
сти от способа крепления плиты изготовляют двух ви-
дов: закладные (рис. 1.7, г), устанавливаемые одновре-
менно с кладкой стены, и прислонные (рис. 1.7, б), об-
лицовка которыми производится на растворе после
окончания кладки стен.
Высота закладных плит принята кратной рядам
кирпичной кладки — 215 и 290 мм. Номинальная длина
плит кратна 50 мм и находится в пределах от 200 до
500 мм. Предел прочности плит, определяемый для пло-
щади сечения без вычета пустот, не должен быть ниже
100 кГ/см2. Закладные плиты применяются редко и из-
готовляются заводами по особым заказам.
1.1. Каменные материалы и изделия
11
Прислонные плиты изготовляются плоскими с
рифлением на тыльной стороне. Размеры плит 65x120,
65x250 и 140X250 мм.
Водопоглощение лицевых и облицовочных керами-
ческих изделий ограничивается 12% от веса сухих об-
разцов при производстве их из светложгущихся глин и
14% из остальных глин. Морозостойкость требуется не
менее 25 циклов, а по требованию потребителя она мо-
жет быть повышена до 35 и 50 циклов
Для лицевых и облицовочных изделий большое
значение имеют цвет и тон окраски лицевых поверхно-
стей, которые устанавливаются по эталонам завода.
Изделия должны быть без выцветов и пятен и иметь
прямые ребра и ровные грани. На лицевых поверхно-
стях допускаются искривления не более: по ложковой
грани 3 мм, а по тычковой 2 мм и не более двух отби-
тых углов и ребер длиной не более 15 мм.
Для облицовки крупных блоков и панелей выпуска-
ется по Временным техническим условиям ковровая
керамика (рис. 1.7, е), состоящая из мелких плиток,
наклеиваемых на заводе на бумажную основу. Цвет
плиток белый, красный, желтый, серый, кремовый и др.
Для лучшего сцепления — плиток с раствором они с
тыльной стороны снабжаются рифлением. Размеры пли-
ток и шва между ними приведены в табл. 1.6.
Таблица 1.6
ветственных зданиях и сооружениях. Изделия для об-
лицовки изготовляются из изверженных и осадочных
горных пород.
Фактура лицевой поверхности камня назначается
от зеркальной (полированная) до «скалы», получаемой
раскалыванием блока и окбла грани. Основные разме-
ры (номинальные) облицовочных плит и камней из
горных пород в зависимости от породы и фактуры
приведены в табл. 1.7. Толщина растворного шва меж-
ду плитами принимается в зависимости от фактуры из-
делий: с зеркальной — 2 мм, со шлифованной, точечной
и бороздчатой — 6 мм и с фактурой «скала»—10 мм.
Таблица 1.7
Размеры облицовочных плит и камней
из природного камня
Размеры в мм
Наименование горных
пород
шири-
на (вы-
сота)
Фактура лицевой
поверхности
толщи-
на
я
о)
К к
я g
к а

Размеры плиток ковровой керамики и ширина шва
между ними в мм
Из
пиленого камня
Размер плиток Толщина плиток Ширина шва
48x48 4 2
46x46 4 4
48x23 4 2
23x23 2 2
20x20 2 0
Изверженные поро-
ды (гранит, диорит,
сиенит, габбро,
зальт и др.)
То же
ба-
плот-
Известняк
ный, доломит, песча-
ник
Известняк порис-
тый
Туф вулканический
Водопоглощение плиток ковровой керамики долж-
но находиться в пределах 6—10% от веса в сухом сос-
тоянии, а морозостойкость требуется не менее 25 цик-
лов. Аналогична ковровой керамике стеклянная цвет-
ная плитка, производство которой в настоящее время
осваивается. Размеры ее 23x23x4 мм.
Плиты и детали бетонные, как правило,
применяются в тех районах, где отсутствует производ-
ство керамических лицевых и облицовочных изделий.
Изготовляются они в соответствии с ГОСТ 6927—54 из
тяжелого бетона марки 200 и выше. В качестве вяжу-
щего вещества употребляются белый и цветной цемен-
ты или портландцемент с минеральными красителями.
Изделия армируются сетками из стальной проволоки
диаметром 3—4 мм. Толщина защитного слоя бетона
на лицевой поверхности не менее 15 мм, и на тыльной
стороне 10 мм. Плиты выпускаются плоские толщиной
40—60 мм и с ребрами для заделки их в кладку.
Водопоглощение бетона не должно превышать в
плитах для стен 15% и плитах для цоколя 10% от су-
хого веса образцов. Морозостойкость плит, выпускае-
мых для облицовки стен, требуется не менее 35 циклов,
а для облицовки цоколя — 50 циклов. Не допускаются
в плитах наплывы, затеки, выцветы и пятна, видимые
с расстояния 10 м.
Облицовки из природного камня. Вви-
ду большой стоимости и трудоемкости облицовка из
природного камня применяется только в наиболее от-
Из колотого и тесаного камня
Плиты из извер-
женных пород
Камни из извер-
женных пород и из-
вестняк плотный
Зеркальная, лощеная,
шлифованная
Шлифованная, рифле-
ная, точечная, борозд-
чатая
Шлифованная, борозд-
чатая, рифленая, пиле-
ная
Шлифованная, рифле-
ная, пиленая
Шлифованная, рифле-
ная, пиленая
. 40 400 1000
60 400 1000
40 и 60 400 600
60 и 80 300 600
30 и 50 300 500
300
600
Рифленая, бороздча -
тая, шлифованная
Скала
100 и
150
150
200
250
300
500
Размеры плиты рекомендуется назначать кратными
50 мм, а отношения ширины (высоты) плиты к ее дли-
не от 1 : 1 до 1 :2.
Таблица 1.8
Основные показатели природного камня,
применяемого для облицовочных изделий
Горные породы Предел прочности в кГ/см2, не менее Водопогло- щение в %, ие более Морозо- стойкость, циклов, не менее
Граиит, диорит, габбро, лабрадорит и другие извер- женные породы 1000 Не норми- 35
Известняки: плотные 200 руется 15 25
пористые 50 25 15
Туфы 50 30 15
12
Глава 1. Материалы для каменных конструкций
Предел прочности, водопоглощение и морозостой-
кость горных пород, из которых изготовляются облицо-
вочные плиты и камни, не должны быть ниже значе-
ний, приведенных в табл. 1.8.
Коэффициент водостойкости (размягчения) не
должен быть ниже 0,7.
1.1.4. КРУПНЫЕ БЛОКИ
1.1.4.1. Классификация и общие требования
Крупные блоки, применяемые в стенах зданий, при-
нято делить по следующим признакам:
а) по назначению — на блоки фундаментные, для
стен подвалов, цоколей, наружных и внутренних стен,
карнизов, парапетов, электропроводок и т. п.;
б) по конструкции — на блоки однослойные
(сплошные и пустотелые) и многослойные (с теплоизо-
ляционными материалами);
в) по виду применяемых материалов — на блоки
бетонные — из разных видов бетонов, из керамических
материалов (кирпича, керамических камней) и из при-
родного камня.
Поверхности блоков внутренних стен и внутренние
поверхности блоков наружных стен должны быть под-
готовлены под окраску или оклейку обоями.
Наружные поверхности бетонных блоков наруж-
ных стен, цокольных, карнизных и т. п. могут быть
офактурены декоративным бетоном или раствором, об-
лицованы мелкой керамической, стеклянной и тому по-
добными плитками пли окрашены красками. Блоки из
керамических материалов следует выпускать с завода
с фасадными поверхностями из лицевого кирпича или
керамических камней, с расшитыми раствором швами.
1.1.4.2. Крупные блоки бетонные
Крупные бетонные блоки изготовляют из бетона на
плотных и пористых заполнителях, а также из силикат-
ного и ячеистого бетонов.
Блоки из бетона на плотных и пори-
стых заполнителях. Блоки из тяжелого бето-
на применяют в основном в фундаментах, стенах
подвалов, цоколях и во внутренних стенах. В наруж-
ных стенах применяют главным образом блоки из лег-
кого бетона с объемным весом от 900 до 1600 кг/м3,
для которого используют пористые заполнители: ке-
рамзит, шлаковую и природную пемзу, аглопорит, ко-
тельные шлаки и т. п.
Фундаменты зданий в современных проектах в
большинстве случаев выполняют сборными из индуст-
риальных фундаментных железобетонных блоков и бе-
тонных блоков стен подвала [6], (4]. Для применения в
массовом строительстве жилых и общественных зданий
утверждены десять основных и шесть доборных блоков.
Блоки применяют как в гражданском строительстве,
так и в ленточных фундаментах производственных и
вспомогательных зданий промышленных предприятий
с несущими стенами. В необходимых случаях допуска-
ется раздвижка блоков и устройство прерывистых фун-
даментов [7].
Основные данные по блокам для фундаментов и
стен подвалов приведены в табл. 1.9.
Ребристые и пустотелые фундаментные блоки тре-
буют меньшего расхода бетона, чем сплошные. Одна-
ко расход стали для таких блоков увеличивается и ус-
ложняется их изготовление, вследствие чего они в
большинстве случаев оказываются менее экономичны-
ми по сравнению с типовыми [8].
Таблица 1.9
Основные данные по блокам для фундаментов
и стен подвалов
Типы
блоков
Ширина
в мм
к
а
га
О а
У S
Марка
бетона
(не менее)
Примечания
Фундаментные блоки (рнс. 1.8)
300
Основные
Доборные
600, 800,
1000, 1200,
1400, 1600
500
2000, 2400,
2800, 3200
1180
300
600, 800,
1000, 1200,
1400, 1600
2380
150
Блоки армируют-
ся сварными сет-
ками понизу
1180
150
подвалов (рис. 1.9)
Для стен
Основные 580 300, 400, 500, 600 2380
Доборные по высоте 280 При тол- щинах стен: 400, 500, и 600 1180
Доборные по длине 580 При сте- нах всех толщин 780
100
Все доборные
блоки выполняются
только сплошного
сечения. Основные
блоки могут быть
сплошные или пу-
стотелые, что ре-
шается техннне-
экономическим
расчетом
Рис. 1.8. Типовые железобетонные фунда-
ментные блоки для ленточных фундаменте
1 — сварная сетка; 2 — монтажные петли; 3 — за-
щитный слой бетона до ннза рабочей арматуры
30 мм
1.1. Каменные материалы и изделия
13
Рис. 1.9. Блоки стен подвалов
а — блоки сплошного сечения; б — пустотелые; в — блоки до-
борвые по высоте стены; 1 — блоки основные; 2 — блоки до-
борные по длине стен
Пустотелые основные блоки имеют четыре крупные
и закрытые сверху пустоты. Процент пустотности бло-
ков повышается с увеличением ширины блока.
Блоки стен подвалов обычно не армируются и лишь
снабжаются каждый двумя петлями для подъема
Типовые цокольные блоки изготовляют из тяжело-
го бетона (7=2400 кг/м3) марки 100 двух типов: для
зданий с подвалом высотой 1480 мм и без подвала —
580 мм. Допускаются цокольные блоки и высотой
880 мм.
В случае необходимости цокольные блоки допус-
кается изготовлять из легкого бетона. В этом случае
следует наружный слой толщиной 50—100 мм выпол-
нять из тяжелого бетона с объемным весом не ниже
2200 kzJm3.
Бетонные блоки в наружных стенах наиболее часто
применяют (см. п. 10.2) для двухрядной и реже для
трех-четырехрядной разрезки стен [9]. Основные типы
блоков наружных стен жилых и некоторых граждан-
ских зданий показаны на рис. 1.10. Толщина блоков оп-
ределяется в зависимости от объемного веса бетона,
климатических условий района и температуры помеще-
ния и колеблется от 30 до 60 см. Типовые рабочие чер-
тежи разработаны для наружных стен толщиной 400,
500 и 600 мм [10].
Основными блоками являются: простеночный, под-
оконный н перемычечный. Блоки изготовляют с четвер-
тями. Номинальная ширина типовых простеночных
блоков по фасаду от 1 до 2 м с градацией через 0.2 м.
Высота простеночного блока при двухрядной разрезке
стен зависит от высоты этажа и определяется вычита-
нием из высоты этажа высоты перемычечного блока с
учетом толщины шва. Для глухих участков стен вместо
перемычечного блока предусматривается поясной блок.
Высота его та же, что и перемычечного блока, но от-
сутствуют четверти для оконного проема.
Крупные блоки из легкого бетона изготавливают
сплошными или (для экономии бетона и снижения веса
блока) с круглыми вертикальными пустотами. Толщина
декоративного слоя у блоков наружных стен и подсти-
лающего слоя для облицовки предусматривается 15 —
20 мм. Для внутреннего слоя она может быть уменьше-
на до 10 мм.
Рис. 1.10. Основные типы крупных блоков наружных
стен
1 — простеночный рядовой; 2 — простеночный угловой; 3 —
подоконный; 4 — перемычечный; 5 — цокольный; 6 — поясной
рядовой; 7—поясной угловой
Блоки для внутренних стен чаще всего проектиру-
ют для двухрядной разрезки стен. В этом случае ос-
новные блоки состоят из вертикального и горизонталь-
ного блока (рис. 1.11). Применяются блоки и для од-
норядной разрезки.
В блоках наружных и внутренних стен должны
предусматриваться закладные детали для крепления в
дальнейшем стен к перекрытиям, в нужных случаях—
и самих блоков.
Крупные блоки из плотного сили-
катного бетона изготовляют из тонкомолотой
смеси извести и песка, немолотого песка и воды с по-
следующим твердением в автоклавах под давлением
8—10 ати. Размол извести и песка производят в шаро-
вых мельницах.
Для крупных блоков силикатный бетон приготов-
ляют по одной из двух схем: «кипелочной» и «гидрат-
ной». При изготовлении бетона по гидратной схеме про-
изводства требуется предварительное выдерживание
14
Глава 1. Материалы для каменных конструкций
Рис. 1.11. Блоки бетонные внутренних стен
а — вертикальный; б — горизонтальный
кат, газозолосиликат и т. д.); в безавтоклавных ячеис-
тых бетонах применяют только золы.
Для блоков применяют ячеистые бетоны марок от
25 до 200 и по объемному весу — классов А и Б. Про-
ектной маркой ячеистого бетона считается предел проч-
ности его при сжатии (в кГ/см2) в конструкциях, при-
нимаемый для кубов размерами 200x200x200 мм.
Влажность бетона, отвечающая проектной марке, при-
нимается 8% для ячеистых бетонов, изготовленных на
кварцевом песке, и 15% для ячеистых бетонов, изготов-
ленных на золе. Объемный вес ячеистого бетона в вы-
сушенном состоянии в зависимости от проектной марки
и класса бетона не должен быть выше приведенного в
табл. 1.10.
Таблица 1.10
Объемный вес ячеистого бетона в высушенном
до постоянного веса состоянии
силикатной массы перед формованием в силосах. Бе-
тон, изготовленный по кипелочной схеме, имеет более
высокую прочность и лучше сопротивляется атмосфер-
ным влияниям, чем изготовленный по гидратной схеме.
Плотный силикатный бетон в блоках применяют
марок 150, 200, 250, 300 и 400. При определении собст-
венного веса блоков, изготовленных по кипелочной схе-
ме, объемный вес принимают 2000 кг^м?, а при гидрат-
ной— 1800 кг/м3.
Блоки из плотного бетона допускаются в огражде-
ниях помещений с относительной влажностью воздуха
до 75%. В стенах влажных помещений, а также в сте-
нах подвалов, цоколях, карнизах и т. п. применяются
блоки из бетона, изготовленного по кипелочной схеме
производства не ниже марки 250. В стенах сухих и с
нормальной влажностью допускается силикатный бетон
марки 150 [11].
Блоки из плотного силикатного бетона для наруж-
ных стен изготовляют с пустотами или сплошные с
утеплением теплоизоляционными материалами. Для
внутренних стен блоки из плотного силикатного бетона
применяются чаще, чем для наружных стен. При двух-
рядной разрезке стен они делятся на вертикальные и
горизонтальные, аналогично бетонным блокам (см.
рис. 1.11). Силикатный бетон для них допускается не
ниже марки 150. Толщина блоков назначается от 20 до
39 см. Блоки выпускаются сплошные или с круглыми
пустотами, используемыми в случае необходимости для
вентиляционных каналов. Предусматриваемые для
подъема блока петли пропускаются на всю его высоту.
Применяют блоки для внутренних стен и при одноряд-
ной их разрезке. В этом случае блоки должны иметь
закладные детали для крепления блоков между собой.
Толщина защитного слоя бетона для арматуры
должна быть не менее 20 мм. Для внутренних конст-
рукций в помещениях с нормальной влажностью защит-
ный слой может быть уменьшен до 15 мм.
К р упные блоки из ячеистых бето-
нов [12, 13] изготовляют автоклавные и безавтоклав-
ные. Автоклавные ячеистые бетоны применяют цемент-
ные, в которых вяжущим является клинкерный цемент
или смесь из клинкерного цемента с тонкомолотыми
известью, шлаком или другим местным вяжущим и
бесцементные — на тонкомолотой извести, доменном
шлаке или ином местном вяжущем.
Безавтоклавные ячеистые золобетоны изготовляют,
как правило, на цементном или смешанном вяжущем.
В качестве кремнеземистого компонента в ячеистых
автоклавных бетонах применяют кварцевый песок (пе-
нобетон, газобетон, пеносиликат, газосиликат и т. л.)
или золы (пенозолобетон, газозолобетон, пенозолосили-
Класс ячеистого бетона Максимальный объемный вес в кг}м3 для марок бетона
25 35 50 75 100 150 200
А Б 600 700 700 800 800 900 900 1000 1000 1100 1100 1200 1200
Допускается применять в случае освоения отдель-
ными заводами пониженный объемный вес бетона на
100 кг/м3 по сравнению с классом А.
Крупные блоки из ячеистого бетона изготавливают
для наружных сген двухрядной разрезки. При этом ос-
новные блоки стен — простеночный, перемычечный и
подоконный — аналогичны приведенным на рис. 1.10.
Объемный вес бетона этого типа блоков находится
обычно в пределах 900—1200 кг[м'-.
Более часто для блоков из ячеистых бетонов при-
меняется схема разрезки наружных стен, получившая
название «двухблочной». Основные блоки этой схемы
состоят из простеночного и поясного блока (рис. 1.12).
Рис. 1.12. Крупные блоки из ячеистых бетонов при
двухблочной разрезке стен
а — простеночный; б — поясной; / — сварные сетки; 2 —
поперечные связи; 3 — усиленные сварные сетки по уз-
ким граням панели
Эта разрезка на блоки размерами меньшими, чем на
этаж, вызывается малым диаметром автоклавов (2 и
2,6 м). Блоки этого типа армируются объемными свар-
ными каркасами или сварными сетками. Сетки препят-
ствуют появлению температурно-усадочных трещин в
бетоне. Сварные сетки связываются поперечными связя-
ми, удерживающими сетки при бетонировании в про-
ектном положении и предупреждающими выпучивание
сеток при сжатии блоков. Поясные блоки над проемами
служат также перемычками, поэтому они по узким гра-
ням армируются сварными сетками, сечение продоль-
ных стержней которых определяют расчетом.
1.2. Строительные растворы
15
1.1.4.3. Крупные блоки из кирпича
и керамических камней
Крупные кирпичные блоки получили сравнительно
небольшое распространение. Применение кирпичных
блоков, подготовленных в цехах заводов до стадии ма-
лярных работ, имеет ряд преимуществ перед обычной
кладкой на постройке: снижаются трудовые затраты до
15%, повышаются индустриальность и темпы строитель-
ства и упрощаются методы работ в зимних условиях.
Крупные кирпичные блоки уступают по эффективности
панелям, поэтому применять блоки следует только в
случаях отсутствия базы для изготовления панелей и
технико-экономической нецелесообразности ее создания
в условиях конкретного строительства.
Для изготовления блоков могут применяться все
виды кирпича: обыкновенный, пустотелый, пористо-пу-
стотелый, а также керамические пустотелые камни.
Кладка выполняется сплошной и облегченной. Раствор
для изготовления блоков допускается не ниже марки
25. При опытном обосновании в конкретных условиях
допускается снижать ее до марки 10.
В облегченной кладке пустоты заполняют легким
бетоном не ниже марки 15 или теплоизоляционными
камнями и плитами. Заполнение пустот не связанными
раствором засыпками (шлак, минеральная вата и т. п.)
не допускается.
Для жилых и общественных зданий предусматри-
вается трех- и четырехрядная разрезка стен [14]. В про-
мышленном строительстве разрезка кладки производит-
ся в зависимости от размеров стен и грузоподъемности
кранов. Рекомендуется для стен производственных зда-
ний крупные блоки проектировать кратными модулям:
по длине 50 см и по высоте 60 см и с отношением дли-
ны к высоте для неармированных блоков не более 2,5.
Простеночные блоки снабжаются четвертями, а для
сплошных участков стен они могут иметь пазы. Блоки
внутренних стен могут быть без пазов и четвертей. Пе-
ремычечные блоки, как правило, выполняют с примене-
нием железобетонных поддонов, на тяжелых или легких
заполнителях, в которых при необходимости устраива-
ют четверти (рис. 1.13).
Рис. 1.13. Перемычечный кирпичный блок
1 — кирпичная кладка; 2 — железобетонный поддон
Прочность крупных кирпичных блоков характери-
зуется расчетным сопротивлением кладки, определяе-
мым по нормам проектирования каменных и армока-
менных конструкций (см. таблицы 3.3 и 3,5), в зависи-
мости от марки кирпича, раствора и метода изготовле-
ния блоков (вибрирование или ручная кладка).
1.1.4.4. Крупные блоки из природного камня
Крупные блоки из природного камня постепенно
вытесняют мелкие камни (Крым, Молдавская ССР, За-
кавказье) Для крупных блоков используются главным
образом пильные известняки объемным весом до
2200 кг(М:3, прочностью не ниже марки 25 и коэффици-
ентом водостойкости не ниже 0,6.
Крупные блоки выпиливаются или целиком из гор-
ной породы или собираются из мелких камней на рас-
творе. Блоки не должны иметь трещин, прослоек, при-
знаков вывегривания, и влажность в момент поставки
блоков должна быть не более 5—7% по весу.
Размеры блоков разнообразны и зависят от мест-
ных условий добывания и применения блоков [15, 16].
Блоки выпускаются для двух-, трех-, четырехрядной
разрезки стен в жилых и общественных зданиях и мно-
горядной в промышленном строительстве. Толщина
блоков наружных стен 40 и 50 см в зависимости от
климатических условий, а в некоторых случаях—-от
прочности камня. Толщина блоков внутренних стен
40 см. Длина блоков колеблется от 0,4 до 2 м и высо-
та в зависимости от разрезки стены на блоки — от
0,78 до 2,76 м.
Перемычечные и поясные блоки выполняются или
железобетонными из легкого бетона или с железобетон-
ными поддонами, аналогично кирпичным блокам-пере-
мычкам (рис. 1.13). В последнем случае на поддоне
вместо кирпичной выполняется кладка из мелких пиль-
ных камней на растворе.
Для лучшего заполнения вертикальных швов и уст-
ранения продуваемости наружных стен в торцах бло-
ков следует предусматривать пазы, заполняемые при
монтаже блоков раствором.
1.2. СТРОИТЕЛЬНЫЕ РАСТВОРЫ
ДЛЯ КАМЕННЫХ КЛАДОК И МОНТАЖА
КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ СТЕН
1.2.1. ОБЩИЕ ТРЕБОВАНИЯ. КЛАССИФИКАЦИЯ
РАСТВОРОВ
Раствор должен обладать в свежеизготовленном
состоянии подвижностью и водоудерживающей способ-
ностью, обеспечивающими возможность получения ров-
ного шва в кладке, а в затвердевшем состоянии должен
иметь необходимую прочность и плотность.
Растворы строительные, применяемые для камен-
ных кладок и монтажа крупнопанельных стен и других
конструкций зданий и сооружений, подразделяются:
1) по объемному весу в сухом состоянии на: обык-
новенные (тяжелые) с объемным весом 1500 кг/м? и
более, изготовляемые на обычных плотных заполните-
лях, и легкие — с объемным весом менее 1500 ка/.и3,
изготовляемые на легких заполнителях;
2) по виду вяжущих, входящих в состав раство-
ра — на цементные, известковые и смешанные (цемент-
но-известковые и цементно-глиняные). Растворы можно
также изготовлять на местных вяжущих (известково-
шлаковом, известково-пуццолановом и т. п.). Для клад-
ки из грунтовых материалов могут применяться глиня-
ные растворы;
3) по пределу прочности при сжатии (временному
сопротивлению) в кГ/см?— ща марки 4, 10, 25, 50, 75,
100, 150 и 200. Растворы марок 4 и 10 изготовляются
преимущественно на извести и местных вяжущих.
1.2.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ МАРКИ РАСТВОРА
Марку раствора определяют испытанием на сжатие
кубов размерами 70,7X 70,7X70,7 мм или половинок,
полученных после испытания на изгиб балочек, имею-
щих размеры 40 X 40X160 мм. Изготовление, выдержи-
вание и методика испытания образцов установлены
ГОСТ 5802—66 [17]. Образцы испытывают в возрасте
28 суток. Условия выдерживания и сроки испытания об-
разцов могут отличаться от установленных ГОСТом в
Глава 1. Материалы для каменных конструкций
случаях, когда контролируется прочность кладки, воз-
раст и условия твердения которой отличаются от при-
нятых в ГОСТе (например, кладка в раннем возрасте;
зимняя кладка и пр.). Пределы прочности при сжатии,
определяемые испытанием кубиков или половинок ба-
лочек, принимаются одинаковыми (коэффициент пере-
хода равен единице).
Средний предел прочности при сжатии (временное
сопротивление) в кПсм? цементных растворов (в том
числе смешанных) в различные сроки твердения (до
90 суток) при температуре +15°С в условиях нормаль-
ного влажностного режима определяется по формуле
R-Z — ^28
az
28(а—l) + z '
(1-1)
где Rz — прочность раствора в возрасте г суток;
Й28 — прочность раствора в возрасте 28 суток;
z —- время твердения раствора в сутках;
а — коэффициент, равный 1,5.
Относительная прочность цементных растворов в
различных возрастах при температуре твердения +15°С
приведена в табл. 1.11.
Таблица 1.11
Относительная прочность цементного раствора
в различных возрастах при температуре
твердения 15° С
Возраст в сутках 3 7 14 28 60 90
Относительная прочность ра- створов . . . 0,25 0,5 0,75 1 1,2 1.3
Если твердение цементных растворов происходит
при температуре, отличной от +15°С, величину относи-
тельной прочности этих растворов (в % от их прочно-
сти в возрасте 28 суток при температуре твердения
+ 15°С) следует принимать по табл. 1.12.
Таблица 1.12
Прочность растворов в зависимости от температуры
твердения н возраста
Возраст раствора в сутках Прочность раствора в твердения % при температуре в град
1 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
1 1 4 6 10 14 19 24 29 34 40 45
1.5 2 6 10 15 20 26 33 39 46 54 65
2 3 8 13 19 25 32 40 48 57 67 80
3 5 12 19 25 35 44 52 61 70 79 90
5 10 20 30 39 48 57 65 74 82 91 100
7 16 27 39 50 59 68 76 84 92 99 105
10 24 37 51 62 72 80 87 94 100 106 —
14 33 48 63 75 84 91 97 102 106 — —-
21 45 62 78 90 97 102 106 109 — — —-
28 55 72 88 100 106 110 — — — — .—
Даные табл. 1.12 относятся к растворам, твердею-
щим при нормальной влажности.
При применении растворов, изготовленных на шла-
копортландцементе и пуццолановом портландцементе,
следует учитывать замедление нарастания их прочности
при температуре твердения ниже + 15СС. Величина от-
носительной прочности этих растворов определяется ум-
ножением значений, приведенных в табл. 1.12, на коэф-
фициенты:
0,3 — при температурах твердения от +1 до +4°С
0,7— » » » » +5 » -|-9°С;
0,9— » » » » 4-Ю » +14°С;
1.2.3. ВЫБОР МАРКИ РАСТВОРА
Марки растворив для каменных кладок, выполнен-
ных в летних условиях, назначаются по указаниям
СНиП 1I-B.2-62 [1] с учетом минимальных марок, уста-
новленных исходя из требований долговечности и ха-
рактера работы конструкций, и указываются в рабочих
чертежах.
1. Для каменной кладки наружных стен зданий
марки растворов должны быть не ниже приведенных в
табл. 1.13. При защите стен влажных и мокрых поме-
щений с внутренней стороны пароизоляционным или
гидроизоляционным слоем, а также при наружной об-
лицовке стен зданий с относительной влажностью воз-
духа помещений 60% и менее морозостойкими плитами
толщиной не менее 35 мм требуемые минимальные мар-
ки растворов по табл. 1.13 могут быть снижены на од-
ну ступень, но должны быть не ниже минимальных,-
установленных в табл. 1.13 для зданий III степени дол-
говечности.
Таблица 1.13
Требуемые минимальные марки растворов
для каменной кладки наружных стен
Вид ограждения Наименование Степень долговеч- ности зданий
зданий растворов I II III
Наружные стены зданий с помещениями сухими и с нормальной влажностью (при отно- сительной влажности до 60%) Цементно- известковые Цементно- глиняные . . Известко- вые 10 10 10 10 4 4 4 4
Наружные стены зданий с влажными по- мещениями (при отно- сительной влажности 61-75%) Цементно- известковые ЦЯйентно- глиняные . . 25 25 25 25 10 25
Наружные стены зданий с Мокрыми поме- щениями (при относи- тельной влажности бо- лее 75%), а также от- крытые водонасыщае- мые конструкции Цементно- известковые Цементно- глиняные , . 50 50 25 50 10 25
2. Для подземной каменной кладки и кладки цоко-
лей ниже^ гидроизоляционного слоя марки растворов
должны быть не ниже приведенных в табл. 1.14. При
защите фундаментов от увлажнения гидроизоляцией и
при облицовке цоколей морозостойкими плитами толщи-
ной не менее 35 мм требуемые минимальные марки рас-
творов по табл. 1.14 могут быть снижены на одну сту-
пень, но должны быть не ниже минимальных марок,
установленных в таблице для зданий III степени дол-
говечности.
I
1.2. Строительные растворы
17
Таблица 1.14
Требуемые минимальные марки растворов
для подземной клади и кладки цоколей
(ниже гидроизоляционного слоя)
Влажностные характе- ристики грунтов Наименование растворов Степень долговеч- ности зданий
I II III
Грунт маловлажный (при «аполпеиии водой Цементно- известковые . 25 10 10
не более 50% всего объе- ма пор) Цементно- глиняные . . 25 10 10
Известко- вые — — 4
Грунт очень влажный (при заполнении водой Цементно- известковые . 50 25 10
от 50 до 80%) всего объема пор Цементно- глиняные . . 50 25 10
Грунт, насыщенный Цементные 50 50 25
водой (при заполнении водой более 80% всего Цементно- известковые . - 25
объема пор) Цементно- глиняные . . — — 25
3. Для армированной кладки и защитного слоя
марки растворов должны применяться в сухих усло-
виях (для наружных стен и внутренних конструкций
здании с относительной влажностью воздуха помеще-
ний до 60%) не менее 25; во влажных условиях (для
наружных стен и внутренних конструкций зданий с от-
носительной влажностью воздуха помещений выше
60%. а также для подземных конструкций) — не ме-
нее 50
4. Для кладки столбов и простенков производствен-
ных зданий марки растворов должны быть не ниже
приведенных в табл. 1.15. В помещениях без кранов
высотой до 5 м допускается применение для кладки
простенков раствора марки 4.
Таблица 1.15
Марки растворов для кладки столбов и простенков
производственных зданий
Высота столбов Минимальные марки растворов
столбов | простенков | столбов | простенков
и простенков в м в помещениях без кранов в помещениях с кранами
До 9 Более 9 25 50 10 25 50 50 25 50
5. Для кладки каменных конструкций зданий, под-
вергающихся сотрясениям от машин с неуравновешен-
ными движущимися частями- тяжелых молотов, мосто-
вых кранов грузоподъемностью 10 г и более марки рас-
творов должны быть не ниже 25.
6. Для кладки карнизов с выносом менее полови-
ны толщины стены и не более 20 см, а также парапе-
2 Зак 805
тов при отношении их высоты к толщине менее 3 при-
меняются те же растворы, что и для кладки верхнего
этажа. При большем выносе, а также при отношении
высоты парапетов к их толщине более 3, если не преду-
смотрены специальные анкерные крепления, марки рас-
творов должны быть не ниже 25.
7. Для кладки сводов двоякой кривизны толщиной
в Чл кирпича следует применять раствор марки 50. Сво-
ды толщиной в Vs кирпича должны выкладываться на
растворе марки не ниже 25. Кладку пят сводов двоякой
кривизны следует выполнять на растворе марки 50.
8. Марка раствора для заполнения горизонтальных
швов при монтаже стен из крупных блоков (из кирпи-
ча или керамических камней) принимается на одну сту-
пень выше марки раствора блоков, а для заполнения
горизонтальных швов при монтаже стен из виброкир-
пичных панелей — не ниже марки раствора панелей.
Для расшивки горизонтальных п вертикальных швов в
стенах из крупных блоков и панелей (бетонных и кир-
пичных) в летних условиях следует применять раствор
марки 50.
9. Марка раствора для изготовления крупных бло-
ков из кирпича и камней всех видов устанавливается
по указаниям главы СНиП П-В.2-62 как для обычной
кладки и принимается из условия транспортабельности
блоков не ниже 25. Для изготовления виброкирпичных
панелей следует применять растворы марок 75, 100 и
150. Растворы марки 75 допускается применять в пане-
лях жилых зданий высотой до 3 этажей. Марки раство-
ров, применяемые для кладок в зимних условиях, см. в
главе 17.
1.2.4. МАТЕРИАЛЫ ДЛЯ РАСТВОРОВ
1.2.4.1. Выбор и применение вяжущих
в растворах
Выбор вяжущих при приготовлении растворов для
каменных кладок и монтажа крупнопанельных стен сле-
дует производить в соответствии с указаниями СНиП
I-B.2-62 [18а], СНиП I-B.27-62 [186] и данными, приве-
денными в табл. 1.16.
Пуццолановыи портландцемент и шлакопортланд-
цемент не рекомендуется применять для надземных кон-
струкций в районах с жарким и сухим климатом в свя-
зи с возможным обезвоживанием раствора, в результа-
те чего можег быть получено снижение прочности рас-
твора. Растворы на указанных цементах при темпера-
туре ниже +15°С имеют замедленное твердение по
сравнению с растворами на портландцементе, что необ-
ходимо учитывать (см. стр. 16).
Магнезиальный и шлакомагнезиальпый портландце-
менты не рекомендуется применять в конструкциях ни-
же уровня грунтовых вод. Применение известково-шла-
ковых и известково-пуццолановых вяжущих при темпе-
ратуре + Ю°С и ниже не рекомендуется вследствие
сильного замедления твердения раствора. Для ускоре-
ния твердения и сохранения прочности во времени рас-
творов па указанных вяжущих рекомендуется добавка
портландцемента в количестве 20% по объему вяжуще-
го с одновременным увеличением дозировки песка на
20%.
Известковые растворы применяются для каменной
кладки зданий II и III степени долговечности.
Глиняные растворы применяются для надземной
каменной кладки зданий III степени долговечности пре-
имущественно в сухом климате, при нормальной влаж-
ности воздуха помещений.
18
Глава 1. Материалы для каменных конструкций
Таблица 1.16
Данные для выбора вяжущих в растворах
Вяжущие, рекомендуемые
к применению
Вяжущие, допускаемые
к применению
I. Для надземных конструкций при отиосительной
влажности воздуха помещений до 60%
и для фундаментов в маловлажных грунтах
а) Марка растворов 25 н выше
Пор тландцемент
Пластифицированный и гидро-
фобный портландцементы
Шлакопортландцемент
б) Марка
Известь воздушная и гидра-
влическая
Из вестков о-шлаковые вяжу-
щие
Романцемент
растворов
Пуццолановый портланд-
цемент
Магнезиальный и шла-
комагиезиальный портланд-
цементы
Известково-шлаковые
вяжущие
10 и ниже
Изв естково - пу ццол ано-
вые вяжущие
II. Для надземных конструкций при относительной
влажности воздуха помещений свыше 60%
и для фундаментов в очень влажных
и насыщенных водой грунтах
а) Марка растворов 25 и выше
Пуццолановый портландце-
мент
Шлакопортландцемент
Пластифицированный и гидро-
фобный портландцементы
Портландцемент
б) Марка рас
Известково-шлаковые вяжу-
щие
Романцемент
Магнезиальный и шла-
комагнезиальный портланд-
цементы
Известково - шлаковые
вяжущие
творов 10
Известково-пуццолановые
вяжущие
Известь гидравлическая-
III. Для фундаментов при агрессивных и текучих
водах (независимо от марки раствора)
Сульфатостойкие портланд- I Пуццолановый портланд
цементы I цемент
IV. Для изготовления крупных блоков и панелей
из кирпича или камней
и монтажа крупноблочных и крупнопанельных
бетонных и каменных стен
Марка растворов 25 и выше
Портландцемент 1 Шлакопортландцемент
Пластифицированный и гидро-
фобный портландцементы
V. Для конструкций, возводимых способом
замораживания
а) Марка растворов 25 и выше
Портландцемент I Шлак опортландцемент
Пластифицированный и гидро-
фобный портландцементы |
б) Марка растворов 10
Шлакопор тландцемент Известково-шлаковые
Пуццолановый портландцемент вяжущие
Магнезиал ьный и шлакомаг-
незиальный портландцементы
1.2.4.2. Заполнители для растворов
При приготовлении растворов для каменных кладок
и монтажа крупнопанельных стен в качестве заполните-
лей применяются пески, удовлетворяющие требованиям
СНиП I-B.1-62 [18в] и ГОСТ 8736—67 [19].
Если применяются мелкие пески, не удовлетворяю-
щие по зерновому составу этим требованиям, необхо-
дим повышенный расход цемента, что допускается толь-
ко при соответствующем технико-экономическом обосно-
вании. Применение барханных песков уменьшает проч-
ность раствора на сжатие и прочность сцепления с ка-
менными материалами. Эти пески могут применяться
для растворов на основании специальных эксперимен-
тальных исследований, с учетом требований, предъяв-
ляемых к раствору в каждом отдельном случае.
1.2.4.3. Пластифицирующие добавки
Для повышения удобоукладываемости и водоудер-
живающей способности цементных растворов в их со-
став вводятся неорганические пластификаторы (известь
или глина) или же органические пластификаторы — ми-
кропенообразователи (мылонафт, омыленный пек, отхо-
ды соапстока и др.). Прочность кладки из кирпича и
керамических камней на растворах с добавками извести
или глины принята за нормативную. При отсутствии до-
бавок извести и глины цементные растворы жестки, об-
ладают пониженной водоудерживающей способностью,
трудно поддаются разравниванию и уплотнению, и
прочность кладки на них, согласно указаниям СНиП
П-В.2-62 [1], уменьшается на 15%. Такие растворы при-
меняются только для кладки ниже уровня грунтовых
вод, где добавки извести и глины не допускаются. При
применении в качестве пластифицирующей добавки из-
вести ее вяжущие свойства в растворе используются не-
значительно. Вместо извести в целях ее экономии ре-
комендуется применять глину в виде теста или порош-
ка грубого помола. Цементно-глиняные растворы обла-
дают хорошей удобоукладываемостью, водоудержива-
ющей способностью и повышенной плотностью, что ока-
зывает положительное влияние на прочность и дефор-
мативность кладки. Указанные растворы рекомендуется
также применять для монтажа крупнопанельных степ.
Количество извести и глины в цементных раство-
рах, согласно указаниям СНиП I-B.11-62 [18г], ограни-
чивается в зависимости от требуемой степени долговеч-
ности и влажностных условий, в которых здание нахо-
дится во время эксплуатации.
Цементные растворы с органическими пластифика-
торами-микропенообразователями при сохранении в них
извести в количестве 50% в летних условиях могут
применяться наравне с обычными цементно-известковы-
ми растворами, а при производстве кладки способом
замораживания необходимо учитывать снижение ее
прочности на 10%.
При полной замене извести (или глины) органиче-
скими пластификаторами в летних условиях необходи-
мо учитвтатв уменьшение прочности кладки из кирпи-
ча и керамических камней на 10% ио сравнению с нор-
мативной прочностью. При производстве кладки спосо-
бом замораживания указанные растворы применяются
с учетом снижения прочности кладки на 15%. Для ка-
менных кладок и крупнопанельных стен при полном ис-
пользовании их прочности растворы с органическими
пластификаторами применять не рекомендуется.
Объемный вес раствора при частичной и полной за-
мене извести органическими пластификаторами не дол-
жен снижаться более чем на 6% по сравнению с объ-
1.2. Строительные растворы
емным весом обычного цементно-известкового раствора
аналогичного состава.
1.2.5. ЦЕМЕНТНЫЕ И СМЕШАННЫЕ (ЦЕМЕНТНО-
ИЗВЕСТКОВЫЕ И ЦЕМЕНТНО-ГЛИНЯНЫЕ)
РАСТВОРЫ С ХИМИЧЕСКИМИ ДОБАВКАМИ
Для повышения прочности каменных кладок п
крупнопанельных стен, выполненных в зимних услови-
ях, которая на обычных растворах в период оттаивания
недостаточна, и для понижения температуры замерза-
ния раствора рекомендуется применять растворы с хи-
мическими добавками (поташом и нитритом натрия),
твердеющие при отрицательных температурах.
Опытами установлено, что поташ и нитрит натрия
обеспечивают интенсивный рост прочности при отрица-
тельных температурах только растворов высоких марок
(50 и выше). Поташ и нитрит натрия в растворах бо-
лее низких марок могут применяться для понижения
температуры замерзания раствора.
Поташ является более активной химической добав-
кой по сравнению с нитритом натрия, поэтому его сле-
дует применять преимущественно при среднесуточных
температурах ниже —10°С. Цемент рекомендуется при-
менять портландский "марки не ниже 400. Растворы на
шлакопортландцементе набирают прочность значитель-
но медленнее. Так как прочность раствора контролиру-
ется в период возведения здания, то применение шла-
кспортландцемента допускается, но в отдельных случа-
ях может вызвать повышение расхода цемента или по-
требуется ограничение количества этажей, возводимых
в зимних условиях. Песок в растворах с добавками по-
таша не должен содержать примесей опала. Отноше-
ние объема глиняного теста к объему цемента в це-
ментно-глиняных растворах ,с добавками поташа
должно быть не более 0,6: 1, а отношение объема
известкового теста в цементно-известковых растворах
не более 0,3: 1 независимо от влажностных условий
твердения раствора и долговечности зданий и соору-
жений.
Особенностью растворов с поташом при некоторых
видах цемента является их способность быстро загусте-
вать и становиться трудными для укладки. Скорость
схватывания растворов с поташом может регулировать-
ся добавками сульфитно-спиртовой барды в количестве
до 3% от веса цемента, повышением подвижности рас-
твора до 9—13 см и понижением его температуры, ко-
торая в момент укладки может составлять от 0 до
+ 5°С.
Таблица 1.17
Количество добавок к растворам, обеспечивающее
их интенсивное твердение на морозе
Наименование добавки Среднесуточная температура воздуха в °C Количество добавки в % к весу цемента 1
Поташ К2СО3 * Нитрит иатрия NaNO2 От 0 до —5 , -6 . -15 . -16 , —30 . -1 . —9 . -6 , -10 . -10 , -15 5 10 15 5 8 10
Не допускается применение растворов, содержащих
поташ, в кладках из силикатных каменных материалов.
Нитрит натрия в растворах на портландцементе и
шлакопортландцементе следует применять при средне-
суточной температуре до —15°С. Растворы с нитритом
натрия загустевают так же, как и обычные растворы
без химических добавок, что является их преимущест-
вом.
Количество добавок, обеспечивающих твердение
растворов на морозе, см. в табл. 1.17.
В фундаментах, подпорных стенах и др. для пони-
жения температуры замерзания раствора допускается
применение растворов с добавками хлористого каль-
ция, хлористого аммония, хлористого натрия или сме-
си хлористого кальция и хлористого натрия (в равных
долях) в количестве 4—7% от веса цемента.
Прочность растворов с химическими добавками и
область их применения — см. п. 17.3.
1.2.6. СОСТАВЫ РАСТВОРОВ
Составы растворов заданных марок с применением
вяжущих различных видов устанавливаются с учетом
требуемой степени долговечности и влажностных усло-
вий, в которых здание или сооружение находится во
время эксплуатации в соответствии с Указаниями по
приготовлению и применению строительных растворов
(ОН 290—64).
1.2.7. ПОДВИЖНОСТЬ РАСТВОРОВ
Влажностный режим твердения оказывает большое
влияние на прочность цементных и смешанных раство-
ров. Он обеспечивается путем применения растворов,
обладающих необходимой подвижностью и водоудер-
живающей способностью. В летних условиях, особенно
в районах с сухим и жарким климатом, следует произ-
водить увлажнение каменных материалов, а в отдель-
ных случаях, когда требуется повышенная монолитность
кладки,—- заливку вертикальных швов жидким раство-
ром. Требования к подвижности растворов см. [20].
1.2.8. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРОЧНОСТИ РАСТВОРА
В ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ ШВАХ КЛАДКИ
И МОНТАЖНЫХ ШВАХ ПАНЕЛЬНЫХ СТЕН
Прочность раствора в горизонтальных швах летней
или зимней кладки, отвердевшего после оттаивания, а
также в монтажных швах панельных стен рекомендует-
ся определять испытанием на сжатие кубов с ребром
3—4 см, изготовленных из двух пластинок раствора,
вынутых из швов, или же испытанием отдельных пла-
стинок раствора по методу инж. Сенюты. Пластинки по
этому методу изготовляются в виде квадрата, сторона
которого примерно в 1,5 раза превышает толщину пла-
стинки (равную толщине шва). Нагрузка на пластинку
передается через 30—40-миллиметровый металлический
стержень, установленный на ее середине. Сторона ос-
нования или диаметр стержня должны быть примерно
равны толщине шва. Прочность раствора на сжатие оп-
ределяется делением разрушающей нагрузки на пло-
щадь сечения стержня (см. СН 290—64, приложение 2).
Кубы и пластинки следует испытывать через сутки
после их изготовления. Для перехода к прочности ку-
бов с ребром 7,07 см результаты испытаний кубов лет-
них растворов с ребром 3—4 см умножаются на коэф-
фициент 0,8, а результаты испытаний пластинок — на
коэффициент 0,5. Для зимних растворов, отвердевших,
после оттаивания, указанные коэффициенты принимав
ются равными, соответственно, 0,65 и 0,4.
Прочность зимних растворов в момент оттаивания;
можно определять испытаниями на сжатие по методу,-
инж. Сенюты с выравниванием поверхностей пластиной
вместо гипсового теста трением карборундовым брус-
ком, рашпилем и т. п. Испытание образцов в этом слу-
20
Литература к главе 1
чае должно производиться после оттаивания раствора
(примерно через 2 ч). Результаты испытаний для пере-
хода к прочности кубов с ребром 7,07 см должны ум-
ножаться на коэффициент 0,7.
Данные о методах физических и механических ис-
пытаний растворов см. ГОСТ 5802—66 [17] и
СН 290—64 [20].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 1
1. СНиП II-B.2-62 «Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования». Госстройиздат, 1962.
2. Дмитриев А. С. Технико-экономическая эффектив-
ность стеновых материалов и конструкций. В сб. «Иссследова-
ние по каменным конструкциям». Госстройиздат, 1949.
3. Д м и т р и е в А. С. К уточнению стандарта на методы
определения прочности кирпича. «Стандартизация», 1*962, 2.
4. Государственные стандарты
а) Материалы
ГОСТ 379—53. Кирпич силикатный.
ГОСТ 530—54. Кирпич глиняный обыкновенный.
ГОСТ 648—41. Кирпич строительный легковесный.
ГОСТ 948—58. Перемычки железобетонные сборные для жи-
лых и гражданских зданий.
ГОСТ 1148—41. Кирпич шлаковый.
ГОСТ 4001—66. Камии стеновые из известняков и туфов.
ГОСТ 5722—51. Камни-вкладыши легкобетонные (двухпу-
стотные) для перекрытий.
ГОСТ 6133—52. Камии бетонные с щелевидиыми пустотами.
Типы и размеры.
ГОСТ 6248—59. Кирпич глиняный пустотелый полусухого
прессования.
ГОСТ 6316—55. Кирпич глиняный пустотелый пластического
прессования.
ГОСТ 6328—55. Камни керамические пустотелые стеновые
пластического прессования.
ГОСТ 6664—59. Плиты керамические фасадные. Технические
условия.
ГОСТ 6927—54. Плиты бетонные фасадные. Технические ус-
ловия.
ГОСТ 6928—54. Камни шлакобетонные и бетонные обыкно-
венные.
ГОСТ 7484—55. Кирпич и камни керамические лицевые.
ГОСТ 8426—57. Кирпич глиняный лекальный.
ГОСТ 9480—60. Плиты облицовочные пиленые из природного
камня.
ГОСТ 13579—68. Блоки бетонные для стен подвалов.
ГОСТ 13580—68. Плиты железобетонные для ленточных фун-
даментов.
б) Методы испытаний
ГОСТ 6427—52. Материалы стеновые и облицовочные. Ме-
тоды определения объемного и удельного веса.
ГОСТ 7025—67. Материалы стеновые и облицовочные. Мето-
ды определения водопоглощения и морозостойкости.
ГОСТ 8462—62. Материалы стеновые и облицовочные. Ме-
тоды определения пределов прочности при сжатии и изгибе.
5. Строительные нормы и правила, часть I «Строительные
материалы и изделия», Госстройиздат, 1962:
а) глава I-B.8-62 «Материалы и изделия из природного
ка мия»;
б) глава I-B.9-62 «Керамические материалы и изделия»;
в) глава I-В. 10-62 «Изделия из бетонов и силикатный
кирпич».
6. Типовые конструкции и детали зданий и сооружений. Ин-
дустриальные строительные изделия для гражданского строи-
тельства. Серия ИИ—03-02, альбом i-64. Фундаментные блоки.
Блоки стен, подвалов, М., 1964. (допускается изготовление
до 1/1—70 г.).
7. Указания по применению сборных ленточных фундамен-
тов (СН 58-59). М., 1960.
8. В ас и л ь е в Б. Д., М о н ф р е д Ю. Б., Шипков В. П.
Фундаменты сборной конструкции. Л.—М., 1953.
У. Типовые конструкции и детали зданий и сооружений. Ин-
дустриальные строительные изделия для гражданского строи-
тельства, серия ИИ 03-05, альбом 1А-64. Рабочие чертежи круп-
ных стеновых бетонных блоков, М., 1964.
,10. Технические условия на производство и применение
крупных стеновых бетонных блоков (ТУ 106—55), М-, 1955.
11. Указания по проектированию конструкций из автоклав-
ных силикатных бетонов (СН 165-61), М., 1961.
12. М а к а р и ч е в В. В., Левин Н. И. Расчет конст-
рукций из ячеистых бетонов М., 1961.
13. Указания по проектированию конструкций из ячеистых
бетонов. СН 287-65. Стройиздат, 1965.
14. Технические условия на производство и применение
крупных стеновых кирпичных блоков (СН 29-58), М., 1958.
15. Номенклатура крупных стеновых блоков из пильных из-
вестняков молдавского месторождения для жилищного строи-
тельства при высоте этажа 2,8 м. Кишинев, 1962.
16. Номенклатура крупных стеновых блоков из пильных из-
вестняков для жилищного, гражданского и промышленного
строительства (РСН 37—61), Киев, 1961.
17. ГОСТ 5802—66 «Растворы строительные. Методы испы-
таний» .
18. Строительные нормы и правила, часть I «Строительные
материалы и изделия»:
а) глава СНиП I-B.2-62 «Вяжущие материалы неоргани-
ческие и добавки для бетонов и растворов», М., 1962;
б) глава СНиП I-B.27-62 «Защита строительных конструк-
ций от коррозии. Материалы и изделия, стойкие против кор-
розии», М., 1964;
в) глава СНиП I-В. 1-62 «Заполнители для бетонов и
растворов», М., 1963;
г) глава СНиП I-B.11-62 «Растворы строительные», М„
,1*963.
19. ГОСТ 8736—67 «Песок для строительных работ. Общие
требования».
20. Указания по приготовлению и применению строительных
растворов, СН 290-64, М., 1965.
21. СНиП II-B.6-62* «Ограждающие конструкции. Нор-
мы проектирования». Стройиздат, 1963.
ГЛАВА 2
ФИЗИКО МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА КАМЕННОЙ КЛАДКИ
2.1. ПРОЧНОСТЬ КАМЕННЫХ КЛАДОК
ПРИ СЖАТИИ
Каменная кладка является неоднородным телом,
состоящим из камней и швов, заполненных раствором.
Этим объясняются особенности ее работы, а именно:
а) при сжатии кладки к поверхностям камней,
примыкающим к горизонтальным швам, приложены
местные усилия, распределенные беспорядочно вслед-
ствие местных неровностей и неодинаковой плотности
отдельных участков затвердевшего раствора. В резуль-
тате этого камни подвергаются не только сжатию, но
также изгибу и срезу;
б) при сжатии кладки свободные поперечные де-
формации камня и раствора невозможны вследствие
взаимодействия между этими материалами. Поэтому
на соприкасающихся горизонтальных поверхностях
камня и раствора появляются касательные усилия. Ес-
ли модуль деформаций раствора меньше, чем камня,
то эти усилия вызывают растяжение камня в попереч-
ном направлении, что уменьшает прочность кладки.
Растягивающие усилия особенно велики при очень сла-
бых растворах, разрушение которых и связанные с этим
большие поперечные деформации могут начинаться за-
долго до разрушения кладки в целом;
в) вертикальные швы в кладке, вследствие относи-
тельно слабого сцепления раствора с камнем, могут
рассматриваться как узкие щели, у концов которых
возникает концентрация растягивающих и скалываю-
щих напряжений, что уменьшает прочность кладки.
Характер разрушения кладки и степень влияния
многочисленных факторов на ее прочность объясняются
особенностями ее напряженного состояния при сжатии.
Разрушение обычной кирпичной кладки при сжатии на-
чинается с появления отдельных вертикальных трещин
(рис. 2.1,а), как правило, над и под вертикальными
швами, что объясняется явлениями изгиба и среза
камня, а также концентрацией растягивающих напря-
жений над этими швами. При дальнейшей загрузке
кладки количество местных вертикальных трещин уве-
личивается, они постепенно объединяются и образуют
трещины большой протяженности. В' результате этого
кладка расслаивается на отдельные столбики (рис. 2.1,6),
которые затем разрушаются вследствие возникновения
в сечении эксцентрицитетов, продольного изгиба и раз-
дробления отдельных кирпичей.
Первые трещины в кирпичной кладке появляются
при нагрузках, меньших, чем разрушающие, причем
обычно отношение т= 1Утрещ : тем меньше, чем
слабее раствор (1Утрещ — нагрузка, соответствующая
моменту появления первых трещин /Vpagp —разрушаю-
щая нагрузка). Так, например;
для кладок на растворах марок 50 и выше т = 0,74-0,9
» » » » » 10 и 25 т = 0,6-?0,7
» » » » » 0;2 и 4 т = 0,44-0,6
Момент появления первых трещин зависит также
от качества выполнения горизонтальных швов и от
плотности применяемого раствора. При неровных швах
и растворах малого объемного веса (например, с запол-
нителем в виде легкого песка) величина т может быть
меньше приведенных значений.
В кладках из хрупких материалов (например, из
некоторых видов керамических камней, камней из ячеи-
стого бетона) первые трещины появляются при нагруз-
ках 0,85—-1 от разрушающей.
На прочность кладки при сжатии влияют следую-
щие факторы: прочность камня; размеры камня; пра-
вильность формы камня; наличие пустот в пустотелых
камнях; прочность раствора; удобоукладываемость
(подвижность) раствора при его применении; упруго-
пластические свойства (деформативность) затвердевше-
го раствора; качество кладки; (перевязка кладки; сцеп-
ление раствора с камнем; степень заполнения раство-
ром вертикальных швов кладки.
°ис. 2.1. Стадии разру-
мения кирпичной кладки
а — первая; появление мест-
ных трещин; б — вторая ста-
дия
Степень влияния каждого из этих факторов следу-
ющая.
Прочность камня, размеры и фор-
ма камня, а также наличие пустот име-
ют решающее значение для прочности кладки. При уве-
личении прочности камня в 2 раза прочность обыкно-
венной кирпичной кладки увеличивается примерно в
1,6 раза, а прочность кладки из крупных блоков в
1,8 раза.
В связи с возникновением растяжения и изгиба в
камнях прн сжатии кладки большое значение имеет со-
противление камня растяжению и изгибу. Опытами
установлено, что прочность кирпича пои изгибе влияет
22
Глава 2. Физико-механические свойства каменной кладки
на прочность кладки при сжатии не в меньшей степе-
ни, чем его сопротивление сжатию. Поэтому ГОСТ уста-
навливает требования к прочности кирпича как при
•сжатии, так и при изгибе. С увеличением высоты камня
(возрастает его момент сопротивления, и поэтому проч-
ность камня при изгибе имеет меньшее значение. Проч-
ность кладки при сжатии вследствие возникновения
сложного напряженного состояния значительно меньше
сопротивления камня сжатию, составляя, например, для
кирпичной кладки при слабых растворах всего лишь
10—15%, а при прочных растворах 30—40% от прочно-
сти камня
С увеличением размеров камня относительная проч-
ность кладки существенно повышается, как это видно
из рис. 2.2. Это объясняется более высоким сопротив-
лением изгибу и срезу камней, имеющих большую вы-
соту, а также тем, что при меньшем количестве гори-
зонтальных швов местные напряжения в зоне этих
швов распространяются на относительно меньшие объ-
емы кладки.
Рис. 2.2. Отношение прочности кладки R° к прочности
камня Ri (для кирпича — прочность стандартного образ-
ца; для бетонных камней, крупных блоков и природного
камня — кубиковая прочность)
а — кладка из кирпича марки 100; б — кладка из сплошных
бетонных камней марки 100; в — то же, из пустотелых бетон-
ных камней; г — кладка из крупных блоков марки 100; д —
кладка из рваного бута марки 400
Прочность кладки из камней неправильной формы
во много раз меньше прочности камня, составляя даже
на прочном растворе марки 100 при рваном буте высо-
кой прочности марок 1000—400 всего лишь 5—8% от
прочности камня (рис. 2.2,д). Это объясняется малым
.количеством площадок контакта, осуществляемого через
раствор между отдельными камнями, а также отсут-
ствием правильной перевязки и образованием растяги-
вающих и сдвигающих усилий в кладке вследствие бес-
порядочного расположения камней и затвердевшего
раствора в швах. Чем правильнее постели камня, тем
выше прочность кладки. Так, например, при одной и
той же прочности камня и раствора прочность кладки
из постелистого бута в 1,5 раза, а из камня правильной
формы в 3,5 раза больше, чем кладки из рваного бута.
Влияние формы (правильности граней) камня на-
столько велико, что, например, прочность кладки из си-
ликатного кирпича обычно несколько больше прочности
кладки из глиняного кирпича пластического прессова-
ния той же прочности; это объясняется тем, что сили-
катный кирпич имеет более ровные поверхности, чем
глиняный кирпич пластического прессования.
Наличие пустот в камне уменьшает прочность пу-
стотелых камней (их марку) и прочность кладки из
них. При этом, при наличии больших пустот, прочность
кладки уменьшается в большей степени, чем прочность
пустотелого камня, что уменьшает относительную проч-
ность кладки (рис. 2.2,в). Это объясняется более не-
равномерным распределением давления в кладке из пу-
стотелых камней, а также сложными условиями рабо-
ты перегородок между пустотами.
То же относится и к кладке из пустотелых керами-
ческих камней. Однако при рациональном расположе-
нии пустот кладка из некоторых видов пустотелого кир-
пича и керамических камней имеет ту же прочность,
что и кладка из сплошного кирпича той же марки (т. е.
одинаковой прочности, полученной делением разрушаю-
щей нагрузки на сечение брутто).
Приведенные на рис. 2.2 данные относятся к клад-
ке, качество которой соответствует уровню нашего мас-
сового строительства.' Повышение качества кладки и, в
частности, применение вибрирования при укладке рас-
твора значительно повышает прочность клад-
ки (см. ниже).
Прочность и у,пру го пластиче-
ские свойства затвердевшего ра-
створа значительно влияют на прочность
кладки, причем в тем большей степени, чем
меньше высота камня (см. рис. 2.3).
Прочность кладки при сжатии может
быть значительно больше кубиковой прочно-
сти раствора. Это объясняется тем, что попе-
речные деформации растворных пластинок ог-
раничены примыкающими к ним камнями, что
повышает прочность раствора. Кроме того, в
тонких пластинках раствор даже после раз-
давливания еще обеспечивает передачу дав-
ления между смежными рядами камня.
С увеличением прочности раствора проч-
ность кладки сначала быстро возрастает, а
затем рост прочности замедляется. При отно-
шениях прочности раствора R2 к прочности камня Ri
больше единицы увеличение прочности кладки из кам-
ней правильной формы незначительное.
прочностью раствора R? (марка камня R; —100 кГ/см?)
1 — кирпичная кладка; 2 — кладка из сплошных бетонных
камней; 3 — кладка из пустотелых бетонных камней; 4 —
кладка из крупных блоков из тяжелого бетона; 5 — кладка
из крупных блоков из легкого бетона; 6 — кладка из рвано-
го бута
2.1. Прочность каменных кладок при сжатии
23
Зависимости прочности кладки 7?° от прочности рас-
твора /?2 показаны на рис. 2.3; при этом для всех видов
кладок принята прочность камня 7?i = 100 кГ!см2. Проч-
ность кладки из камней неправильной формы (бута) в
большей степени зависит от прочности раствора, чем
прочность кладки из камней правильной формы (см.
рис. 2.3).
Чем деформативнее раствор, тем большие попереч-
ные растягивающие усилия возникают в камне при сжа-
тии кладки. Поэтому при одинаковой прочности рас-
твора кладка на более сжимаемых растворах имеет
меньшую прочность. Так, например, экспериментами
была установлена следующая зависимость между плот-
ностью (объемным весом у) раствора и прочностью
кладки, при одинаковой прочности раствора.
Прочность
кладки в %
Кирпичная кладка на цементно-известково-
песчаном растворе. Объемный вес свежего
раствора 7 = 2040 кг/.и8 .................. 100
То же, на тяжелом растворе из доменных
шлаков мокрого тонкого помола 7 =
= 2140 кг/л8 .............................. 130
То же, на цементно-песчаном растворе с до-
бавкой органических пластификаторов 7 =
= 1930 кг/м3 ............................... 72
Если же раствор одновременно имеет малую проч-
щость и малую плотность (например, известковый рас-
твор), то прочность кладки особенно низка.
Качество кладки и подвижность ук-
ладываемого раствора являются также важ-
нейшими факторами прочности кладки. Качество клад-
ей характеризуется равномерностью заполнения раство-
ром горизонтальных швов. Если принять, например, за
100% нормативную прочность кирпичной кладки, соот-
ветствующую массовому уровню нашего строительства,
то прочность кладки, выполняемой каменщиком низкой
квалификации, может составлять 80—85%, а высокока-
чественной кладки— 150—160'fc.
Почти идеального, равномерного и плотного запол-
нения швов можно достигнуть, применяя вибрирование
кладки. В этом случае прочность кирпичной кладки в
1,7—2 раза выше прочности обычной кладки среднего
качества и может быть близкой к прочности кирпича.
Качество заполнения шва в сильной степени зави-
сит от подвижности применяемого раствора. Прочность
кладки, выложенной на подвижных (пластичных) рас-
творах, выше прочности кладки на жестких растворах.
В связи с этим в растворах применяют пластифициру-
ющие и водоудерживающие добавки в виде извести
или глины (см. п. 1.2.4.3). Например, прочность кладки
на жестком цементно-песчаном растворе состава 1 :4
примерно на 15% меньше прочности кладки на пластич-
ном растворе с тем же содержанием цемента, но соста-
ва 1 : 0,2 : 4 (цемент ; известь или глина : песок).
Следует, однако, иметь в виду, что если пластич-
ность свежего раствора достигается благодаря умень-
шению его плотности и прочности, то возможно значи-
тельное понижение прочности кладки, как это происхо-
дит, например, при кладке на известковых растворах.
'Особенно неблагоприятно сочетание малой подвижности
с малой плотностью раствора; так, например, кладка на
растворах с легкими заполнителями иногда на 30—35%
слабее, чем кладка на тяжелых растворах той же проч-
ности.
Перевязка кладки при осевом сжатии не-
существенно влияет на прочность кладки, если (в кир-
пичной кладке) она выполняется не реже чем в каж-
дом шестом ряду. Однако при кладке в зимних усло-
виях следует предпочитать цепную перевязку. Цепную
перевязку следует также применять при кладке в сей-
смических условиях, при большой внецентренности при-
ложения нагрузки, при больших местных нагрузках
и пр.
Сцепление раствора с камнем и ка-
чество заполнения вертикальных швов
мало (до 10%) влияет на прочность кладки при сжа-
тии. Однако монолитность, трещиностойкость кладки и
ее сопротивление усилиям изгиба и растяжения при не-
равномерной осадке фундаментов, изменении темпера-
туры и пр. существенно зависит от указанных факто-
ров. Особое значение сцепление и хорошее заполнение
швов раствором имеет для повышения сопротивления
кладки сейсмическим и динамическим нагрузкам. Хоро-
шее заполнение всех швов раствором имеет также важ-
нейшее значение для уменьшения продуваемости и во-
допроницаемости кладки; качество заполнения швов в
большой степени определяет эксплуатационные качест-
ва стены.
Предел прочности всех видов кла-
док определяется по формуле проф. Л. И. Онищика:
Ro = ARJ 1 —
а
27?!
где R° — предел прочности кладки при сжатии;
Ri—предел прочности камня при сжатии;
—предел прочности раствора (кубиковая проч-
ность) .
Коэффициент А характеризует максимально воз-
можную, так называемую «конструктивную» прочность
кладки. Действительно, из формулы (2.1) следует, что
при R2-^~co, R°=ARi.
Коэффициент А (конструктивный коэффициент)
определяется по формуле
А _ 100 + 7?!
100m nRr
(2.2)
где Ri выражен в кГ!см2.
Величины коэффициентов a, b, m и и приведены в
табл. 2.1.
Таблица 2.1
Величины коэффициентов a, b, m и п
Вид кладки
Кирпичная (высота ряда
от 5 до 15 см) и кладка из
крупных кирпичных блоков .
Из сплошных камней пра-
вильной формы (высота ряда
18—39 см).................
То же, из пустотелых
камней ...................
Из сплошных крупных
блоков (высота ряда 60 см
и более) .................
Из рваного бутового кам-
ня (для кладки в возрасте
3 месяцев)................
а Ь m п
0,2 0,3 1,25 3
0,15 0,3 1,1 2,5
0,15 0,3 1.5 2,5
0,09 0,3 См. прг мечаиие
0,2 0,25 2,5 8,0
Примечание. При определении прочности клад-
ки из сплошных легкобетонных крупных блоков прини-
мается коэффициент А = 0,8, а из крупных блоков тяже-
лого бетона А = 0,9.
Глава 2. Физико-механические свойства каменной кладки
Коэффициенты применяют при определении
прочности кладки на растворах низких марок. Эти ко-
эффициенты принимают равными:
при
R2 R2 7—1* (2-3)
Rz < R%
it>R2 + (3 — то)^2
7 =-----;— --------
R2
(2-4)
Для кладки из кирпича и камней правильной фор-
мы R2=0,04 Ri; Yo =0,75; для бутовой кладки R2=
=0,08 Ru io =0,25.
Формула (2.1) установлена для случаев, когда ка-
чество кладки соответствует уровню массового строи-
тельства, а применяемые растворы достаточно подвиж-
ны и удобоукладываемы. Если эти условия не соблю-
даются, то влияние ряда факторов учитывается приме-
нением дополнительных коэффициентов к значениям R°,
вычисленным по формуле (2.1). В случае, например,
применения жестких, неудобных для кладки цементных
растворов (без добавки глины или извести), растворов
на шлаковом или другом легком песке, а также сильно
сжимаемых (в возрасте до трех месяцев) известковых
растворов пределы прочности кладки понижаются на
15% по сравнению с вычисленными по формуле (2.1).
На 20% и более понижается предел прочности кладки
из пустотелых крупных бетонных блоков по сравнению
с пределом прочности кладки из сплошных крупных
блоков той же марки. Предел прочности кладки из по-
стелистого бута на 50% больше, чем кладки из рваного
бута.
Как уже было указано, прочность кирпича при
сжатии не является достаточной характеристикой проч-
ности кладки; поэтому формула (2.2) применима для
кирпичной кладки только при условии, что сопротивле-
ние кирпича изгибу равно или (в запас прочности)
больше требуемого ГОСТом при данной марке кирпича.
Повышение сопротивления кирпича изгибу увеличи-
вает прочность кладки. Это обстоятельство может быть
использовано в некоторых случаях (например, при над-
стройках зданий), если кирпич испытан на сжатие, из-
гиб и срез; коэффициент А при этом может быть опре-
делен по более точным формулам:
Л =-------1——; (2.5)
3R»sr
тон или кладка неограниченное время (/ ->оо) без раз-
рушения. Величина А’дл для тяжелых бетонов равна
0,8 R°—0,85 R°, а для ячеистых бетонов неавтоклавного
твердения 0,55 R°—0,60 R°. Для кирпичной кладки на
прочных растворах марок 50 и выше ориентировочно
Ran =0,8 R°, марок 10 и 25—-0,7 R0 и для кладок на
известковом растворе 0,6 R®.
Если напряжения в кладке с <RM, то она может
нести нагрузку неограниченное время. Более того, пр»
напряжениях 0,2R° < ог<Ддл происходит с течением
времени уплотнение бетона или кладки под нагрузкой,
что, как правило, повышает их прочность на 5—15%-
Если же напряжения ог>Ддл, то с течением време-
ни происходит постепенное разрушение структуры бе-
тона или кладки, что приводит через некоторое время
к полному разрушению при напряжении, меньшем пре-
дела прочности R0 (соответствующего кратковременно-
му загружению). При этом разрушение происходит тем
скорее, чем больше о по сравнению с RM . Это пони-
жение несущей способности может частично компен-
сироваться не учитываемым при проектировании ростом
прочности бетонных камней и раствора с теченьем вре-
мени.
При правильном проектировании и строительстве
напряжения в элементах конструкции не должны пре-
вышать предела длительного сопротивления, поэтому
понижение прочности кладки во времени при больших
напряжениях не учитывается расчетом при проектиро-
вании. Вместе с тем не учитывается и влияние
факторов, повышающих прочность кладки, имея в ви-
ду вероятность перегрузок конструкций по случайны»
причинам.
2.2. СЦЕПЛЕНИЕ РАСТВОРА С КАМНЕМ
И ПРОЧНОСТЬ КАМЕННЫХ КЛАДОК
ПРИ РАСТЯЖЕНИИ 'И СРЕЗЕ
Прочность кладки при растяжении и срезе зависит
главным образом от сцепления раствора с камнем.
Прочность сцепления зависит от очень многих факто-
ров, например от прочности и усадки раствора, скоро-
сти поглощения камнем воды, чистоты поверхности-
камня, условий твердения раствора в кладке (темпера-
туры и влажности воздуха), содержания посторонних
примесей в камне и растворе и др.
При обеспечении ряда требований к материалам
кладки и ее качеству (см. п. 4.2.9) предел прочности-
сцепления может быть определен по формулам:
а) нормальное сцеплешТб (сопротивление шва раз-
рыву)
где Rcp сопротивление кирпича срезу.
В формулу (2.1) подставляется меньшее из двух
значений Л, вычисленных по формулам (2.5) и (2.6).
Предел прочности вибрированной кирпичной клад-
ки, в которой обеспечено плотное и равномерное запол-
нение швов раствором, значительно больше, чем обыч-
ной, и определяется по формуле
R°=l,75T?o, (2.7)
где R° — предел прочности обычной кирпичной кладки.
Предел прочности бетона и кладки зависит также
от длительности загружения. Пределом длительного со-
противления бетона или кладки 7?дл называется макси-
мальное напряжение, которое может выдерживать бе-
касательное сцепление (сопротивление шва сдвигу)
7,2
R = 2S=--------<2'9>
оО
где Ri — предел прочности раствора (кубиковая проч-
ность) в кГ1см?.
При осевом растяжении и растяжении при изгибе
различают случаи сопротивления неперевязанных сече-
ний, как, например, горизонтальных швов (рис. 2.4) и
перевязанных сечений (рис. 2.5 -и 2.6). Во втором слу-
чае разрушение может происходить по ступенчатому се-
чению, т. е. по горизонтальным и вертикальным швам
(рис. 2.5, сечение а—а и рис. 2.6) или же по плоскому
сечению, т. е. по вертикальным швам и целому камню»
(рис. 2.5, сечение в—в).
2.3. Деформации кладки
25
Рис. 2.4. Растяжение не-
перевязанных сечений
Рис. 2.5. Растяжение перевя-
_____ занных сечений _
а — ступенчатое сечение- в — плос-
кое сечение
Рис. 2.6. Растяжение при
изгибе перевязанных се-
чёний
Пределы прочности при осевом растяжении, растя-
жении прн изгибе и срезе могут быть вычислены по
формулам:
а) по неперевязанным сечениям:
осевое растяжение
(2.Ю)
растяжение при изгибе
<в = 1,5«°р; (2.П)
срез
4, = г; (2.12)
б) по перевязанным сечениям при ступенчатому сечению осевое растяжение разрушении по
(2.13)
растяжение при изгибе
Яр.и1 = 2Я°р1, (2.14)
где с — глубина перевязки и d — высота камня
(рис. 2.7). Независимо от действительной глубины пе-
ревязки следует принимать с : rf<2.
При разрушении по плоскому сечению:
осевое растяжение
рО
(2.15)
растяжение при изгибе
Яр.и2 = 1.57?о2 , ' (2.16)
пО
где ^р.камня—предел прочности камня при осевом рас-
тяжении.
Для кирпича
ро
р° _ и- КИРП
Кр. кирп — , (2.17)
где кирп — предел прочности кирпича при изгибе,
устанавливаемый стандартными испы-
таниями.
При растяжении по перевязанному сечению разру-
шение может произойти как по ступенчатому, так и
плоскому сечению, поэтому предел прочности кладки
растяжению или растяжению при изгибе принимается
равным меньшей из двух величин, вычисленных по фор-
мулам (2.13) и (2.15) или формулам (2.14) и (2.16).
2.3. ДЕФОРМАЦИИ КЛА ДКИ
Каменная кладка является упруго-пластическим
телом; ее деформации зависят от длительности прило-
жения нагрузки или же скорости загружения кладки.
Различают: а) упругие (или мгновенные) деформации;
к этим деформациям близки также деформации кладки,
получаемые при очень быстром загружении (несколь-
ко секунд от начала загружения до разрушения образ-
ца); зависимость между напряжениями и деформация-
ми в этом случае близка к прямолинейной; б) кратко-
временные деформации, соответствующие обычной в ла-
бораторных условиях длительности испытаний (менее
1 ч), и в) деформации при длительном загружении, в
том числе в течение многих лет, при (где t —
длительность загружения). Зависимость между дефор-
мациями е, напряжениями а и скоростью приложения
нагрузки Of может быть представлена в виде поля де-
формаций. На рис. 2.8 показано поле деформаций для
тяжелого бетона (по данным Европейского комитета
по бетону); кривые на этом рисунке относятся к слу-
чаям постоянной нагрузки; значения е указаны для
различных величин и разной длительности приложения
нагрузок. При переменной скорости загружения зави-
симость ст-г-е может выражаться любой сколь угодно
сложной кривой, расположенной в пределах поля де-
формаций.
На рис. 2.9 показано ориентировочное поле дефор-
маций для кирпичных кладок на растворе прочностью
30 кГ]см?.
Поле деформаций ограничено слева линией «мгно-
венных» (упругих) деформаций, справа — предельных
полных деформаций (при /->оо) и сверху — кривой за-
висимости пределов прочности от длительности прило-
жения нагрузки (см. п. 2.1).
Полная относительная деформация еПолн кладки
(без учета усадки) может быть выражена формулой
Еполн еупр + едл ’
где еупр — упругая относительная деформация кладки;
едл — относительная деформация при длительном
приложении нагрузки.
26
Глава 2. Физико-механические свойства каменной кладки
Рис. 2.8. Зависимость между напряжениями и
деформациями для тяжелого бетона при дли-
тельном приложении нагрузки. Возраст бетона в
момент приложения нагрузки 28 дней (по данным
Европейского комитета по бетону)
1 — предел прочности при постоянной нагрузке; 2 —
максимальные (предельные) деформации ползучести
проф.
(2.18)
крат-
Рис. 2.9. Зависимость между напряжениями и де-
формациями для кирпичной кладки tea прочном
растворе
1 — предел прочности при постоянной нагрузке; 2 — мак-
симальные (предельные) деформации ползучести; =
— 30 кГ/см%; Ео =30 000 кГ/смЯ; загрузка в 28-дневном
возрасте
Зависимость между напряжениями и деформация-
ми при сжатии от кратковременных нагрузок наиболее
точно может быть выражена формулой
Л. И. Онищика
а
1 Г do
Е~ “o-R0 J 1 _f ° \k ’
0 U R° J
,где е—относительная деформация сжатия при
ковременной нагрузке (е = £упр -4- е1дл);
с — напряжение сжатия, при котором вычисляется
е;
R°—предел прочности кладки [формула (2.1)];
“о — упругая характеристика кладки; чем больше
о0, тем меньше деформации кладки;
р. и k— коэффициенты, характеризующие пластичность
кладки; чем меньше р., тем больше пластиче-
ские деформации.
Экспериментальные значения коэффициентов «о, [' и
k для некоторых видов бетонов и -кладок см. [6, 7 и
10]. В целях упрощения расчета в нормах проектирова-
ния каменных конструкций приняты постоянные значе-
ния fe=l и р = 1,1 и соответствующие этим значениям
упругие характеристики % = а, приведенные в
табл. 3.14.
При этих значениях коэффициентов формула (2.18)
имеет вид
е = — —-—- In (1 —-----'j. (2.19)
а 1,1R° 7
Так как зависимость между напряжениями и де-
формациями криволинейна, модуль деформаций не яв-
ляется величиной постоянной. Различают (рис. 2.10):
Рис. 2.10. Модули деформаций
1 — начальный модуль деформаций
(модуль упругости) E,=tga0; 2 —
касательный модуль деформаций
„ . da
£кас=Ша1“ ----: 3—средний (се-
d е
кущий) модуль деформаций Е —
, с
=tg а= —
е
При этом едя может быть представлена в виде:
едл = е1дл + е2дл >
где е1дл — пластическая деформация, возникающая
при кратковременной нагрузке (т. е. при
нагрузке длительностью до 1 ч);
е2дл —деформация ползучести.
Пластическая деформация Чдл бетонов и кладок
на прочном растворе при напряжениях о<;0,5 R0 обыч-
но не превышает 15% от упругой деформации. Полная
предельная деформация (при /->оо) обычно в
2—4 раза больше Еупр-
а) Е0‘—начальный модуль деформаций (модуль
упругости) кладки, соответствующий малым напряже-
ниям (о <0,2 R°). Величина Ео определяется по фор-
муле
EB = aR°; (2.20)
б) касательный модуль деформации
£кас = ^°^Е:
в) средний (секущий) модуль деформации
Е = С/е.
(2.21)
(2.22)
2.3. Деформации кладки
27
При зависимости между напряжениями и деформа-
циями по формуле (2.19) модули деформаций опреде-
ляются по формуле
Аас — Ц
(2.23)
Средний модуль упругости в этом случае может
быть приближенно определен по формулам:
при
2 I
& 'С g Е — Ео /1
а
2Я°
2 / а \
а >— £=1i2£0^i_—-1. (2.24)
При расчете с учетом длительного приложения на-
грузки наиболее важной характеристикой является пре-
дельная полная деформация кладки еполн (соответст-
вующая £-*оо). Значение этой величины различно для
разнык видов бетонов и кладок и для некоторых из
«их приведены в [7, 13, 14 и 15]. Для практических рас-
четов значения нормированы и определяются
умножением еупр на коэффициенты т], зависящие от
вида кладки [см. формулу (3.5)]. Нормированные зна-
чения т] относятся к деформациям при напряжениях
«г <0,5 R0. При этих значениях напряжений деформа-
ции ползучести в основном развиваются в течение пер-
вого года после загрузки и затем возрастают очень
медленно, постепенно затухая При больших напряже-
ниях деформации ползучести затухают медленнее, а
при напряжениях, превышающих предел длительного
сопротивления Рлл, скорость деформаций с течением
времени увеличивается, и наступает разрушение.
Деформации ползучести при напряжениях О <
<0,5 обычно прямо пропорциональны величине на-
пряжений, так же как и упругие деформации. Скорость
нарастания этих деформаций зависит от материалов и
качества кладки, возраста кладки в момент ее загрузки,
размеров сечения кладки и пр. Данные по этому вопро-
су для кладок даны в [7]. В качестве примера па
рис. 2.11 приведены данные о росте деформаций при по-
стоянном напряжении тяжелого бетона и кирпичной
Рис. 2.11. Отношение полной деформации к упру-
гой т= еполн: еупр в зависимости от длительно-
сти приложения нагрузки
1—для тяжелого бетона; 2— для кладки на прочном
растворе из глиняного кирпича
кладке на прочном растворе, полученные по экспери-
ментальным данным. Показаны, в функции от времени
значения ш = еполн ’ £упр » где еполн полная де-
формация в рассматриваемый момент времени, а
еупр —упругая деформация. Данные рис. 2.11 относят-
ся к случаям загружения бетона или кладки в возрасте
tHr-30 4-50 дней и к напряжениям а <0,5 /?°.
Возраст кладки в момент загружения существенно
изменяет скорость деформаций ползучести. При увели-
чении скорость деформаций уменьшается.
Деформация усадки кладки из глиняного обожжен-
ного кирпича происходит только за счет растворных
швов и незначительна (за исключением усадки, проис-
ходящей за счет отсоса кирпичом воды из свежеуло-
женного раствора до его твердения). Усадка кладки из
бетонных материалов и силикатного бетона может при-
ниматься равной усадке этих материалов. Ориентиро-
вочно величины относительной усадки [14] могут прини-
маться следующими:
кладка из камней из тяжелого бетона с
крупным заполнителем, естественного
твердения............................. 3 10~4
то же, при пропаривании................. 2,5-10“4
кладка из камней из легкого бетона с
крупным заполнителем естественного
твердения.............................3,5-10—4
то же, при пропаривании................. 3-10—4
кладка из камней из автоклавного силикат-
ного бетона .......................... 2,5-10“4
кладка из камней автоклавного ячеистого, _4
цементного и силикатного бетона . . . 3,5-10
кладка из силикатного кирпича .... 3-10“4
Более подробные данные об усадочных деформаци-
ях бетонных материалов см [1].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 2
1. Александровский С. В. Расчет бетонных и желе-
зобетонных конструкций иа температурно-влажностные воздей-
ствия с учетом ползучести. Стройиздат, 1966.
2. Дмитриев А. С. и С е м ен цов С. А. Каменные и
армока менны е конструкции. Госстройиздат, 1965.
3. Исследования по каменным конструкциям. Сб. ЦНИИ С
под ред. проф. Л. И. Онищика. Стройиздат, 1949.
4. Исследования по каменным конструкциям. Сб. ЦНИПС
под ред. проф. Л. И. Онищика. Стройиздат, 1959.
5. Онищик Л. И. Каменные конструкции. Госстройиздат,
1939.
6. О н и щ и к Л. И. Прочность и устойчивость каменных
конструкций, ОНТИ, 1937.
7. Поляков С. В. Длительное сжатие кирпичной кладки.
Госстройиздат, 1959.
8. П о л я к о в С. В. и Ф а ле вич Б. Н. Каменные конст-
рукции. Госстройиздат, 1960.
9. Поляков С. В. Сцепление в кирпичной кладке. Гос-
стройиздат, 1959.
10. Прочность и устойчивость крупнопанельных конструк-
ций. Труды ЦНИИСКа под ред. С. А. Семенцо-ва и В. А. Ка-
мей ко. Госстройиздат, 1962.
11. Семенцов С. А. Расчет каменных и армокаменных
конструкций по расчетным предельным состояниям. Госстрой-
издат, 1955. „
12. Сем еицов С. А. Каменные конструкции. Госстройиз-
дат, 1960. _ -V,,
13. Улицкий И. И. Ползучесть бетона. Гостехиздат Ук-
₽аИи',у9л и ц к и й И. И. Практический метод расчетного опре-
деления деформаций и усадки бетонов. В сб. «Методика лабо-
раторных исследований». Госстройиздат, 19Ь2.
15 У л и Ц к и й И. И., К и р е е в а С. В. Усадка и ползу-
честь бетонов заводского изготовления. Изд-во «Буд1вельник»,
КИе?6 'экспериментальные исследования каменных конструк-
ций. Сб. ЦНИПС под ред. проф. Л. И. Онищика. Стройиздат,
1939.
ГЛАВА 3
НАГРУЗКИ. РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ КЛАДКИ
3.1. НАГРУЗКИ
Различают нормативные и расчетные нагрузки [4].
Нормативными нагрузками от собственного веса конст-
рукций и технологического оборудования называются
наиболее вероятные величины этих нагрузок, соответст-
вующие нормальным условиям возведения и эксплуа-
тации здания. Нормативные нагрузки от атмосферных
воздействий (ветра, снега) определяются по макси-
мальным нагрузкам, установленным за некоторый, до-
статочно длительный, срок наблюдений.
Расчетные нагрузки равны нормативным, умножен-
ным на коэффициенты перегрузки п. Коэффициенты пе-
регрузки учитывают наибольшие вероятные превы-
шения фактических нагрузок над нормативными.
Собст1венный вес каменных кладок из сплош-
ных крупных блоков, изготовленных из бетона или вы-
пиленных из природного камня, принимается равным
объемному весу этих материалов. Реальные объемные
веса бетонов с учетом их влажности в условиях экс-
плуатации (в кд/л;3):
тяжелый вибрированный бетон на
щебне изверженных пород.................. 2400
то же, на известняковом щебне . . . 2300
керамзитобетон...................... 900—1800
шлакобетон.......................... 1400—1600
конструктивные ячеистые бетоны . . . 700—1400
Данные об объемном весе природных камней из
различных горных пород — пильных известняков, ту-
фов, ракушечников и др. (см. [7] раздел 4.5 «Каменные
материалы»). Объемный вес виброкирпичных панелей
следует принимать равным 1850 кг'м3. Объемный вес
стен и столбов, выполненных из ручной кладки, приве-
ден в табл. 3.1; он установлен по объемному весу кир-
пича (или камня), раствора, с учетом фактически по-
лучающейся в кладке пустотности швов [2].
По указанным в табл. 3.1 относительным объемам
камня и раствора для наиболее распространенных ви-
дов кладок могут быть вычислены объемные весц ана-
логичных типов кладок, выполненных из каменных ма-
териалов других объемных весов (бута, изверженных
пород, камней из керамзнтобетона или ячеистого бето-
на, камней с различной пустотностью и т. п.).
Собственный вес различных видов облегченных
стен должен определяться в каждом отдельном случае
в зависимости от принимаемого типа кладки; для рас-
пространенных видов облегченных стен данные об их
весе приведены в [1 и 8].
При определении нагрузок должен учитываться вес
штукатуров:. Вес сухой штукатурки принимается рав-
ным, включая крепления, 15 кг/л2. При отсутствии спе-
циальных данных толщина мокрой штукатурки прини-
мается равной 2 см, а объемный вес штукатурки из
известкового раствора 1600 кг/л3 и из смешанного или
цементного раствора 1800 кг^м3. Вес штукатурки не.
учитывают, если к моменту времени, для которого про-
изводится расчет, штукатурка еще не будет выполнена.
Штукатурку не учитывают при определении расчетного
сечения каменных конструкций. Нагрузку от перегоро-
док следует учитывать по их фактическому весу.
Приведенные выше* данные об объемном весе при-
нимаются для определения нормативных нагрузок от
собственного веса каменных конструкций. Расчетные
Таблица 3.1
Объемный вес ручной кладки различных типов
Вид кладки Объемный вес в кг/м3 Объем в % от объема кладки Вероятный вес кладки в кг[м* Объемный вес кладки, принимаемый при расчете, в кг/м3
камня раство- ра камня ШВОВ раство- ра от До
Бутовая из известняка 2200- 2500 1800 60—65 40—35 36—32 1970 2200 2100
Сплошная из кирпича иа тяжелом растворе , Из кирпича, с расширенными вертикальными швами 1700—2000 1800 76 24 21,6 1680 1900 1800
на теплом растворе Из пустотелой керамики, пустотелого, дырчатого, 1700—2000 1400 71,5 28,5 25,7 1575 1790 1700
пори сто-дырчатого или пористого кирпича 1 1450 1 1300 1800 1800 76 76 24 24 21,6 21,6 1490 1380 1500 1400
Из сплошных шлакобетонных камней Из шлакобетонных камней со щелевыми пустотами, 1400—1600 1800 89 11 10 1420 1600 1600
типа „Крестьянин" (пустотность камней 26%) Из трехпустотных шлакобетонных камней со сквозными пустотами с засыпкой пустот шлаком (пустотиость камней 1040—1180 1800 89 11 10 1100 1230 125(1
35%, объемный вес шлака 1000 кг/м3) 910—1040 1800 89 11 10 1300 1415 1400^
3.2. Нормативные сопротивления
29
нагрузки от собственного веса определяются умноже-
нием на коэффициент перегрузки 1,1 для учета вероят-
ного увеличения объемного веса материала пли же
утолщения стен (в пределах допуска по толщине). Ес-
ли наиболее невыгодные условия расчета получаются
при минимальном значении расчетной продольной силы
(например, при расчете по раскрытию трещин, при
больших эксцентриситетах, при расчете на опрокиды-
вание и пр.), расчетные нагрузки от собственного веса
получаются умножением нормативных нагрузок на ко-
эффициент перегрузки 0,9.
Другие виды нагрузок (нагрузки на пе-
рекрытия, снеговые и ветровые нагрузки и пр.) и соот-
ветствующие им коэффициенты перегрузки принимают-
ся по указаниям главы СНиП И-А.11-62 «Нагрузки и
воздействия. Нормы проектирования». Горизонтальные
нагрузки, действующие на внутренние стены и перего-
родки, не нормированы. Тем не менее эти нагрузки сле-
дует учитывать по фактическим данным, но принимая
расчетную нагрузку не менее 20 кГ на 1 ти2 стены или
перегородки.
3.2. НОРМАТИВНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ.
КОЭФФИЦИЕНТЫ ОДНОРОДНОСТИ КЛАДКИ
И КОЭФФИЦИЕНТЫ У СЛОВИЙ РАБОТЫ.
РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ
При испытании отдельного образца кладки опреде-
ляется его временное сопротивление (предел прочности
7?°). Расчетными же характеристиками прочности клад-
ки являются нормативное и расчетное сопротивление R"
и R, назначаемые нормами на основании анализа зна-
чений R°, полученных нз испытаний большого количе-
ства образцов.
Нормативным сопротивлением кладки R" называ-
ется среднее временное сопротивление кладки, получен-
ное из испытаний большого количества образцов, ка-
чество изготовления которых соответствует массовой
практике строительства. Нормативные сопротивления
сжатию могут быть вычислены по формуле (2.1), при-
нимая /?°=ДН, или же по формуле (3.1). Значения ₽н
приведены также в СНиП П-А.10-62 [3].
Коэффициент однородности кладки kK учитывает
наибольшие вероятные отклонения фактической прочно-
сти кладки от нормативного сопротивления. Расчетное
сопротивление кладки равно нормативному сопротивле-
нию кладки, умноженному на коэффициент однородно-
сти. Коэффициенты условий работы т, применяемые
при расчете каменных неармированных конструкций,
учитывают требуемую степень долговечности сооруже
ний, влияние влажности на прочность некоторых мате-
риалов, влияние временного замораживания раствора в
швах на прочность кладки и др.
Коэффициенты условий работы при расчете камен-
ных конструкций вводятся в виде множителей в фор-
мулы, определяющие расчетную несущую способность
конструкций, а в отдельных случаях — умножаются на
величину расчетных сопротивлении.
Коэффициенты однородности камен-
ных кладок приведены в табл. 3.2.
Расчетные сопротивления умножаются на коэф-
фициенты условий работы в следующих слу-
чаях:
а) при проверке прочности столбов и простенков с
площадью сечения 0,3 м2 и менее тк =0,8; это указа-
ние не распространяется на виброкирпичные панели,
для которых соответствующие коэффициенты принима-
ются согласно примечаниям 1 и 2 к табл. 3.3;
Таблица 3.2
Коэффициенты однородности камеииых кладок feK
Вид кладки
Вид напряженного
состояния
1 Каменные кладки всех ви-
дов (кроме указанных в пп. 2
и 3 таблицы)
2 Вибрированная кирпичная
кладка; кладка из блоков из
крупнопористого и бесцемент-
ного ячеистого (кроме сили-
катного) бетонов
3 Кладка из крупных бло-
ков: из плотного силикатного
бетона марки выше 300, си-
ликатного ячеистого бетона и
из цементного ячеистого бе-
тона
4 Кладки^всех видов
Значе-
ния
0.5
0,4
0,45
0,45
Сжатие осевое и
при изгибе
То же
Осевое растяже-
ние, растяжение при
изгибе, срез, глав-
ные растягивающие
напряжения
Таблица 3.3
Расчетные сопротивления R„ сжатию
виброкирпичной кладки заводского изготовления
на тяжелых растворах
Марка кирпича Значение в кГ]см& при марке раствора
150 100 75 50 25
200 42 38 35 31 24
150 34 31 29 26 21
125 31 29 26 24 19
100 27 25 23 21 17
75 22 21 20 18 15
1. Расчетное сопротивление
панелей и блоков толщиной
сжа-
... 25 см
принимается по таблице с коэффициентом
Примечания:
тию виброкириичных
и более
0,85.
2. Расчетные сопротивления, приведенные в табли-
це. относятся к участкам кладки шириной не менее
40 см. Для самонесущих и ненесущих стен допускается
применение панелей с простенками шириной менее 40 см,
по не менее 32 см, при этом расчетное сопротивление
кладки принимается с коэффициентом 0,8.
3. Технология вибрирования кладки определяется
специальными техническими условиями.
б) при проверке прочности на сжатие конструкций
незаконченного здания или сооружения, в том числе
зимней кладки в период оттаивания раствора, тк =1,25
Этот коэффициент не применяется для стен из вибро-
кирпичных панелей;
в) при расчете конструкций на нагрузки, которые
будут приложены после длительного твердения кладки
(более года), а также на сейсмические нагрузки рас-
четные сопротивления умножаются на коэффициенты
условий работы, равные: при работе кладки на сжатие
тк—1,1; при работе на растяжение, изгиб и срез, в случаях
когда сопротивление кладки определяется силами сцеп-
ления раствора с камнем (см. табл. 3.11), при цемент-
но-известковых растворах /пк =1,2, при цементно-гли-
няных растворах тк =1,1;
г) при расчете неармированной кладки в элементах,
имеющих круглое сечение, если они выполняются из
обыкновенного, не лекального кирпича, тк =0,6.
30
Глава 3. Нагрузки. Расчетные характеристики кладки
Расчетные сопротивления кладки из вибрированных
кирпичных блоков принимают по табл. 3.3, а из невиб-
рированных блоков — по табл. 3.5, в зависимости от
марки раствора, на котором выложены блоки. При
этом марка раствора монтажных швов должна быть не
менее чем на одну ступень выше марки раствора, при-
менявшегося для кладки блоков.
При расчете зимней кладки расчетные сопротивле-
ния должны быть умножены на дополнительные коэф-
фициенты условий работы, приведенные в главе 17, а
Таблица 3.4
Расчетные сопротивления R сжатию кладки
из крупных бетонных сплошных и пустотелых
(см. п. 4 примечаний) блоков и блоков
из природного камня пиленых или чистой тески
при высоте ряда кладки 500—1000 мм
Марка бетона или камня Значения R в кГ]смг
при марке раствора при нулевой прочности раствора
50 и выше 25 10
1000 165 158 145 113
800 138 133 123 94
600 114 109 99 73
500 98 93 87 63
400 82 77 74 53
300 65 62 57 44
250 57 54 49 38
200 47 • 43 40 30
150 39 37 34 24
100 27 25 24 17
75 21 20 18 13
50 15 14 12 8.5
35 11 10 9 6
25 7,6 7’ 6,5 4
1. Расчетные
сопротивления клад-
Примечания:..
ки из крупных блоков высотой более- 1000 мм прини-
маются по таблице с коэффициентом 1,1.
2. К величинам расчетных сопротивлений кладки из
крупных блоков, приведенным в таблице, вводятся до-
полнительные коэффициенты:
0,8 — для кладки нз блоков, изготовленных из бесце-
ментного ячеистого бетона н крупнопористого бе-
тона; .
0,9 — для кладки из блоков из цементного ячеистого
бетона и силикатного бетона марки выше 300;
1,1— для кладки из блоков нз плотного тяжелого бето-
на н тяжелого природного камня (Y> 1800 кг}м^).
3. Для крупных блоков' из природных камней за
марку камня принимается временное сопротивление
сжатию в кГ]см& кубов с размером ребер 200 мм.
4. Расчетные
тотелых блоков
фицнент
сопротивления сжатию кладки из пус-
принимаются с умножением иа коэф-
fe,
F
нт
---------- Р-1 1-^2.
бр
где F и
нт
Fgp— площади сечения за вычетом пустот
(площадь нетто) н включая пустоты (пло-
щадь брутто);
— коэффициент снижения прочности блока,
зависящий от технология его изготовле-
ния, формы и размера пустот и устанав-
ливаемый испытанием блока. При отсут-/
ствнн опытных данных
коэффициент И'
F
нт
принимается равным
F6p
прочности кладки
принимаемый рав-
0,9—
- при
14 — коэффициент снижения
из пустотелых блоков, _.ж. _ _
ным 1 <—при пустотиости ДО 20%;
при пустотности от 21 до 30%; 0,8
пустотностн более 30%.
при расчете армированных кладок — на коэффициенты,
приведенные в главе 6.
В практике проектирования применяются, как пра-
вило, расчетные, а не нормативные сопротивления.
Расчетные сопротивления следует при-
нимать по табл. 3.3—3.13. Расчетные сопротивления
приведены для кладок, раствор в которых твердел ие
менее 28 суток при положительных температурах. Если
расчет производится для кладки в более раннем воз-
расте, учитывается марка раствора, соответствующая
его прочности в этом возрасте (см. п. 1.2.2). При рас-
чете неотвердевшей летней кладки прочность раствора
принимается равной нулю, а при расчете зимней клад-
ки во время ее оттаивания — прочность, равная нулю
или расчетная марка 2, по указаниям 17.2.
Если высота ряда кладки (высота камня) не соот-
ветствует указанным в табл. 3.3—3.6, то расчетные со-
противления кладки принимаются:
а) при высоте ряда от 150 до 200 мм — как среднее
арифметическое значений, указанных в табл, 3.5 и 3.6;
б) при высоте ряда от 300 до 500 мм — по интер-
поляции между значениями, указанными в табл. 3.4 и
3.6.
Прочность кладки из природного камня существен-
но зависит от правильности формы и чистоты тески по-
стелей. Расчетные сопротивления такой кладки прини-
маются по табл. 3.4, 3.6 и 3.8 с умножением на следу-
ющие коэффициенты:
0,8 — для кладки из камней получистой тески (выступы
до 10 мм);
0,7 -— для кладки из камней грубой тески (выступы до
20 ;и;и);
0,6 — для кладки из камней грубо околотых (под ско-
бу) и из бута плитняка.
Таблица 3.5
Расчетные сопротивления R сжатию кладки
из кирпича всех видов (включая кладку
из невибрированных кирпичных блоков),
керамических камней со щелевидными
вертикальными пустотами шириной до 12 мм
и других сплошных камней при высоте ряда кладки
50—150 мм на тяжелых растворах
Примечание. Расчетные сопротивления пони-
жаются путем умножения на коэффициенты:
0,85 — для кладки на жестких цементных растворах
(без добавок глины или извести), на легких растворах
и на известковых растворах в возрасте до S месяцев;
0,9 — для кладки на цементных растворах без изве-
сти с органическими пластификаторами.
3.3. Модули деформаций и деформации, принимаемые при расчете
31
Таблица 3.6
Расчетные сопротивления R сжатию кладки
из сплошных бетонных камней и природных
камней пиленых или чистой тески при высоте
ряда кладки 200—300 мм
Значения R в кГ!см2
надо принимать для расчетных сопротивлений кладки
меньшее из двух значений по табл. 3.11 и 3.12.
Таблица 3.8
Расчетные сопротивления R сжатию кладки
из природных камней низкой прочности
правильной формы (пиленые и чистой тески)
к
s
CS
CS
Р,
£
1000
800
600
500
400
300
200
150
100
75
50
35
25
при марке раствора
200 150 100 75 50 25 10 4 2
130 125 120 115 ПО 105 95 85 83
по 105 100 95 90 85 80 70 68
90 85 80 78 75 70 60 55 53
78 73 69 67 64 60 53 48 46
65 60 58 55 53 50 45 40 38
53 49 47 45 43 40 37 33 31
40 38 36 35 33 30 28 25 23
33 31 29 28 26 24 22 20 18
25 25 23 22 20 18 17 15 13
— — 19 18 17 15 14 12 11
.— —- 15 14 13 12 10 9 8
__ — 10 9,5 8,5 7 6
— —- •— •— 8 7.5 6,5 5,5 5
80
65
50
43
35
28
20
15
10
8
6
4,5
3,5
Примечания: 1. Расчетные сопротивления клад-
ки из шлакобетонных камней на шлаках от сжигания
бурых и смешанных углей снижаются путем умножения
на коэффициент 0 8.
2. Кладку стен из гипсобетонных камней допускает-
ся применять только для сооружений III и IV степени
долговечности, при этом расчетные сопротивления этой
кладки принимаются по табл. 3.6 с умножением на
коэффициенты: 0,7 — для кладки наружных стен в рай-
онах с сухим климатом; 0,5—то же, в прочих районах;
0,8 — для кладки внутренних стен во всех районах.
Вид кладки
Значения R в кГ[см*
при марке =§
раствора со и
с с а
Из природных камней
при высоте ряда до 150 мм
25 6 4,5 3,5 3 2
15 4 3,5 2,5 2 1,3
10 3 ’ 2,5 2 1,8 1
7 2,5 2 1.8 1,5 0,7
Из природных камней
при высоте ряда 200—300 мм
5,5
3,8
2.8
2,3
1.4
5
3,5
2,5
*2
1.2
3,5
2,5
f,2
0,8
Примечание. Расчетные сопротивления кладки
из сырцового кирпича и других грунтовых камней при-
нимаются по табл. 3.8 с умножением на коэффициенты:
0,7*—для кладки наружных стен в районах с сухим
климатом; 0,5—то же, в прочих районах; 0,8—для клад-
ки внутренних стен во всех районах. Кладку стен из
сырцового кирпича и других грунтовых камней разре-
шается применять только для сооружений III н IV сте-
пени долговечности.
Таблица 3.7
Расчетные сопротивления R сжатию кладки
из пустотелых бетонных камней при высоте
ряда 200—300 мм
Примечание. Расчетные сопротивления кладки
из шлакобетонных камней па шлаках от сжигания бу-
рых и смешанных углей в кусках, а также кладки нз
гипсобетонных камней снижаются согласно примеча-
ниям 1 и 2 к табл. 3.6.
Расчетные сопротивления кладок осевому растяже-
нию и растяжению на изгиб указаны для двух случа-
ев: растяжения неперевязанных (см. рис. 2.4) и перевя-
занных сечений (см. рис. 2.5 и 2.6). Во втором случае
разрушение может происходить по ступенчатому сече-
нию, т. е. по горизонтальным и вертикальным швам
(см. рис. 2.5, сечение а—а и рис. 2.6; расчетные сопро-
тивления см. в табл. 3.11), или же по вертикальным
швам, целому камню (рис. 2.5, сечение в—в, расчетные
сопротивления см. в табл. 3.12). При проектировании
Нормативные сопротивления £ н кла-
док могут быть определены по величине расчетных со-
противлений по формуле
Rli=RlkK, (3.1)
где R — расчетные сопротивления кладок, указанные в
табл. 3.3 — 3.13;
kK — коэффициенты однородности по табл. 3.2.
3.3. МОДУЛИ ДЕФОРМАЦИЙ И ДЕФОРМАЦИИ,
ПРИНИМА ЕМЫЕ ПРИ РА С 4L ТЕ
Данные о деформациях кладки см. в п. 2.3. При
расчете принимают усредненные характеристики дефор-
маций. Начальный модуль деформации (модуль упру-
гости) определяют по формуле
Ео = a RR , (3.2)
где RR — нормативное сопротивление кладки;
а— упругая характеристика кладки, принимает-
ся по табл. 3.14.
Согласно главе СНиП П-В5-62 следует принимать
при расчете следующие значения среднего (секущего)
модуля деформаций Е:
1) при расчете конструкций по предельному состо-
янию прочности кладки, в частности для определения
усилий в затяжках каменных сводов, в слоях сжатых
сечений, состоящих из нескольких материалов, усилий,
вызываемых температурными воздействиями, при. вычи-
слении напряжений в кладке над рандбалками и под
распределительными поясами и т. п.
£ = О,5£о; (3.3)
32
Глава 3. Нагрузки. Расчетные характеристики кладки
Таблица 3.9
Таблица 3.11
Расчетные сопротивления R сжатию бутовой кладки
из рваного бута
Марка камня Значения jR в кГ{см2
при марке раствора при нулевой прочности раствора
100 75 50 25 10 4 2
1000 800 600 500 400 300 200 150 100 50 35 25 ные для к м возр таб? КОЭ( отве п. ] ротр четн a nJ стог мен ся: кой шея длш (прр леш бутс на 25 22 20 18 15 13 11 9 7,5 Т р н м сопротн бутово? арке ра асте 28 . 3.9 дл эфицнен чающей .2.2). ?. Для п вления J. Для ое сопр эн особе о каин? 1. Расче гов, зас на 1 к пазух х в рас гельного надстр 1я бутоЕ эвую кл раствора 22 20 17 15 13 11,5 10 8 7 ч а н и вления кладк створа дней и я марот т 0,8, щ его п ромежу приним сладки отивлен тщате с прт гное сот ыпанны> Щсм* — грунтом пор С Е уплотн ойках). юй кла, адку, в X со СП 18 16 14 13 v9,5 8 7 6 4,5 3,6 3 я: 1. П При ME н В ВС в возр мень раств эи это? ЭОЧНОС] точных аются аз пос яё ум льной 1КОЛОМ TpOTHBj со ВС при к на 2 етрону ения з Это п< п.ки не ыполня ециаль 12 10 9 8,5 8 7 6 5,5 5 3,5 2,9 2,5 риведе рках f зрасте асте 2 ше р ора 4 I марк ги в маро» ПО ИН1 гелистс ножает кладке камне ение .ех сто ладке кГ}см ТЫМ Г] асыпат эвышег распр емую ными 8 7 6,5 6 5,5 5 4,5 4 3,5 2,5 2,2 2 иные е аствор 3 мес 8 суто асчетнь и боле 9 раст требу камне ерполя го бут ся на нз о эй — на бутово рон гр с пос 2 — пр рунтом 1НОГО не рас остран методе хнмиче 5 4,5 4 3,8 3,3 3 2,8 2,5 2,3 2 1,8 1.5 табл, а 4 и эяцев к. Для ie сов е умне вора п емые эй рас? ции. ового коэфф гборнот коэф а кла; унтом, ледуюг я клад а та пазу четног яется м зам скими 4 3,3 3 2,7 2,3 2 1,8 1,7 1,5 1,3 1,2 1 3.9 ра более и отне клад ротивл жаютс рИНИМЕ сроки 1етные камня нцнент ’О ПОСТ фнциеь 1КН ф} повыв цей за ке в кже г хах гр э сопр на зим эражив добавь 3,3 2,8 2 1,8 1,5 1,2 0,8 0,7 0,5 0,3 0,2 0,2 счет- Ханы сены ки в ения я на 1ется (см. соп- рас- 1,5, гели- т 2. нда- □ает- сып- гран- осле унта этнв- нюю ания ами.
Таблица 3.10
Расчетные сопротивления кладки из сплошных камней
на цементно-известковых, цементно-глиняных
и известковых растворах осевому растяжению
растяжению при изгибе Лр н , срезу Лср
и главным растягивающим напряжениям
при изгибе 7?гл при разрушении кладки
по горизонтальным и вертикальным швам
Вид напряженного состояния
Осевое растяжение R
Р
По неперевязанному сечению
для кладки всех видов (нормаль-
ное сцепленн£, см. рис. 2.4) . .
По перевязанному сеченню
(см. рис. 2.5, а по ступенчатому
сечению):
а) для кладки из камней пра-
вильной формы..............
б) для бутовой кладки ....
Растяжение при изгибе R
р.и
По неперевязанному сечению
для кладки всех видов и по ко-
сой штрабе (главные растягиваю-
щие напряжения при изгибе R )
гл
По перевязанному сечению
(см. рис. 2.6):
а) для кладки из камней пра-
вильной формы ................
б) для бутовой кладки . . .
Срез R
ср
По неперевязанному сечению
для кладки всех видов (касатель-
ное сцепление) ...............
По перевязанному сечению
для бутовой кладки............
Значения R в кГ1см? при марке раствора
50 и выше 25 10 4 2
0,8 0,5 0,3 0,1 0,05
1,6 1,1 0,5 0,2 0.1
1,2 0.8 0,4 0,2 0,1
1,2 0,8 0,4 0.2 0,1
2,5 1,6 0,8 0,4 0,2
1,8 1,2 0,6 о,з 0,15
1,6 1,1 0,5 0.2 0,1
2,4 1,6 0,8 0,4 0,2
Расчетные сопротивления R сжатию бутобетона
(не вибрированного)
Вид бутобетона
С рваным бутовым
камнем марки 200 и
выше.............
То же, марки 100
То же, марки 50 и
с кирпичным боем . .
Примечания: 1. При вибрировании бутобетона
расчетные сопротивления сжатию принимаются с ко-
эффициентом 1,15.
2. При бетоне марки 200 марка камня должна быть
не ниже 300.
Примечания: 1. Расчетные
рнрованной кирпичной каддки из
осевому растяжению, растяжению при изгибе, срезу и
главным растягивающим напряжениям при разрушении
кладки по швам принимаются по табл. 3.11 с коэффи-
циентом 1,25.
2. Расчетные сопротивления невибрированной клад-
ки на жестких цементных растворах без добавки гли-
ны илн извести принимаются по табл. 3.11 с коэффи-
циентом 0,75.
3. Расчетные сопротивления кладки из дырчатого и
щелевого кирпича и пустотелых камней принимаются
по табл. 3.11 с коэффициентом 1.25.
4. Расчетные сопротивления отнесены ко всему сече-
нию разрыва или среза кладки, перпендикулярному к
направлению усилия.
о. При- отношении глубины перевязки к высоте ряда
кладки менее единицы расчетные сопротивления кладки
растяжению осевому и растяжению при изгибе по пере-
вязанным сечениям для кладки из камней правильной
формы принимаются равными величинам, указанным
в табл. 3.11, умноженным на отношение глубины пере-
вязки к высоте ряда.
6. Расчетные сопротивления кладки из обычного си-
ликатного кирпича принимаются по табл. 3.11 с ко-
эффициентом 0,7, а кладки из силикатного кирпича,
изготовленного с применением мелких (барханных)
песков, принимаются по экспериментальным данным.
сопротивления виб-
глиняного кирпича
3.3. Модули деформаций и деформации
принимаемые при расчете
33
Таблица 3.12
Расчетные сопротивления кладки из кирпича и камней правильной формы осевому растяжению Лр,
растяжению при изгибе и , срезу А’С|) и главным растягивающим напряжениям прн изгибе Rvn
по перевязанному сечению прн разрушении кладки по кирпичу или камню
Вид напряженного состояния Значения R в кГ!см2 прн марке камня
200 150 100 75 г 50 35 25 15 10
Осевое растяжение 7? 2,5 2 ( 1,8 1,3 1 0,8 0,6 0,5 0,3
Растяжение при изгибе jR и главные растягивающие на- -
р. и пряжения К - 4 3 2,5 2, 1,6 1,2 1 0,7 0,5
Срез 7? ср 10 8 6,5 5,5 4 3 2 1,4 0,9
Примечания: 1. Расчетные сопротивления осевому растяжению, растяжению при изгибе и главным растягивающим напряжениям отнесены к всему сечению разрыва кладки 2 Расчетные сопротивления срезу по перевязанному сечению отнесены только к сечению кирпича или камня в сечении (площадь сечения нетто) за вычетом вертикальных швов.
Таблица 3.14
Таблица 3.13
Расчетные сопротивления бутобетона осевому
растяжению Rp, главным растягивающим
напряжениям 7?гл и растяжению при изгибе /?р и
2) при определении деформаций кладки от попе-
речных и продольных сил, периода колебаний и жестко-
сти каменных конструкций, вычислении усилий в стати-
чески неопределимых системах, в которых элементы
конструкций из кладки работают совместно с элемента-
ми из других материалов,
Е = 0,8Ео.
(3.4)
В зависимости от конструктивного решения при
различной длительности загружения менее благоприят-
ные результаты могут быть получены как при расчете
на кратковременные, так и на длительные нагрузки.
Так, например, в многослойной конструкции наиболее
напряженный, при кратковременной нагрузке, слой мо-
жет с течением времени разгружаться, а в менее напря-
женных слоях напряжения со временем могут увели-
чиваться. Поэтому чтобы обеспечить надежность кон-
струкции, иногда необходимо учитывать деформации,
возникающие как при кратковременной, так и при дли-
тельной загрузке.
3 Зак. 805
Значения упругой характеристики а
Вид кладки
Из крупных блоков, изготов-
ленных из тяжелого и крупнопо-
ристого бетона на тяжелых за-
полнителях и тяжелого природ-
ного камня (у >1800 кг}мг) . . .
Из тяжелых природных и це-
ментных бетонных камней и бута
Из крупных блоков, изготов-
ленных из легкого бетона, сили-
катного бетона, из автоклавного
ячеистого бетона, крупнопористо-
го бетоиа на легких заполните-
лях, легкого природного камня .
Из керамических камней ‘и
кирпича глиняного пластического
прессования или обыкновенного и
пустотелого, легкобетонных кам-
ней и легких природных камней
Из кирпича силикатного . . .
Из кирпича глиняного полу-
сухого прессования обыкновенно-
го и пустотелого.......... .
Упругая характеристика а
при марках раствора при нулевой прочности раствора
200-25 10 4 2
1500 1000 750 750 500
1500 1000 750 500 350
750 750 500 500 350
1000 750 500 350 200
750 500 350 350 200
500 500 350 350 200
определений
гибкости
коэффициен-
те -h<. 8 или
Примечания: 1. При
тов продольного изгиба для _ _
Z0:r<28 (где Zo — расчетная высота элемента;
й — меньший размер прямоугольного сечения;
г — меньший радиус инерции сечения) разрешается при-
нимать величины упругой характеристики а для клад-
ки из кирпича всех видов, как для кладки из кирпича
пластического прессования.
2. Приведенные в табл. 3.14 значения упругой ха-
рактеристики а для кладки из глиняного и силикат-
ного кирпича распространяются на виброкирпичные па-
нели и блоки.
3. Упругая характеристика бутобетона принимается
равной « = 1500.
4. Для кладки на легких растворах значения упругой
характеристики а принимают по табл. 3.14 с коэффи-
циентом 0,7.
34
Глава 3. Нагрузки. Расчетные характеристики кладки
Относительные предельные деформации сжатия
Еполн ПРИ напряжениях <Т, не превышающих расчет-
ные сопротивления, и длительном приложении нагруз-
ки, включающие в себя кратковременные деформации и
деформации ползучести, следует определять по фор-
муле
о
епред = тп --
полн Е
где т] = 2,2— для кладки из глиняного кирпича пласти-
ческого и сухого прессования и из кера-
мических камней;
*2=2,8 — для кладки из крупных блоков или кам-
ней, изготовленных из тяжелого бетона;
>]==3 —для кладки из силикатного кирпича, а
также легкобетонных и силикатных круп-
ных блоков;
>]=3,5 — для кладки из крупных блоков и камней,
изготовленных из автоклавного ячеисто-
го бетона.
Если менее благоприятные результаты расчета по-
лучаются при меньших величинах деформаций, значе-
ния у следует уменьшать на 20%.
Приведенные выше данные относятся к кладкам,
раствор которых твердеет при положительных темпера-
турах. Кладка, выложенная методом замораживания,
имеет значительно большие деформации в момент отта-
ивания и после затвердевания (см. п. 17.2).
3.4. КОЭФФИЦИЕНТЫ ЛИНЕЙНОГО
ТЕМПЕРА ТУРНОГО РА СШИРЕНИЯ.
КОЭФФИЦИЕНТЫ ТРЕНИЯ
Коэффициенты температурного линейного расшире-
ния, представляющие собой относительную деформа-
цию кладки при изменении температуры на 1°, приве-
дены в табл. 3.15.
(3.5)
Таблица 3.15
Коэффициенты линейного расширения кладки ат
Материал кладки а
Кирпич глиняный, обыкновенный и пусто- телый. Керамические камни с: 0,5-10
Кирпич силикатный. Крупные бетонные бло- ки и камни 110-5
Природные камни 0.810-5
Коэффициенты трения принимаются по табл. 3.16.
Таблица 3.16
Коэффициенты трения f
Материалы Коэффициенты / при поверхности трения
cyxoi | влажной
Кладка по кладке или бетону 0,7 0,6
Сталь по кладке или бетону . .. . = 0,45 0,35
Дерево по кладке или бетону 0.6 0,5
Кладка и бетон по песку и гравию . . 0.6 0,5
То же, по суглинку ........ с .. 0,55 0,4
То же, по глине 0,5 0,3
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 3
1. Каранфилов Т. С. Облегченные каменные стены.
Стройиздат, 1854.
'2. С е м е н ц о в С. А. Расчет каменных и армокаменных
конструкций по расчетным предельным состояниям. Госстрой-
издат, 1955.
3. СНиП П-А.10-62. Строительные конструкции и ос-
нования. Основные положения проектирования. Госстройиздат,
4. СНиП П-А.11-62. Нагрузки и воздействия. Нормы
проектирования. Госстройиздат, 1962.
5 СНиП П-В. 1-62. Бетонные и железобетонные кон-
струкции. Нормы проектирования. Госстройиздат, .1962.
6. СНиП П-В.2-62. Каменные и армокамениые конст-
рукции. Нормы проектирования. Госстройиздат, 1962.
7. Справочник проектировщика. Расчетно-теоретический. Гос-
стройнздат, 1960.
8. Указания по выбору типов стен из каменных материалов
при проектировании зданий. СН 344—65. Госстрой СССР. Гос-
стройиздат, 1966.
9. Указания по применению внброкирпнчных панелей в строи-
тельстве. СН 175—61. Госстройиздат, 1961.
ГЛАВА 4
РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ И СЕЧЕНИЙ НЕАРМИРОВАННЫХ
КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
4.1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Расчет конструкций производится по трем предель-
ным состояниям: несущей способности, деформациям и
образованию трещин. При достижении предельного со-
стояния конструкция перестает удовлетворять эксплуа-
тационным требованиям.
Расчет, выполняемый с учетом степени однородно-
сти кладки или бетона, условий работы элемента и, в
большинстве случаев, вероятной ^зрсгрузки, обеспечи-
вает надежность рассчитываемого элемента, т. е. га-
рантирует, что ни одно из предельных состояний не на-
ступит в течение установленного срока эксплуатации
здания или сооружения. Расчет каменных конструкций
производится, как правило, по несущей способности
(прочности и устойчивости) и в некоторых случаях по
раскрытию трещин (например, при расчете на внецент-
ренное сжатие с большими эксцентриситетами, при рас-
чете облицовок и др.) или же по деформациям.
При проектировании и расчете конструкций долж-
но быть обеспечено условие, чтобы расчетное усилие
(определяемое по величине расчетных нагрузок) было
меньше предельного усилия (расчетной несущей способ-
ности) Ф:
А? (или М, или Q) C Ф (или Фм , или Ф^ ). (4.1)
Расчет по несущей способности производится, как
правило, на воздействие расчетных нагрузок. Исключе-
нием является расчет каменных конструкций незакон-
ченных зданий и сооружений, который производите!: на
воздействие нормативной ветровой нагрузки, при рас-
четных величинах других нагрузок.
Расчет по деформациям производится на воздейст-
вие нормативных нагрузок. Расчет по раскрытию тре-
щин — на воздействие расчетных или нормативных на-
грузок. «
4.2. РАСЧЕТ ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОС ТИ
4.2.1. ОБЩИЕ ЗАМЕЧАНИЯ
При определении несущей способности элементов
(стен, столбов, простенков и др.) учитывается влияние
ползучести каменных материалов и влияние продольно-
го изгиба на величину несущей способности.
Так как сцепление раствора с каменными материа-
лами зависит от влияния многих случайных причин, то,
как правило, каменные конструкции рассчитывают без
учета сопротивления кладки растягивающим усилиям
(за исключением случаев расчета на особые временные
нагрузки, например, сейсмические). Не допускается ра-
3*
бота кладки на осевое растяжение. Учитывать сопро-
тивление кладки растяжению при изгибе разрешается
только по перевязанным сечениям, так как в этом слу-
чае сопротивление кладки зависит не от прочности при
растяжении, а от сопротивления сечений в плоскости
швов кладки сдвигу. Расчет на внецентренное сжа-
тие производится без учета сопротивления растянутой
зоны сечения (при больших эксцентриситетах, расчет-
ное сопротивление растяжению учитывается условно,
как косвенная характеристика возможного раскрытия
шва в растянутой зоне).
4.2.2. КОЭФФИЦИЕНТЫ, УЧИТЫВАЮЩИЕ
ВЛИЯНИЕ ДЛИТЕЛЬНОГО ДЕЙСТВИЯ НАГРУЗКИ
(ПОЛЗУЧЕСТИ)
Вследствие ползучести каменных материалов и бе-
тона прогиб продольно-сжатых элементов с течением
времени возрастает, что увеличивает эксцентриситет и,
следовательно, уменьшает разрушающую нагрузку. Это
понижение несущей способности зависит от гибкости
элемента и деформативности материала, из которого он
выполнен. Для удобства расчета по указаниям СНиП
II-B.2-62 [8] и П-В.1-61 [7] вместо уменьшения несущей
способности соответственно увеличивается расчетное
усилие, действующее на рассчитываемый элемент. В за-
висимости от величин длительно и кратковременно
действующих нагрузок определяется приведенная про-
дольная сила
^п = -^ + ^к, (4.2)
777 дл
»
где Адл — расчетная продольная сила от постоянных
и длительно действующих временных нагру-
зок;
NK — расчетная продольная сила от кратковремен-
но действующих нагрузок;
/ДдЛ •— коэффициент, учитывающий влияние дли-
тельного приложения нагрузки на несущую
способность элемента.
Величина коэффициента /пдл зависит от гибкости
элемента Xй =/0 h или W=la:r, где (о — расчетная
длина элемента (см. п. 4.2.4), h — меньший размер пря-
моугольного сечения и г — радиус инерции сечения. Ко-
эффициенты tn лл приведены в табл. 4.1.
Влияние длительности приложения нагрузки при
проектировании стен из всех видов каменных кладок
учитывается при толщине стен менее 30 см или при ра-
диусе инерции элемента менее 9 см. При большей тол-
щине стены или большем радиусе инерции коэффициен-
36
Г лава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
ты m дл следует учитывать при гибкости >20 или
>70.
Таблица 4.1
Коэффициенты П1ДЛ для неармированной кладки
Г ибкость Коэффициенты
;h , г л для всех ви- дов кладок, кроме указан- ных в графе 4 для кладок из силикатного кирпича и сили- катных камней
1 2 3 4
8 28 1 1
10 35 0,96 0,95
12 42 0,92 0,9
14 49 0,88 0,85
16 56 0,84 0,8
18 63 0,8 0,75
20 70 0,75 0,7
22 76 0,71 0,65
24 83 0,67 0,6
26 90 0,63 0,55
28 97 0,59 0,5
30 104 0,55 0,45
32 111 0,51 0,4
34 118 0,47 0,35
36 125 0.43 0,3
Примечания: 1. Коэффициенты тпдл, указанные
для неармированной кладки, применяются также для
кладки с сетчатым армированием или с конструктив-
ной продольной арматурой, при проценте армирования
0,1% и менее.
2. Коэффициенты при гибкостях, превышающих
предельные, установленные в п. 8,1, применяются в
случае расчета стеи с большими эксцентриситетами.
Классификация нагрузок по длительности их при-
ложения (постоянные, длительные временные и кратко-
временные нагрузки и воздействия) производится со-
гласно СНиП П-А.11-62 «Нагрузки и воздействия. Нор-
мы проектирования».
4.2.3. КОЭФФИЦИЕНТЫ ПРОДОЛЬНОГО ИЗГИБА
Коэффициенты продольного изгиба зависят от уп-
ругой характеристики материала (см. табл. 3.14)
а = Ео : Р" (4.3)
и от гибкости элемента.
Коэффициенты <р при гибкостях ?—<'25 определя-
ются по формулам проф. Л. И. Онищика
где
1Ро — °-75 — 9 )2 •
Величины коэффициентов продольного изгиба в за-
висимости от расчетной гибкости элемента и от упругих
характеристик кладки приведены в табл. 4.2.
Таблица 4.2
Коэффициенты продольного изгиба
Гиб- кость Упругие характеристики кладки а
)" 1500 1000 750 500 350 200 100
4 14 1 1 1 0,98 0,94 0,9 0,82
5 17,5 0,99 0,98 0,96 0.94 0,91 0,86 0,75
6 21 0,98 0,96 0,95 0,91 0,88 0,81 0,68
7 24,5 0,96 0,94 0,92 0,88 0,84 0,75 0,6
8 28 0,95 0,92 0,9 0,85 0,8 0,7 0,54
9 31,5 0.94 0,9 0,87 0,82 0,76 0,65 0,48
10 35 0,92 0,88 0,84 0,79 0,72 0,6 0,43
11 38,5 0,9 0,86 0,82 0,75 0,68 0,55 0,38
12 42 0,88 0,84 0,79 0,72 0,64 0,51 0,34
13 45,5 0,87 0,81 0,77 0,69 0,61 0,47 0,3
14 49 0,85 0,79 0,73 0,66 0,57 0,43 0,27
15 52,5 0,83 0,77 0,71 0,62 0,53 0,4 0,25
16 56 0,81 0,74 0,68 0,59 0,5 0,37 0,23
17 59,5 0,79 0,72 0,66 0,56 0,47 0,34 —.
18 63 0,77 0,7 0,63 0,53 0,45 0,32 —-
20 70 0,74 0,65 0,58 0,48 0,4 0,27 —.
22 76 0,69 0,61 0,53 0,43 0,35 0,24 .—.
24 83 тш 0,56 0,49 0,39 0,32 0,22 —.
26 90 0,61 0,52 (1,45 0,36 0,29 0,2
28 97 0,58 0,49 0,42 0,34 0,27 0,18 —
30 104 0,53 0,45 0,39 0,32 0,25 0,17 —.
32 111 0,49 0,42 0,36 0,29 0,23 0,16 —
34 118 0,44 0,38 0,32 0,26 0,21 0,14 —
36 125 0,4 0,35 0,29 0,24 0,19 0,13 —
38 132 0,36 0,31 0,26 0,21 0,17 0,12
40 139 0,33 0,27 0,23 0,19 0,16 0,11 —-
42 146 0,29 0,25 0,21 0,17 0,14 0,09 ——
44 153 0,25 0,22 0,19 0,15 0,12 0,08 —
46 160 0,21 0,18 0,16 0,13 0,1 0,07 —
48 167 0,19 0,17 0,15 0,12 0,09 0,06
50 173 0,17 0,15 0,13 0.1 0,08 0,05 .
52 180 0,15 0,14 0,12 0,09 0,07 0,04 .—
54 187 0,13 0,12 0,1 0,08 0,06 0,04 —
П р и м еч а я и е. Коэфф гциенты <р при ГИ6КОСТ5 IX,
превышающих предельные, установленные в п. 8.1, при-
меняются в случае расчета на внецентренное сжатие с большими эксцентриситетами.
4.2.4. РАСЧЕТНАЯ ДЛИНА ЭЛЕМЕНТА
Значения коэффициентов m дл, учитывающих влияние
длительного приложения нагрузки, и значения коэффи-
циентов продольного изгиба у определяются в зависи-
мости от расчетной длины элемента /0 и размеров се-
чения.
Расчетная длина элемента определяется с учетом
конструктивной схемы здания (условий опирания рас-
считываемого участка стены вверху и внизу, а также
по боковым сторонам), изменений сечения по высоте
элемента (например, столбов в промышленных здани-
ях), характера нагрузки (сосредоточенная или же соб-
ственный вес) и др.
При «жесткой» конструктивной схеме здания (см.
п. 8.1) рассчитываемый элемент (участок стены или же
столб в пределах этажа) считается шарнирно опертым
внизу и вверху. При «упругой» схеме рассчитываемый
элемент считается неподвижно заделанным на нижней
опоре и имеющим вверху смещаемую в горизонталь-
ном направлении упругую шарнирную опору. При этом
расчетная длина элемента 10 определяется по табл. 4.3.
Для стен и столбов, опирающихся на жесткие опо-
ры, с расчетной высотой (см. табл. 4.3) 10 = Н при рас-
чете сечений, расположенных в пределах средней трети
высоты /7, коэффициент продольного изгиба принима-
4.2. Расчет по несущей способности
37
ется постоянным, равным расчетному значению, опре-
деленному для данного элемента. При расчете сечений,
расположенных в пределах крайних третей элемента,
разрешается увеличивать <р по линейному закону до
ср=1 в опорных сечениях (рис. 4.1).
Таблица 4.3
Расчетная длина элемента ?0, учитываемая
при определении гибкости элемента
Вид опирания верхнего конца элемента
Неподвижная верхняя шарнирная опора...........
Упругая верхняя опора:
а) в однопролетных зданиях................
б) в многопролетных „ ................
Свободно стоящие, заделанные внизу элементы и
элементы, не имеющие вверху связи с перекры-
тиями .......................................
Н
1,5 Н
1,25 Н
2Н
Примечания: 1. Неподвижной считается верх-
няя опора стены, исключающая возможность горизон-
тального перемещения верхнего сечения элемента по
отношению к нижнему, как это имеет место при жест-
кой конструктивной схеме здания (см. п. 8.1).
2. Н — расстояние между железобетонными перекры-
тиями «в свету» (без учета толщины перекрытия), а
при деревянных и металлических несущих конструк-
циях перекрытия — высота этажа, равная расстоянию
между опорными плоскостями перекрытий.
Рис. 4.1
Закрепление (опирание стены по четырем или трем
сторонам) учитывается при определении ч> , если: при
закреплении по четырем сторонам (рис. 4.2,а)
m0,5; (4.5)
при закреплении по трем сторонам (рис. 4.2,6)
m = Н : I 0,67, (4.6)
где I — длина участка стены;
И — высота.
К случаям опирания стены по трем сторонам отно-
сятся, например: 1) участок стены от места примыка-
ния внутренней стены к наружной до ближайшего двер-
ного проема (рис. 4.3,а); 2) вертикальный участок са-
Рис. 4.2. .Опирание стены по четырем,
(а) и трем (б) сторонам
монесушей стены промышленного пли общественного
здания, примыкающий и закрепленный связями к по-
перечной раме железобетонного или металлического
каркаса (рис. 4.3,6).
Рис. 4.3. Участок внутренней стены А между двер-
ным проемом и наружной стеной (рассматривается,
как опирающийся по трем сторонам) (а) и участки
стены А и В, прикрепленные к каркасу (рассматри-
ваются, как опирающиеся по трем сторонам) (б)
Опирание стены по четырем сторонам разрешается
учитывать, если ослабление рассчитываемого участка
стены проемами как по вертикальному, так и по гори-
зонтальному направлению не превышает 4О°/о сечения.
Если это условие не соблюдается, дополнительная
(сверх 40%) величина ослабления по вертикальному
сечению может быть компенсирована горизонтальными
железобетонными поясами соответствующей жесткости.
Если связь между продольными и поперечными стенами
осуществляется только перевязкой кладки, без введе-
ния специальных металлических или железобетонных
связей, опирание по четырем или трем сторонам разре-
шается учитывать только при условии, если разница в
напряжениях этих стен (определяемая без учета пере-
распределения напряжений между ними) не превышает
50% от расчетного сопротивления сжатию.
Закрепление участка степы по периметру существен-
но повышает величину критической нагрузки и соответ-
ственно коэффициенты и тд.ч. Однако, имея в виду
возможность появления трещин в стене, в связи с не-
равномерной осадкой фундаментов, температурными
напряжениями и пр. СНиП разрешает только частично
учитывать влияние опирания по контуру путем умень-
шения расчетной высоты стены /о- При опирании по че-
тырем или трем сторонам и значениях пг, удовлетвори-
38
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
ющих условиям, установленным формулами (4.5) и
(4.6), разрешается принимать:
Zo = O,9ZZ. (4.7)
Если соединение между примыкающими друг к
другу стенами обеспечено не только перевязкой кладки,
но и введением железобетонных или металлических, за-
щищенных от коррозии, связей или же если участки
стен надежно связаны с железобетонным или металли-
ческим каркасом, то опирание по контуру можно учи-
тывать, определяя расчетную высоту стены по формуле
. 1,2 Zo
0 m Vk
(4-8)
где Zo — расчетная высота стены с учетом ее за-
крепления по контуру (по четырем или
трем сторонам);
Zo — расчетная высота стены, определяемая
в зависимости от жесткости верхней
опоры стены (см. табл. 4.3);
m = H:l, тле 1 — длина и И —высота рассчиты-
ваемого участка стены;
k — коэффициент, зависящий от величины
tn, приведенный в табл. 4.4 и 4.5 для
случаев опирания участка стены по че-
тырем или трем сторонам.
Влияние контура учитывается по формуле (4.8)
при опирании по четырем сторонам, если /и>0,5, й при
опирании по трем сторонам, если ш>-1.
Таблица 4.4
Значения k при закреплении участка стены
по четырем сторонам (см. рис. 4.2, а)
т = Н-.1 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1 н более
k 6,25 5,14 4,52 4,2 4,08 4
Таблица 4.5
Значения k при закреплении участка стены
по трем сторонам (см. рис. 4.2, б)
т=Н-.1 1 1,2 1.4 1,6 1,8
k 1,44 1.14 0,95 0,84 0,76
Ш=Нг1 2 2,5 3 4 5 Е более
k 0,7 0,61 0,56 0,52 0.5
Если в стене или столбе имеются горизонтальные
или наклонные борозды (одна или две с обеих сторон
элемента в одном сечении), не- превышающие в сумме
по глубине '/з толщины стены, а по высоте—‘/ы высо-
ты этажа, то при определении гибкости элемента следу-
ет приближенно принимать условную высоту этажа
ZZ'=1,1ZZ. Наличие этих борозд может не учитывать-
ся при определении <р, если они расположены в уровне
междуэтажного перекрытия (в зданиях с жесткой кон-
структивной схемой).
Если борозды имеют большую глубину или высоту,
чем указанные выше, гибкость определяют по высоте
ослабленного сечения или же производят точный расчет
ослабленного сечения.
При расчете ослабленного сечения на внецентрен-
ное сжатие коэффициент <р и тдл определяют, как
указано выше, а эксцентриситет принимается относи-
тельно оси ослабленного сечения.
Как правило, собственный вес участка стены в
пределах расчетной высоты элемента (например, в пре-
делах высоты одного из нижних этажей жилых зда-
ний) составляет небольшую часть сосредоточенной на-
грузки, и поэтому при определении коэффициентов <р и
Щдл не учитывается равномерное распределение нагруз-
ки от собственного веса по высоте элемента.
В случае когда нагрузкой является собственный
вес элемента, как, например, для высоких самонесущих
стен промышленных или общественных зданий, расчет-
ная высота Zo сжатых элементов, указанная в табл. 4.3,
уменьшается на 25%. При наличии как равномерно рас-
пределенной, так и сосредоточенной нагрузки можно
принимать расчетную высоту элемента в соответствии с
соотношением между величинами этих нагрузок по ин-
терполяции.
Прн расчете ступенчатых стен и столбов (рис. 4.4),
верхняя часть которых имеет меньшее поперечное сече-
ние, чем нижнее, СНиП разрешает принимать расчет-
ную гибкость:
1) при опирании стен и столбов на жесткие опоры —
по высоте Z0=ZZ и размерам наименьшего сечения в
пределах средней трети высоты ZZ;
2) при упругой верхней опоре или же при ее от-
сутствии — по расчетной высоте Zo, определенной по
табл. 4.3, и сечению у нижней опоры, а при расчете
верхнего участка элемента длиной И'—по расчетной
высоте /'о и поперечному сечению этого участка; /'о оп-
ределяется так же, как и Zo, но при Н=Н'.
В стенах с проемами при расчете простенков на
продольный изгиб из плоскости стены их гибкость оп-
ределяется с учетом всей высоты стены Н. Если просте-
нок имеет ширину меньшую, чем толщина стены, про-
изводится также его расчет на продольный изгиб в
4.2. Расчет по несущей способности
39
плоскости стены, причем расчетная высота простенка
принимается равной высоте проема.
При неравномерном распределении вертикальных
усилий по длине стены, при совместном действии вер-
тикальной и ветровой нагрузки, разрешается прини-
мать в месте пересечения внутренней и наружной сте-
ны (в углу) коэффициент продольного изгиба <р = 1. На
расстоянии Н от угла (И — высота этажа) принима-
ется в соответствии с принятыми методами расчета в
зависимости от гибкости стены. Для промежуточных
вертикальных участков величина <f принимается по ин-
терполяции.
Такое повышение значений <f> допускается только
при надежном взаимном соединении внутренних и на-
ружных стен не только перевязкой, но и металлически-
ми связями или железобетонными шпонками, располо-
женными не менее чем в трех уровнях по высоте этажа
(в том числе в середине высоты этажа), и вместе с
тем на расстояниях, не превышающих 6d (d — толщи-
на стены).
4.2.5. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Расчет элементов неармированных каменных кон-
струкций на центральное сжатие производится по фор-
муле
Ап < <р R F,
(4.9)
где R — расчетное сопротивление сжатию кладки, оп-
ределяемое по табл. 3.3—3.10;
F — площадь сечения элемента;
<р— коэффициент продольного изгиба, определяе-
мый по указаниям п. 4.2.3;
Nn — приведенная продольная сила, определяемая
по формуле (4.2).
* 4.2.6. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
В зависимости от относительной величины эксцент-
риситета различают три случая внецентренного сжатия
неармированных каменных элементов:
1-й случай — при малых эксцентриситетах приложения
нормальной силы е0<.0,45 у, где у — рас-
стояние от центра тяжести до более сжа-
того края сечения;
2-й случай — при больших эксцентриситетах, если
е0>0,45 у;
3-й случай -— при очень больших эксцентриситетах, ес-
ли ее>0,7 у при основных сочетаниях на-
грузок и е0>0,8 у при дополнительных
сочетаниях нагрузок.
Таблица 4.6
Максимальные величины эксцентриситетов
для неармированных стен и столбов
Нагрузки е° тах при толщине стен в см
25 и менее более 25
Основные сочетания о,бг/ 0,9д
Дополнительные и особые сочетания . . олу 0,95*/
В этом случае кроме расчета на прочность произво-
дится расчет по раскрытию трещин (см. п. 4.4.2). Для
каменных конструкций, не имеющих продольной арма-
туры, не допускаются эксцентриситеты, превышающие
указанные .в табл. 4.6.
Для бутовой кладки не допускаются эксцентрисите-
ты более 0,6 у. При расчете виброкирпичных панелей
толщиной 25 см и менее следует учитывать случайный
эксцентриситет (см. п. 11.3).
В расчете рассматриваются следующие случаи:
1) увеличенная длительно действующая продольная
сила N дл/tnдл со своим эксцентриситетом еодл;
2) кратковременная сила NK с эксцентриситетом еОк.
Равнодействующая этих сил — полная приведенная
сила — по формуле (4.2)
/Пдл
Эксцентриситет (приведенный) равнодействующей
этих сил
л^длеодл . „
---------+• WKe0K
е0п =
Щдл
N,
Если внешние силы выражаются через момент и
продольную силу, приведенная величина момента Л4П
равна
м + м (410)
" «дл
где Мдл — изгибающий момент от длительно действую-
щих поперечных нагрузок;
Л4К •— изгибающий момент от кратковременно дей-
ствующих поперечных нагрузок;
/Ддл—коэффициент по табл. 4.1.
1-й случай внецентренного сжатия
(е0<^0,45;/). Расчет в этом случае основан на установ-
ленной экспериментами закономерности, согласно кото-
рой при разрушении момент сжимающего усилия от-
носительно менее напряженного края сечения одинаков
при центральном и внецентренном сжатии. Величина
этого момента зависит от размеров сечения и предела
прочности материала и не зависит от величины эксцен-
триситета.
Из равенства моментов для случая внецентренного
и центрального сжатия получается уравнение
Ne = R°Fz, (а)
где А — внецентренно приложенная разрушающая
сила;
e=h—у+е0-—расстояние от точки ее приложения до
менее напряженного края сечения (рис.
4.5);
R° — предел прочности кладки;
F — площадь сечения элемента;
z=h—у — расстояние от центра тяжести до менее
напряженного края сечения.
Расчет на внецентренное сжатие при малых экс-
центриситетах производится по формуле (4.11), являю-
щейся следствием формулы (а):
Nn<<eRF&, (4-П)
где ф — определяется по формулам табл. 4.7;
<р — коэффициент продольного изгиба в плоскости
действия изгибающего момента, определяемый
по указаниям п. 4.2.3.
40
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Рис. 4.6
2-й случай внецентр енного сжатия (е0>
>0,45у). Расчет в этом случае основан на следующих
положениях: растянутая зона сечения не учитывается;
принимается равномерное распределение напряжений в
сжатой зоне (рис. 4.6); для кирпичной кладки и неко-
торых других упруго-пластических материалов учиты-
вается повышенное предельное сопротивление краевых
участков сечения при внецентренном сжатии по срав-
нению с пределом прочности при осевом сжатии. При
этих положениях расчет на внецентренное сжатие с
большими эксцентриситетами сводится к расчету на
центральное сжатие, но с учетом только части сечения
и с применением, для большинства материалов, по-
вышенного сопротивления кладки А?'*,
Расчет производится по формуле
^п<фИЯГ Ф, (4.12)
где ф — определяется по формулам табл. 4.7;
<ри—коэффициент продольного изгиба при внецент-
* кирпичной кладки принимается тем же, что Дсм
[см. формулу (4.21)] при местном сжатии. При этом формула
(4.12) получится следующим образом:
Таблица 4.7
Коэффициенты ф, в формулах (4.11) и (4.12)
учитывающие влияние (эксцентриситета при
внецентренном сжатии
Вид кладки Значения ф при эксцентриситете приложе- ния силы
е„ < 0,45 у е3 > 0,45 у
Из кирпича, виброкирпичных панелей и крупных кирпичных блоков (в том числе виб- рированных), из керамических и бе- тонных камней, из бутовой кладки 1 1+ -° h — у Для прямоугольно- го сечения h 17 (4Г Для прямоуголь- ного сечения 1’/‘(-v)1
! Из крупных бетонных блоков (кроме блоков из ячеистого и круп- нопористого бето- на) 1 1+ 2е° h — у Для прямоуголь- ного сечения 1 1+^_ h F 1,25 — F Для прямоуголь- ного сечения 1,25 (1
Из крупных блоков, изготов- ленных из ячеисто- го и крупнопорис- того бетона, из природных камней П р и м е ч а обозначения: е0 у — расстояние о F — площадь сеч (при больших экс F с F Для прямоуголь- ного сечения । 2<?0 h - н и е, В таблице п — эксцентриситет; h г центра тяжести до б ения; F^ — площадь с> щентрисиз^тах). F с F Для прямоуголь- ного сечения 2g о h риняты следующие — высота сечения; олее сжатого края; катой части сечения
ренном сжатии с большими эксцентриситетами,
определяемый по формуле:
ф + <Рс
(4-13)
где tfc— коэффициент продольного изгиба, определяе-
мый по табл. 4.2 с учетом высоты только сжа-
той части сечения Fc , при гибкости
= или /.[ = Н^Гс,
Hi — высота части элемента с однозначной эпюрой
изгибающего момента (рис. 4.7); при однознач-
ной эпюре по всей длине (высоте) элемента
/7,= Л;
hc и гс — высота и радиус инерции сжатой части по-
перечного сечения.
4.2. Расчет по несущей способности
41
В формуле (4.12) коэффициент ф учитывает не
только уменьшение расчетной части сечения, но и повы-
шение при внецентренном сжатии краевой прочности
кладки по сравнению с прочностью при осевом сжатии.
Однако для кладок из кирпича, виброкирпичных пане-
лей, крупных кирпичных блоков, кладки из керамиче-
ских и бетонных камней, кладки из бута повышение
краевой прочности материала зависит от высоты hc
сжатой части сечения и. уменьшается при увеличении hc.
Поэтому рекомендуется ограничивать величину N п так-
же условием
Л^п < Yu ^с. (4.14)
где /г, = 1,2— при высоте расчетной части сечения hc =
=25 см и более;
/г, = 1,5—при высоте расчетной части сечения hc =
= 12 см и менее.
Если 25 см>Ь> 12 см, величина А1 принимается по
интерполяции.
Центр тяжести расчетной части сечения при приня-
том равномерном распределении напряжений сжатия
совпадает с точкой приложения усилия в рассматривае-
мом сечении. Высота расчетной (сжатой) части сечения
определяется из условия равенства нулю статического
момента этой части сечения относительно ее центра тя-
жести.
Высота и площадь расчетной части прямоугольного
сечения (рис. 4.8) равны:
hc = 2с = h — 2е0;
FT=r2bc^b(h-2e0),
(4.15)
(4-16)
где b — ширина сечения;
с — расстояние от точки приложения силы до более
сжатого края сечения
Центр тяжести и момент инерции таврового сечения
могут быть определены по графикам /1 и Б приложения.
При больших эксцентриситетах (е0>0,45//) разре-
шается определять приближенно площадь и гибкость
расчетной части таврового сечения (рис. 4.9) по форму-
лам:
Fc = 2(y — е0) b; (4.17)
где b — ширина сжатой части сечения.
Рис. 4.9
Рис. 4.7
3-й случай внецентре иного сжатия (е0^>
+ 0,7// — при основных сочетаниях нагрузок и ео+0,8//—
при дополнительных сочетаниях нагрузок; вместе с тем
е0 — не более указанных в табл. 4.6). В этом случае
несущая способность сечения определяется по форму-
лам (4.12) и (4.14). Кроме того, обязательна проверка
сечений на трещиностойкость по указаниям п. 4.4.2, так
как при больших эксцентриситетах возможно чрезмер-
ное раскрытие швов в растянутой зоне элемента.
Пример 4.1. К простенку однопролетного про-
мышленного здания приложены расчетная нормальная
сила N=50 т и расчетный момент Л!=7,5 т • м. Расчет-
ные усилия определены по величинам нормативных на-
грузок, умноженных на коэффициенты перегрузки. Се-
чение простенка — тавровое; момент направлен в сто-
рону ребра тавра. Размеры сечения показаны на
рис. 4.10. Высота стены от уровня пола до опоры фермы
6 м. Кладка выполнена из кирпича марки 75 на раство-
ре марки 50. Проверить простенок расчетом по несущей
способности.
Решение. Находим центр тяжести, площадь, мо-
мент инерции и радиус инерции сечения простенка-.
Для удобства вычислений выражаем размеры простен
ка в дециметрах:
площадь сечения
£ = 9-5,1 + (10,3 — 5,1)3,8 = 65,7 дм2.
42
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Рис. 4.10. К примеру 4.1
Положение центра тяжести и момент инерции оп-
ределяем по графикам, приведенным в приложении.
Применяя обозначения, указанные в графиках, находим
а = ^-=-^-= 0,423; ₽=-^- = -^~ = 0,495.
h 9 & 10,3
При этих значениях о и ₽ по графику А
z0 = 0,414-9 = 3,7 дм
и по графику В
7 = 0,0565-10,3-93 =424 дм*.
Радиус инерции
-> /’424
г = Г 65,7 —2’6 дм'
Так как эксцентриситет направлен в сторону ребра
тавра, то расстояние от центра тяжести до более сжа-
того края сечения равно:
// = 9 — z0 = 9 — 3,7 = 5,3 дм.
Эксцентриситет нормальной силы
М 7,5
= — =------= 0,15 м = 1,5 дм.
° N 50
Отношение е0/у= 1,5/5,3=0,28<0,45.
Следовательно, имеется первый случай внецентрен-
ного сжатия и расчет производим по формуле (4.11) и
табл. 4.7:
<f PF
N Ф = 7 Р Fty
1 +
ео
h-У
Для однопролетного промышленного здания рас-
четная длина элемента при продольном изгибе /(,= 1,5 Н
(табл. 4.3), где Н — высота этажа’
/0 = 1,5-6 = 9 м,
гибкость = 10 : г = 90: 2,6 = 35.
Для кладки из кирпича марки 75 и раствора марки
50 расчетное сопротивление /?=13 кГ1см2 (см. табл. 3.5),
упругая характеристика а = 1000 (см. табл. 3.14) и ко-
эффициент продольного изгиба =0,88 (см. табл. 4.2)
0,88-13-6570
Ф = ------------- -= 53 500 кГ = 53,5 т.
15
1 + 90—53
Так как Ф>Л''=50 г, то несущая способность простенка
достаточна.
Пример 4.2. К простенку mhoi опролетного промыш-
ленного здания приложена расчетная нормальная сила
2V=76 т и расчетный момент 74=19 тм. Сечение про-
стенка тавровое; момент направлен в сторону полки
тавра. Размеры сечения показаны па рис. 4.11. Высота
стены от уровня пола до опоры фермы 6 м. Кладка
выполнена из кирпича марки 75 на растворе марки 50.
Проверить простенок расчетом по несущей способности.
площадь, положение центра
Решение. Находим
тяжести, момент и радиус инерции сечения.
Площадь сечения
f = 6,4-11,6 ф-(14,2 — 6,4) 3,8 = 104 дм2.
По графикам приложения находим
h0 38 &0 64
а = — =-------= 0,33; В= —=------------= 0,45;
h 116 1 Ь 142
у = 0,405; z0= 0,405-116 = 4,7 Ли; ц =0,053
7 = 0,053-14,2-11,63 = 1170 дм*.
Радиус инерции
г = yi~[F = I 1170/ 104 = 3,4 дм.
Эксцентриситет нормальной силы
/И 19
еп = — =-------= 0,25 м = 2,5 дм',
0 N 76
у = z0 = 4,7 дм.
Отношение
е„ 2,5
— = —— = 0,53 > 0,45.
У 4,7
Следовательно, имеется случай внецентренного
сжатия с большим эксцентриситетом, и расчет произве-
дем по формуле (4.12) и табл. 4.7
Л/<Ф = <риДД 1/ -^-1 ,
4.2. Расчет по ^несущей способности
43
где
ф + ?С
Фи - 2 •
Для определения Fc и <рс находим размеры рас-
четной (сжатой) части сечения.
Величину Fc можно вычислить по приближенной
формуле (4.17)
Fc = 2(y — e0) 6=2(4,7 —2,5) 14,2 = 62,5 дм3.
Находим значения величин, входящих в формулы
(4.12) и (4.13).
Для кладки из кирпича марки 75 на растворе мар-
ки 50 (табл. 3.5, 3.14, 4.2):
R = 13 кГ1сл?', а = 1000.
Для многопролетного здания (см. табл. 4.3)
/0= 1,25// = 1,25-6 = 7,5 м = 75 дм.
?Л= 75; 3,4 = 22; ? =0,95. ^
Величину срс определяем, также пользуясь при-
ближенной формулой (4.18) для вычисления гибкости:
% = Н-'-= 60 = 13,6;
с 2(//-е0) 2 (4,7-2,5)
срс = 0,80.
Полученные приближенные значения Fc и <рс толь-
ко на 1—1,5% отличаются от вычисленных по точным
формулам (это вычисление здесь не приводим).
По формуле (4.13)
По формуле (4.12)
/ 6250 V
Ф = 0,88-13-10400 | 1040Q ) =
3 /----
= 119 000р 0,35 = 84 000 кГ = 84 т.
Производим проверку также по формуле (4.14) при
*1 = 1,2.
Ф=0,88 13 • 62,5 1,2 =85,5 т.
Так как Ф >Л'=76 т, то несущая способность про-
стенка достаточна.
Пример 4.3. Определить расчетную несущую спо-
собность по прочности простенка, описанного в примере
4.2, при эксцентриситете нормальной силы в сторону
полки тавра, равном ео=О,75 у (при основном сочета-
нии нагрузок), см. рис. 4.12.
Решение. Эксцентриситет ео=0,75 у превышает
ео=0,7 у и соответствует третьему случаю внецентрен-
ного сжатия. В этом случае производится расчет по
прочности, согласно данному примеру, и по раскрытию
трещин (см,- пример 4.6); принимается меньшее из двух
вычисленных значений предельных усилий.
Согласно примеру 4.2 г/=4,7 дм\ ео=О,75г/=3,5 дм.
Расстояние от точки приложения нормального уси-
лия до края сечения в направлении эксцентриситета
с = у — е0 = 4,7 — 3,5 = 1,2 дм.
Расчетную несущую способность по прочности и
устойчивости определяем по формулам (4.12), (4.13) и
табл. 4.7:
N < Ф = bfiF
г + Ф<-
¥и = ---------о-------
где Д=13 кГ!см2. Согласно
ф=0,95, « = 1000
примеру 4.2 F=104 дм2,
С he
60
2,4
= 25.
По табл. 4.2 фс =0,54
Ти =
0,95 4-0,54
—-----!’— = 0,745.
2
Ф = 0,745-13-10 400
= 47,5 т.
Производим проверку по формуле (4.14). Так как
/гс=24 см, то принимаем по интерполяции *1 = 1,22.
Ф=0,745 13 3400 1,22 = 40,3 т.
Это значение Ф, как меньшее, и принимается при
расчете несущей способности.
Как видно из примера 4.6, значение предельного
усилия Фтр, полученное из расчета по раскрытию тре-
щин, значительно меньше вычисленной величины Ф.
4.2.7. КОСОЕ ВНЕЦЕНТРЕННОЕ СЖАТИЕ
Элементы, имеющие симметричное относительно
двух взаимно перпендикулярных осей сечение, подвер-
гающиеся одновременному воздействию продольной си-
лы и моментов в направлении обеих осей, рассчитыва-
ются на косое внецентренное сжатие.
Расчет основан на следующих положениях: в рас-
чете учитывается только сжатая часть сечения; рас-
пределение напряжений в пределах этой части сечения
принимается равномерным, независимо от величины экс-
центриситетов. Из этих предположений следует, что
центр тяжести расчетной (сжатой) части сечения изве-
стен, так как он совпадает с точкой приложения уси-
лия. Возможные границы расчетной части сечения при
различных точках приложения усилия показаны для
прямоугольного сечения иа рис. 4.13. В связи с неко-
торой сложностью подбора расчетной части сечения,
удовлетворяющей указанным требованиям, СНиП раз-
решает принимать ее ограниченной прямоугольником,
центр тяжести которого совпадает с точкой приложения
силы и две стороны ограничены контуром сечения эле-
мента (рис. 4.14). В этом случае /гс = 2сд; 6С = 2сь и
Fc= 4chcb.
Значение с меньше половины высоты полки сече-
ния, поэтому расчетная часть сечения вся находится в
пределах полки тавра. Высота расчетной части сечения
и ее площадь определяются в этом случае, как для
прямоугольного сечения по формулам (4.15) и (4.16),
*с = 2с = 2-1,2 = 2,4 дм-, '
/?с = 26с = 2-14,2-1,2 = 34 дм2.
Рис. 4.13. Сжатая зона сечения при косом внецент-
ренном сжатии
44
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Если сечение имеет сложную форму (рис. 4.15), то
учитывается только его прямоугольная часть без услож-
няющих форму сечения участков. Расчет производится
по формуле
АП-.>„ЯЕФ. (4.19)
Коэффициент Ф определяется по формулам табл. 4.7
по графе для ес>0,45 у.
Кроме того, величину N п следует ограничивать рас-
четом по формуле (4.14), причем коэффициент fei = l,2,
если Л с или 6С равен или более 25 см, и kt = 1,5, если
Ас или 6С равен 12 см.
Рис. 4.15. Участки 2,3 и
4 не учитываются при
расчете сечения на косое
внецентренное сжатие
Коэффициент <ри определяется по следующим пра-
вилам:
1) если е* 0,45 Уь и е,-, < 0,45//*, принимается
?и = ? , где f определяется по табл. 4.2 при гибкости,
соответствующей меньшему размеру полного сечения;
2) если ед>0,45 уп или е*>0,45 уь, то по форму-
ле (4.13) определяются два значения у„, соответствую-
щие гибкости с учетом размеров А и hc и с учетом
размеров 6 и 6С . Принимается меньшее из двух значе-
ний .
Если косое внецентренное сжатие возникает в се-
чениях значительной (по сравнению с шириной) длины
(как, например, в поперечных стенах при одновремен-
ном действии внецентренной вертикальной нагрузки и
продольной горизонтальной нагрузки, вызванной давле-
нием ветра), разрешается производить расчет по следу-
ющим правилам:
а) определяется длина сжатой части сечения при
расчете на изгиб в плоскости стены при действии одной
лишь горизонтальной нагрузки;
б) эта часть сечения делится на несколько равных-
участков (но не менее пяти), каждый из которых рас-
считывается отдельно. В пределах каждого участка оп-
ределяют среднее напряжение ci и усилие = С; Fi ,
где Fi — площадь рассчитываемого участка.
Если в расчетное сечение входит участок наружной
стены, примыкающий к внутренней стене, он учитывает-
ся в расчете согласно сделанным выше указаниям, как
один из участков сжатой части сечения;
в) нормальное усилие на рассматриваемом участке
определяется как сумма усилия от вертикальной на-
грузки, приложенной к этому участку, и вертикального
усилия Л';- от горизонтальной (ветров-ой) нагрузки (см.
п. 8.2);
г) изгибающий момент в поперечном направлении
определяется с учетом эксцентриситета вертикальной
нагрузки, а также и случайного эксцентриситета усилия
Аг , если учет такого эксцентриситета предусмотрен
требованиями норм (например, для виброкирпичных па-
нелей) ;
д) часть сечения, растянутая при действии ветровой
нагрузки, рассчитывается аналогично сжатым, деле-
нием на участки. Нормальное усилие на каждом участ-
ке определяется как разность усилий от вертикальной
и от ветровой нагрузки;
е) если при расчете на горизонтальную нагрузку
учитываются участки наружных стен, примыкающих к
поперечным, то их расчет производится аналогично рас-
чету участков поперечных стен.
4.2.8. МЕСТНОЕ СЖАТИЕ (СМЯТИЕ)
.Местное сжатие возникает при загрузке части се-
чения местной нагрузкой, как, например, при опирании
прогонов, балок, ферм на стены или столбы, при опи-
рании столбов на фундаменты, имеющие большие сече-
ния, при опирании простенков на подоконные полосы
кладки и пр. В зависимости от расположения загружен-
ного участка по отношению к остальному сечению раз-
личают случаи местного сжатия, показанные на рис. 4.16.
Рис. 4.16. Различные схемы приложения местной на-
грузки
Разрушающая нагрузка при местном сжатии на участ-
ке Рем, как правило, больше, чем при осевом сжатии
элемента с той же площадью сечения, так как при ме-
стной нагрузке свобода деформаций наиболее напря-
женной части сечения ограничена соседними менее на-
груженными участками кладки («эффект обоймы»). При
этом существенное влияние оказывают только доста-
точно близкие к зоне местного сжатия участки кладки,
вследствие чего ограничивается (см. ниже) величина
так называемого «полного расчетного» сечения кладки,
учитываемого при расчете на местное сжатие.
Если при краевом сжатии (рис. 4.16, схемы б, ?,
<?) площадь загрузки имеет глубину, меньшую, чем ши-
рина отдельного кирпича или камня, то повышение несу-
щей способности по сравнению с несущей способностью
при осевом сжатии объясняется также особенностями
работы краевых участков кладки, не разделенных вер-
тикальными швами. Если же в пределах расположения
местной нагрузки находятся несколько кирпичей или
камней с вертикальными швами между ними, то увели-
чение краевой прочности менее значительно.
4.2. Расчет по несущей способности
45
При сжатии кладки местной нагрузкой, приложен-
ной сверху и снизу элемента (рис. 4.17), при малой вы-
Рис. 4.17. Схема разрушения при
двусторонней местной нагрузке,
приложенной к узкой полосе
соте этого элемента возможно раннее появление трещин
в зоне местного сжатия, вследствие чего несущая спо-
собность при местном сжатии не повышается. То же
относится к случаю, если сверху приложена местная
нагрузка, а снизу имеемся податливое основание (на-,
пример, грунт). Поэтому при местных нагрузках, пока-
занных на рис. 4.16, а. и в, повышение несущей способ
ности при местном сжатии следует учитывать при вы-
соте элемента Н не менее 5db где d\ — размер площади
сжатия в направлении длины стены. При меньшей высо-
те следует принимать 7?см —Р.
Несущая способность при краевом местном сжатии
может значительно уменьшиться, если одновременно со
сжимающей нагрузкой приложены не учитываемые обыч-
но расчетом растягивающие или же динамические уси-
лия, вызванные, например, температурными деформаци-
ями опирающихся на кладку ферм, движением кранов и
пр. В этом случае не следует учитывать повышения
несущей способности при местном сжатии.
Расчет при местном сжатии производится по фор-
муле
^см :V-aPCMFm, (4.20)
где N см—расчетная нагрузка, приложенная к части
рассматриваемого сечения (местная или сум-
ма местной и основной нагрузки);
Гсм — площадь смятия;
Рсм — расчетное сопротивление кладки при мест-
ном сжатии;
р — коэффициент полноты эпюры давления (от-
ношение объема эпюры давления к объему
атахГсм, где ° max — максимальная ордина-
та);
а — коэффициент, характеризующий упруго-пла-
стические свойства материала (возможность
некоторого перераспределения неравномер-
ной нагрузки).
Принимают:
р = 1 — при равномерном распределении давления;
р = 0,5 — при треугольной эпюре давления;
а = 1,5— 0,5 р —для кирпичной и виброкирпичной
кладки, а также для кладки из
блоков, изготовленных из тяжело-
го или легкого бетона;
а = 1 — для кладки из блоков крупнопористого или
ячеистого бетона.
При расчете участков кладки под опорами балок и
прогонов малых пролетов (до 6 м) и перемычек разре-
шается принимать произведение р а (без вычисления
величины р) равным:
для кладки кирпичной, виброкирпичной и
из блоков легкого или тяжелого бетона р а = 0,75
для кладки из блоков крупнопористого
или ячеистого бетона.....................ра=0,5
Расчетное сопротивление кладки при местном сжа-
тии определяется по формуле
РсЫ = 1 Р, (4-21)
где
3/ F
7 = ГХ—<11, (4.22)
где F — расчетная «полная» площадь сечения, опреде-
ляемая согласно сделанным ниже указаниям;
71—коэффициент, который зависит от места при-
ложения нагрузки, материала кладки и харак-
тера нагрузки (наличие одной лишь местной
нагрузки или суммы местной и основной на-
грузки). Коэффициенты 71 — см. в табл. 4.8.
Таблица 4.8
Коэффициенты 71
7T для нагрузок типа
Вид кладки
рис. 4. 16,
а, б, в
рис. 4. 16, г, д
1,5
1.2
1,5
1,2
Из керамических камней,
вибрированных кирпичных па-
нелей и блоков, крупных бе-
тонных блоков (кроме блоков
из ячеистого и крупнопористого
бетона), из бутобетона и бута
Из блоков, изготовленных
из ячеистого и крупнопористо-
го бетонов, из природных кам-
ней ..............-..........
Из кирпича и обыкновен-
ных бетонных камней..........
Для всех видов кладок на
свежем или замороженном ра-
створе в момент его оттаивания
Примечание. Если нагрузка приложена к лет-
ней кладке из кирпича или керамических камней у
края или у угла элемента на узкой площадке, имею-
щей длину менее длины одного кирпича, следует при-
нимать: а) при длине площади смятия =25 см
Yj—по таблице, б) при Zt=12 см П = 1,5 для одной
местной нагрузки и П =2 —для суммы местной и ос-
новной нагрузки. При промежуточных значениях
71 принимается по интерполяции.
Расчетная «полная» площадь сечения F определя-
ется по следующим правилам:
а) при местной нагрузке по всей ширине сечения
элемента b в расчетную площадь сечения включаются
участки длиной не более b в обе стороны от краев ме-
стной нагрузки (рис. 4.18,а);
б) при местной краевой нагрузке по всей ширине
сечения элемента Ь в расчетную площадь сечения вклю-
чается участок длиной не более Ь, примыкающий к краю
местной нагрузки (рис. 4.18,6, см. пример расчета в
главе 14);
46
Глава. 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Рис. 4.19. Участки 2 и 3 не учитываются при оп-
ределении расчетной площади при местном сжа-
тии. Заштрихованные участки — площадь смятия
Рис. 4.18. Расчетные площади сечения, учитывае-
мые при расчете на местное сжатие
в) при местной нагрузке от опирания концов про-
гонов и балок в расчетную площадь сечения включается
участок шириной, равной длине опорного участка про-
гона или балки, и длиной согласно п. «а», но не более
расстояния между осями двух соседних пролетов между
балками (рис. 4.18,в). Если же расстояние между бал-
ками больше двойной толщины стены, длина расчетной
площади сечения принимается равной сумме ширины
балки в см и удвоенной толщины стены —2 b (рис.
4.18,г);
г) при краевой местной нагрузке на угол сечения в
расчетную площадь включается участок длиной не бо-
лее размера с — в направлении размера а площади смя-
тия и не более а — в направлении размера с площади
смятия (рис. 4.18,3);
д) при местной нагрузке, приложенной по части
длины и ширины сечения, расчетная площадь принима-
ется симметричной по отношению к площади смятия
согласно рис. 4.18,е. При нескольких нагрузках этого
типа расчетные площади, кроме того, ограничиваются
линиями, проходящими через середину расстояний меж-
ду двумя соседними нагрузками.
В расчетную площадь сечения F всегда включает-
ся площадь смятия Есм. Если сечение имеет сложною
форму, не допускается включать в расчетную «пол-
ную» площадь участки, слабо связанные с загруженным
участком, боковые участки кладки и пр. Так, например,
в случаях, показанных на рис. 4.19,а и б, при определе-
нии расчетного сечения не должны включаться участки
2 и 3 при местной нагрузке, прпложенной/к участку 1.
При местной нагрузке от балок, прогонов, перемы-
чек и других элементов, работающих на изгиб, учиты-
ваемая в расчете длина опоры /смпри определении Есм
и F принимается не более 20 см. Это требование не от-
носится к случаям расчета балок-стенок, опирающихся
на широкие опоры, если распределение давления на
опорных участках определяется соответствующим расче-
том и коэффициент р вычисляется по величине пол-
ноты эпюры давления. При этом коэффициент р дол-
жен приниматься не более 1,2.
При одновременном действии местной нагрузки
(опорных давлений прогонов, балок) и основной нагруз-
ки (собственного веса стены и других нагрузок выше-
расположенных этажей) расчет производится раздельно
на одну местную нагрузку и на сумму местной и основ-
ной нагрузки. При этих расчетах в каждом случае при-
нимается по табл. 4.8 соответствующая величина у
При расчете на совместное действие местной и ос-
новной нагрузки разрешается не включать в местную
нагрузку часть ее, которая будет приложена после за-
гружения площади смятия большей частью основной
нагрузки (например, в этом случае может не учиты-
ваться полезная нагрузка на перекрытия).
Если несущая способность недостаточна для вос-
приятия суммы местной и основной нагрузки, могут
быть применены конструктивные меры, предупреждаю-
щие передачу основной нагрузки на площадь смятия.
Для этого, например, над концом прогона или балки
может быть оставлен промежуток, заполняемый мягкой
прокладкой после окончания возведения стены. Кроме
расчета на местное сжатие сечения должны быть про-
верены также расчетом на внецентренное сжатие. Уз-
лы опирания железобетонных элементов на кладку
проверяются также расчетом по указаниям п. 7.4.
4.2.9. РАСТЯЖЕНИЕ. ИЗГИБ. СРЕЗ
1. Растяжение кладки, осевое или внецентренное,
может возникать, например, в резервуарах, силосных
башнях и других емкостях кольцевого или прямоуголь-
ного сечения. Проектировать конструкции с учетом со-
противления кладки растягивающим усилиям по непере-
Вязанным сечениям при расчете на прочность не допу-
скается. Расчет по перевязанным сечениям производит-
ся по формулам:
при осевом растяжении
N < Рр Еит:
(4.23)
4.2. Расчет по несущей способности
47
при внецентренном растяжении
Мэ
eF
-F-1
(4.24)
для элемента прямоугольного сплошного сечения
R Г
> (4-25)
цсо __.
h
где N — расчетное усилие при осевом растяжении;
N3—то же, при внецентренном растяжении;
7?р— расчетное сопротивление кладки растяжению,
по табл. 3.11 и 3.12 по перевязанному сече-
нию;
F„T—площадь сечения нетто;
F — площадь сечения.
Проектирование неармированных каменных конст-
рукций, работающих на- изгиб, а также на внецеитрен-
ное сжатие с эксцентриситетами более 0,9 у при основ-
ных и 0,95 у при основных и дополнительных сочетаниях
нагрузок, допускается только для кладок, работающих
по перевязанным сечениям. Если эксцентриситеты боль-
ше приведенных выше, продольной сжимающей силой
пренебрегают и расчет элемента производят на изгиб.
Расчет на изгиб производится по формуле
М<Яр.иГ,
(4-26)
где М — расчетный изгибающий момент;
W — момент сопротивления сечения кладки, рас-
сматриваемой как идеально упругое тело.
При прямоугольном сечении элемента W—
= bh2/G-,
7? н — расчетное сопротивление кладок растяжению
при изгибе по перевязанному сечению по
табл. 3.11 и 3.12.
Расчет изгибаемых элементов на поперечную силу
производится по формуле
(4.27)
где Ргл — расчетное сопротивление главным растягива-
ющим напряжениям по табл. 3.11 и 3.12;
b — ширина сечения в уровне нейтральной оси
(для прямоугольного сечения — его ширина);
z— плечо внутренней пары сил; для прямоуголь-
ного сечения z=0,67 h.
Если элементы кладки подвергаются растяжению
или изгибу, следует указывать в проекте мероприятия,
обеспечивающие необходимое сцепление в кладке, а
именно: в направлении действия растягивающего уси-
лия применять возможно более глубокую перевязку
(например, многорядную перевязку кирпичной кладки
с преобладанием ложковых рядов, вместо цепной); ре-
комендовать применение глиняного обыкновенного кир-
пича; не применять силикатный кирпич; не допускать
применение кирпича с пылеватой или шелушащейся по-
верхностью, а также кирпича из глин с химическими
примесями, образующими высолы; кладку выполнять
только при положительных температурах; кладку вы-
полнять с тщательным заполнением всех швов; при тем-
пературе наружного воздуха более 20°С кирпич увлаж-
нять или применять раствор с повышенным содержани-
ем воды.
При расчете каменной кладки на срез по горизон-
тальным швам учитывается сопротивление сил сцепле-
ния между раствором и кирпичом и сил трения, возни-
кающих в швах кладки при наличии вертикальных сил.
Расчет на срез производится по формуле
Q<FcpF + 0,8nfN, (4.28)
где Q — расчетное усилие среза;
Рср—расчетное сопротивление срезу по неперевя-
занным сечениям, по табл. 3.11;
f — коэффициент трения по шву кладки; для
кладки из кирпича или камней правильной
формы /=0,7;
п= 1 — для кладки из сплошных кирпича или кам-
ней и п=0,5— для кладки из пустотелого
кирпича и камней с вертикальными пустота-
ми;
N — нормальное усилие от расчетной вертикаль-
ной нагрузки, определяемой с коэффициен-
том перегрузки 0,9;
F — расчетная площадь сечения.
При расчете на срез вертикальных сечений силы
трения, возникающие при действии продольной силы,
не учитываются. Если сечение внецентренно сжато,
причем часть сечения растянута, в формуле (4.28) учи-
тывается вместо F только сжатая часть сечения Fc.
Пример 4.4. Рассчитать на изгиб кирпичную сте-
ну склада сыпучих материалов, опирающуюся внизу на
фундамент и по двум вертикальным сторонам — на
контрфорсы (рис. 4 20). Расстояние между осями контр-
Рис. 4.20. К примеру 4.4
а — план стены; склада; б— разрез А—А; в — расчетная
схема стены; г— эпюра распределения горизонтальной
нагрузки;
1 — стена; 2 — контрфорс
форсов 4,5 м\ толщина контрфорсов 0,64 м. Толщина
стены 0,51 м. Высота стены до поверхности нагрузки
2,6 м. Кирпич марки 75 на растворе марки 50. Проч-
ность контрфорсов обеспечена и ее проверка в данный
пример не входит.
Стена нагружена горизонтальной сплошной нагруз-
кой по закону трапеции (рис. 4.20,а); у верхнего края
стены давление равно 0,18 т/м2, а внизу 1,68 т/м2.
Решение. При расчете считаем стену свободно
опертой по трем сторонам (рис. 4.20,в). Расчетный го-
ризонтальный пролет плиты (участка стены между
контрфорсами):
/ = (4,5 —0,64) 1,05 = 4,05 м.
48
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Отношение сторон плиты
а : 6 = 2,6 : 4,05 = 0,64.
Нагрузку по трапеции представляем как сумму
двух нагрузок: равномерно распределенной по высоте
Р1 = 0,18 т/м2 и распределенной по треугольнику с осно-
ванием р2=1>5 т/м2.
Находим максимальный момент М, действующий в
направлении оси у по таблицам Б. Г. Галеркина («Уп-
ругие тонкие плиты». Госстройиздат, 1933). Этот мо-
мент действует у верхнего, свободного края стены и
равен:
Л4 = 0,078pj-4,052 + 0,025 р2-4,052 = 0,078-0,18 х
X 4,052 +0,025-1,5-4,052 = 0,84 тм.
Расчетное сопротивление изгибу кирпичной кладки,
выполненной на растворе марки 50 по перевязанным
сечениям, равно (см. табл. 3.11 и 3.12) 7?р и=2 кГ[см2.
Момент сопротивления для расчетной горизонтальной
полосы шириной 6=100 см-.
bh~ 100-512
Г =--------=-----------= 43 400 см2.
6 6
Предельное усилие определяем по формуле (4.26)
Фы = 7+ „ Г = 2-43 400 = 0,87 тм > М =0,84 тм.
ivi р.И
Расчет стены на поперечную силу производим для
нижней полосы стены высотой 1 м, принимая в запас
прочности, что она опирается только на вертикальные
опоры. Нагрузка на 1 пог. м полосы равна (рис. 4.20,а):
1,5 + 0,92
<7 = 0,18 + ——:-------= 1,39 т/м.
Поперечная сила у опоры
1,39-4,05
Q = ~-----~
2
2,8 т.
По табл. 3.11 сопротивление главным растягиваю-
щим усилиям Дгл = 1,2 кГ/см2-, 6 = 100 см-, плечо внут-
ренней пары сил z=2/3/i=2/3-51=34 см.
Предельное усилие определяем по формуле (4.28)
&Q = ДГЛ6?= 1,2-100-34 = 4,08 т > Q = 2,8 т.
Таким образом, сопротивление стены при изгибе
по перевязанным сечениям достаточно.
Расчет по неперевязанным сечениям (в направле-
нии оси х, т. е. вертикального пролета) здесь не приво-
дим. Он' должен быть выполнен с учетом совместной
работы контрфорсов и стены на внецентренное сжатие
при действии давления сыпучего материала, собствен-
ного веса кладки и нагрузок от покрытия над складом.
Размеры контрфорсов должны быть выбраны таким
образом, чтобы хотя бы часть сечения стены была бы
сжата и сопротивление этого сечения срезу было бы
достаточным. Если это условие не соблюдается, стена
должна быть связана с фундаментом анкерами или же
опирание стены по нижнему краю не должно учиты-
ваться и приведенный метод расчета с учетом опира-
ния по трем сторонам неприменим.
4.2.10. РАСЧЕТ НА УСТОЙЧИВОСТЬ ПОЛОЖЕНИЯ
(ОПРОКИДЫВАНИЕ)
При расчете стен в процессе их возведения, а так-
же подпорных стен, фабрично-заводских „труб и т. п.
кроме расчета на прочность и трещиностойкость иногда
требуется проверка на устойчивость положения (опро-
кидывание). Это относится к случаям, когда в сечении
не могут быть восприняты растягивающие усилия (на-
пример, в уровне опирания стены на гидроизоляцион-
ный слой, фундамента — на грунт и т. д.).
Расчет имеет целью предупредить опрокидывание
стены или сооружения, что возможно без разрушения
сжатой зоны, если нормальная сила очень мала, а по-
перечная велика. В этом случае может произойти оп-
рокидывание при обмятии или незначительном выкра-
шивании одной лишь кромки сечения.
Устойчивость положения стены обеспечивается, ес-
ли равнодействующая горизонтальных и вертикальных
сил находится в пределах сечения на достаточном рас-
стоянии от его сжатого края, е. при ограничении ве-
личины предельного эксцентриситета усилия в рассмат-
риваемом сечении. Расчет должен производиться при
минимальной величине нормального (вертикального)
усилия и максимальной величине горизонтального уси-
лия.
Устойчивость считается достаточной, если при этом
сочетании действующих усилий
М
е0 = ~ <mty, (4.29)
где М — момент от расчетной поперечной нагрузки и
внецентренного приложения нормального уси-
лия;
N — нормальное усилие от расчетного собственно-
го веса элемента, вычисленного с учетом ко-
эффициента перегрузки 0,9;
т± — коэффициент, принимаемый для стен в стадии
их возведения и свободно стоящих стен рав-
ным /П1 = 0,9, а для подпорных стен (см.
п. 12.4) и других сооружений — по специаль-
ным указаниям.
4.3. РАСЧЕТ НЕАРМИРОВАННЫХ КАМЕННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
4.3.1. ОБЩИЕ ЗАМЕЧАНИЯ
Расчет каменных конструкций по деформациям
обычно применяется в следующих случаях:
а) при расчете на действие горизонтальных (ветро-
вых) нагрузок стен, связанных с внутренним каркасом
или ветровыми горизонтальными железобетонными или
металлическими поясами (плитами или фермами);
б) при расчете стен, работающих на изгиб или на
растяжение и имеющих облицовку или штукатурку, в
которых не могут быть допущены трещины по условиям
эксплуатации. Для предупреждения появления трещин
в отделочных слоях ограничивают предельные дефор-
мации стен. Так рассчитывают, например, стены, имею-
щие гидроизоляционные, кислотоупорные или другие
защитные облицовки и штукатурки, предельные дефор-
мации которых меньше, чем предельные деформации
кладки.
Расчет каменных конструкций по деформациям
производится на действие нормативных нагрузок.
4.3.2. ПРЕДЕЛЬНЫЕ ДЕФОРМАЦИИ
Предельные деформации установлены для следую-
щих случаев:
4.3. Расчет по деформациям
а) когда деформации растяжения кладки вызваны
перемещениями каркаса или ветровых поясов. В этом
случае относительные деформации неармированной
кладки не должны превышать: е =0,15 - 10-3— в
зданиях 1-й степени долговечности; епр =0,2 НО-3 — в
зданиях 2-й степени долговечности.
При наличии продольного армирования в количе-
стве р-5>0,03% эти значения епр увеличиваются на
25%;
б) когда на поверхности кладки имеются защитные
штукатурки или облицовки. В этом случае относитель-
ные деформации не должны превышать величин епр ,
указанных в табл. 4.9.
Таблица 4.9
Предельные относительные деформации епр
растяжения кладки, гарантирующие от появления
трещин в защитном слое на растянутой
поверхности кладки
Виды и назначение^ штукатурки
Гидроизоляционная цементная штукатурка
для конструкций, подверженных гидростатичес-
кому давлению жидкостей....................
Кислотоупорная штукатурка на жидком
стекле или однослойное покрытие из плиток ка-
менного литья (диабаз, базальт) на кислото-
упорной замазке ...........................
Двух- и трехслойное покрытие из прямоу-
гольных плиток каменного литья на кислотоу-
порной замазке:
а) вдоль длинной стороны плиток.........
б) то же, вдоль короткой стороны плиток .
Епр
0,08-10—3
0,05-10—3
0,1 10—3
0,08-10—3
Примечание. При наличии продольного арми-
рования в количестве 0,03%, а также при оштука-
туривании неармированных конструкций по сетке пре-
дельные деформации увеличиваются на 25%.
4.3.3. РАСЧЕТ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
САМОНЕСУЩИХ СТЕН, ОПИРАЮЩИХСЯ
ПРИ ДЕЙСТВИИ ВЕТРОВЫХ НАГРУЗОК
НА КАРКАС ИЛИ НА ВЕТРОВЫЕ ПОЯСА
Как правило, гибкие самонесущие стены имеют
очень малую изгибную жесткость из плоскости по срав-
нению с каркасом. Поэтому при расчете таких стен
считают, что вся ветровая нагрузка, приложенная к на-
ружным стенам, воспринимается каркасом или же вет-
ровыми поясами.
В высоких одноэтажных, а также в многоэтажных
промышленных и общественных зданиях с достаточно
часто расположенными рамами каркаса (например, при
шаге в 6 м) при действии ветровой нагрузки наружную
стену поддерживают вертикальные элементы каркаса.
В этом случае стена, связанная с каркасом, следует за
его деформациями.
При большой величине шага между поперечными
рамами и при наличии жестких железобетонных между-
этажных перекрытий стена опирается на вертикальные
и горизонтальные элементы каркаса и перекрытий; мож-
но принимать при этом, что стена при изгибе из плоско-
сти также следует за деформациями поперечных рам
каркаса.
На рис. 4.21 показаны примерные схемы зданий,
в которых при действии ветровой нагрузки наружные
4 Зак. 805
самонесущие стены, вследствие большой гибкости, пере-
дают всю горизонтальную нагрузку на стопки каркаса.
Если поперечные устойчивые конструкции (рамы
каркаса, поперечные столбы) расположены на значи-
тельных расстояниях, самонесущая стена рассматривает-
ся как заделанная внизу и опирающаяся на горизон-
тальные упругие опоры вверху (а иногда — и в проме-
жуточных горизонтальных уровнях). При отсутствии
достаточно жестких перекрытий и покрытий горизон-
тальными опорами могут служить также специально
проектируемые ветровые пояса, поддерживающие сте-
ну. Эти пояса могут осуществляться в виде горизон-
тальных ферм, железобетонных, монолитных или же
сборных замоноличенных полос; могут быть также ис-
пользованы в качестве ветровых поясов примыкающие к
стене железобетонные продольные площадки, предназ-
наченные для установки или для обслуживания обору-
дования, и ,пр.
Рис. 4.21. Схемы зданий, в которых стена при
действии ветровой нагрузки опирается на стойки
каркаса (план здания, разрез и схема изгиба сте-
ны и стойки)
а — одноэтажное здание; б — многоэтажное здание; Г—
стена; 2—стойки каркаса
Стена с проемами (рис. 4.22), поддерживаемая прч
действии ветровой нагрузки перекрытиями или гори-
зонтальными поясами, может быть рассчитана как ста-
тически неопределимая система, состоящая из горизон-
тальных и вертикальных полос (поясов и простенков).
Обычно жесткость кирпичных простенков при большом
эксцентрицитете равнодействующей вертикальных и го-
ризонтальных усилий очень мала вследствие раскрытия
швов кладки, допускаемого нормами. В этом случае
принимается, что стена следует за деформациями поя-
сов, рассчитанных на восприятие ветровой нагрузки.
Производится расчет по деформациям горизонтальных
полос стены (рис. 4.22, участки щ и а2), примыкающих
50
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Рис. 4.22. Схема здания, в котором стена
при действии ветровой нагрузки опирается
на покрытие и горизонтальный ветровой
пояс
1 — стена; 2 — горизонтальный пояс; 3— попереч-
ные стены; 4 — покрытие; а, и а„ — расчетные
горизонтальные участки стены
к горизонтальным поддерживающим конструкциям,
предполагая, что деформации этих участков стены сле-
дуют за деформациями поддерживающих конструкций.
По деформациям поддерживающих конструкций опре-
деляют расчетные деформации растяжения кладки и
сравнивают их с предельной величиной деформаций
епр . указанной в п. 4.3.2«а», или же, наоборот, подби-
рают такую жесткость несущих элементов здания, при
которых деформации растяжения стены не превосхо-
дят £пр •
Деформации растяжения стены определяют из ус-
ловия одинакового радиуса кривизны стены и поддер-
живающей конструкции. Относительные деформации
кладки на растянутой поверхности стены должны отве-
чать условию
е = еи — е0 < япр ’ (4-30)
где еи — относительная деформация растяжения при
изгибе стены;
е0 — то же, при сжатии стены.
Значения еи и ев вычисляются по формулам:
Л4н(Л-«/)
Еи - EJ
К
FK Ек
(4-32)
В случаях изгиба стены в горизонтальной плоскости
принимается ео=О-
В формулах (4.30) и (4.32):
Л1Н — изгибающий момент в элементе каркаса или
ветровом поясе от нормативных нагрузок;
EJ — жесткость элемента каркаса при изгибе;
h—у — расстояние от центра тяжести сечения кладки
до растянутой грани стены;
— продольная сила сжатия в кладке стены от
нормативных нагрузок;
EK,F^,JK— модуль упругости, площадь и момент инерции
сечення элемента кладки.
Принимается Ек = 0,8 Ео.
Если EKJK >0,1 EJ, то разрешается уменьшать ве-
личину Мн путем умножения на коэффициент
EJ
EJ + EK JK
(4.33)
Самонесущие стены кроме расчета по деформации
должны быть рассчитаны на прочность и, если е0>епр
(епр—см. табл. 4.11), на трещиностойкость при дейст-
вии всех расчетных нагрузок с учетом дополнительного
момента, возникающего при изгибе стены совместно с
каркасом.
Если стена поддерживается вертикальными эле-
ментами каркаса, при вычислении дополнительного мо-
мента учитывается эксцентрицитет продольной силы е->
в направлении прогиба стены, определяемый по фор-
муле:
где £и.расч = 2 п Еи и s0 расч = X п Ео — расчетные отно-
сительные де-
формации, вы-
численные с уче-
том коэффици-
ентов пере-
грузки;
г—радиус инерции
сечения.
Если в результате расчета по деформациям уста-
новлено, что деформации растяжения кладки еи в том
или ином горизонтальном сечении стены больше £пр , то
соответствующий участок стены следует армировать
конструктивной арматурой в количестве р^>0,03%, что
дает возможность повысить величины Епр на 25% -
Если это повышение недостаточно, то участок стены
должен быть армирован продольной арматурой, сече-
ние которой устанавливается по расчету.
Армирование стены производится вертикальной или
горизонтальной арматурой на участке, в пределах кото-
рого деформации превышают предельные (с учетом
длины, необходимой для заделки концов арматуры).
Рис. 4.23. Схема усиления кирпичной стены вер-
тикальной арматурой
7 — кладка; 2 — продольная арматура; 3 — бетон; 4—
хомуты; размеры в см
Армирование наиболее просто осуществляется по схеме,
приведенной на рис. 4.23. При расчете вертикальной
арматуры эксцентрицитеты продольной силы, вызванной
ветровой нагрузкой, определяются по формуле (4.34).
При расчете горизонтальной арматуры изгибающий мо-
мент в вертикальном сечении рассчитываемой горизон-
тальной полосы стены определяется по формуле
(437>
Модуль упругости Ек принимается в этом случае с
учетом продольного армирования кладки по указаниям
п. 6.3.2.
4.3. Расчет по деформациям
51
4.3.4. РАСЧЕТ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ РАСТЯНУТЫХ
ПОВЕРХНОСТЕЙ НЕАРМИРОВАННОЙ КЛАДКИ
Расчет по деформациям растянутых поверхностей
неармиропанной кладки производится по формулам:
на осевое растяжение
(4-38)
на изгиб
EJ Епп
(4.39)
'*• у
на внецентренное сжатие
на внецентренное растяжение
№=
£^ПР
F (fe — у) е0
(4-41)
где № и Л4Н — продольная сила и момент от норматив-
ных нагрузок, которые будут приложе-
ны после нанесения на поверхность
кладки штукатурных или плиточных
покрытий;
ЕпР — предельные деформации по табл. 4.9;
h — у — расстояние от центра тяжести сечения
кладки до наиболее удаленной растя-
нутой грани покрытия.
Пржмер 4.5. Производим расчет по деформаци-
ям наружной стены промышленного здания (рис. 4.24).
Здание 2-й стевенм долговечности. Связь между самоне-
сущей стеной здания и стальными стойками каркаса
обеспечена анкерами. Стена из кирпича марки 100 и
раствора марки 50. Толщина стены 51 см и на нижнем
участке 64 см. Огибающая эпюра моментов, полученная
по результатам расчета каркаса на различные сочета-
ние нагрузок, приведена на рис. 4.24,в.
Размеры площади и моменты инерции сечений рас-
четного участка стены, моменты инерции стальных сто-
ек, нагрузки от собственного веса кладки W” и дейст-
вующие моменты (по рис. 4.24,в) в различных уровнях
по высоте стены приведены в табл. 4.10.
Расчетное сопротивление кладки из кирпича марки
100 на растворе марки 50 (см. табл. 3.5) R=15 кГ/см2.
Модуль деформаций кладки по формуле (3.4)
Ек = 0,8 Ео = 0,8 a RH = 2 0,8 a R =
= 1,6-1000.15 = 2,4-10« кГ/см*.
Модуль упругости стали Е = 2,1 : 106 кГ!см2. Рас-
четный участок стены принят равным 6 м — между ося-
ми двух соседних проемов. Моменты приняты положи-
тельными, если они вызывают растяжение на внутрен-
ней поверхности стены. Расчет произведен по норматив-
ным нагрузкам без учета коэффициентов перегрузки.
В табл. 4.10 приведены вычисления величин дефор-
маций растяжения при изгибе стены, следующей за де-
формациями каркаса. Величины деформаций растяже-
ния при изгибе еи, приведенные в графах 10 и И
табл. 4.10, вычислены по формуле (4.31), причем для
прямоугольного сечения h—y=hft^ где Л —толщина
стены
В сечении А'—А' изменяется толщина стены, вслед-
ствие чего возникает момент от нормальной силы от
собственного веса стены. В этом сечении
= 65 т
0,6-1—0,51
" 2
= 4,2 тм.
и М"+б5-
Моменты, вызванные изменением толщины самоне-
сущей стены, обычно не принимаются во внимание при
расчете каркаса. При определении деформаций растя-
жения кладки их следует учитывать дополнительно.
Эпюра моментов по высоте стены между отметками
—1,0 и +20,4 может быть определена с достаточной
степенью точности, предполагая наличие шарнирной
опоры вверху и заделки внизу стены. Эта эпюра пока-
зана на рис. 4.25. Учитываем дополнительный момент
только при расчете нижнего участка стены, так как на
верхнем участке дополнительные моменты очень малы.
Расчет деформаций растяжения при изгибе самонесущей стены
Таблица 4.10
Сечение Отмет- ки в м Разме- ры сечений в см Пло- щади сече- ний в см2 Моменты инерции 10® СЛ44 Расчетные усилия еи в 10 5 на поверхности стены еи в 10 § на поверхности стены в 10~5 *=%+<+*» на поверх- . иости стены
Л1“ в тм
стены 4 стоек ' J поло- жи- тель- ные отри- цатель- ные внут- ренней на- ружной внут- ренней на- ружной внут- ренней на- ружной
1 2 » 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16
А —1,6 600X64 38 400 132 7,1 82 130 —65 28 14 —3,7 3,7 -8 е +15,4 +8,8
Б +2,4 200X51 10 200 22 6 58 89 —54 18 11 — —— —23,8 —5,8 —2,1
В +8,4 600X51 30 600 66 6 47 15 —32 3,1 6,5 — .— —6,5 —3,4 0
Г +9,6 200x51 10 200 22 6 41 14 37 2,9 7.6 — — —16,7 —13,8 —2,1
В +15.6 200x51 10 200 22 6 30 8 —60 1,8 12 —. -— -12,4 —10,6 —0,4
В +15,6 200x51 10 200 22 8,4 30 41 —20 5,9 2.9 — — —12,4 —6,5 —9,5
Е +20,4 200x51 10 200 22 8,4 21 0 —12 © 1,8 — — —8,6 —8,6 —6.8
4*
52
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Рис. 4.24. Наружная самонесущая стена промышленно-
го здания {к примеру 4.5)
а — разрез; б — фасад; в — огибающая эпюра моментов в тм
В сечении А—А М1^ =3,64 тм; деформации рас-
тяжения и сжатия, приведенные в графах 12 и 13
табл. 4.10, вычислены по формуле
МЧ h 3,64-105-32
£и = ±Г7~’ V=± о 4 Ю4 14 2 106 = ± 3,7 ' 10 '
Деформации осевого сжатия г0 от усилий при-
ведены в графе 14, а в графах 15 и 16 указаны суммар-
ные деформации
Е — Еи + ен + Ео-
Из таблицы видно, что, за исключением нижнего
участка (сечение А—А), ися стена сжата. В нижнем се-
чении максимальная деформация растяжения равна
0,154- 1СН, т. е. меньше чем предельная величина, ус-
тановленная в главе СНиП П-В.2-62, равная 0,20 • 10~3
для зданий 2-й степени долговечности (см. п. 4.3.2).
Следовательно, согласно расчету по деформациям, нет
необходимости в усилении стены арматурой.
4.4. РАСЧЕТ НЕАРМИРОВАННЫХ
КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПО ОБРАЗОВАНИЮ
И РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИН
4.4.1. ОБЩИЕ ЗАМЕЧАНИЯ
Расчет по образованию и раскрытию трещин про-
изводят в случаях, когда в каменной кладке по усло-
виям эксплуатации не допускается появление трещин
или же ограничивается степень их раскрытия. Трещины
в каменной кладке при растягивающих усилиях, нор-
мальных к плоскости неперевязанных сечений (гори-
зонтальных швов), появляются обычно в швах кладки
и поэтому иногда называются «раскрытием швов
кладки». Расчет по раскрытию трещин применяется, в
частности, в следующих случаях:
а) на внецентренное сжатие, если эксцентриситет
равнодействующей всех сил больше значений епр .
В этом случае расчет имеет целью ограничить раскры-
тие швов в растянутой зоне элемента;
б) при выполнений смежных, совместно работаю-
щих элементов конструкций из материалов, имеющих
различные характеристики деформаций (модули упру-
гости, ползучесть, усадку) илн же значительную разни-
цу в величинах напряжений. К этим случаям относятся,
например, сопряжения внутренних и наружных стен;
кладка, состоящая из облицовки и основной части (см.
п. 5.2); перемычки в каменных стенах сейсмостойких
зданий [см. п. 16.3.3, формулы (16.23) и (16.24)].
4.4.2. РАСЧЕТ ПО РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИН
ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ НЕАРМИРОВАННЫХ
ЭЛЕМЕНТОВ ПРИ е0>епр
Расчет на внецентренное сжатие по раскрытию тре-
щин производится, если е0>епр (табл. 4.11). Расчет
основан на следующих положениях: 1) принимается ли-
нейная эпюра напряжений при внецентренном сжатии,
как для вдеально упругого тела, и 2) расчет произво-
дится для полного сечения по условному краевому на-
пряжению, которое характеризует деформацию растя-
нутой зоны.
4.4. Расчет по образованию и раскрытию трещин
53
Таблица 4.11
Предельные эксцентриситеты епр, при превышении
которых необходим расчет по раскрытию трещин
Сочетание воздействий епр
Основные сочетания Дополнительные сочетания . . 0,7.7 0,8(7
Расчет неармированных каменных элементов по
раскрытию трещин производится по формуле
ттр ^р.и F
Г
mTPPp.Hf
Е (/z — t/) е„
J
(4.42)
где ттр—коэффициент условий работы при расчете по
раскрытию трещин по табл. 4Л2.
Таблица 4.12
Ч*. X
Коэффициенты условий работы кладки
по раскрытию трещин (швов кладки)
Условия работы кладки Коэффициенты тТр при степени долго- вечности
I 11 III
Неармированная внецентренно наг- руженная кладка 1,5 2 3
То же, с гидроизоляционной штука- туркой для конструкций, работающих на гидростатическое давление жидкос- ти 1,2 1,5 2
То же, с кислотоупорной штукатур- кой или облицовкой на замазке на жид- ком стекле 0,8 1 1
То же, с декоративной штукатуркой для конструкций с повышенными требо- ваниями к отделке 1,2 1,2 —
Значения RpH принимаются по табл. 3.11; при
этом не учитывается примечание 6 к табл. 3.11 и Rp и
принимается одинаковым для кладки из глиняного и
силикатного кирпича. Усилие N определяется по вели-
чинам расчетных нагрузок без применения коэффици-
ентов тлл.
Пример 4.6. Определить расчетом по образова-
нию трещин предельное усилие на простенок, описан-
ный в примере 4.2, при эксцентриситете нормальной си-
лы в сторону полки тавра, равном ео=0,75 у (при ос-
новном сочетании нагрузок). Здание 2-й степени долго-
вечности. Расчет по несущей способности этого про-
стенка см. в примере 4.3.
Расчет производим по формуле (4.42)
OTTpflp.Hf
F(h-y)e0 t
По табл. 3.11 Rp н =1,2 кГ'см2= 120 кГ^дм2. По
табл. 4.12 щтр =2. Согласно примеру 4.2:
Е=104 дм2\ 7=1170 дм\ hу = 11,6 4,7=6,9 дм-.
= 0,75у = 0,75-4,7 = 3,5 дм\
2-120-104
104 6,93,5
1170
= 22 000 кГ = 22 т.
4.4.3. РАСЧЕТ ПО РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИН
УЧАСТКОВ СОПРЯЖЕНИЯ ВНУТРЕННИХ
И НАРУЖНЫХ СТЕН МНОГОЭТАЖНЫХ
жилых ДОМОВ ИЗ КИРПИЧА ИЛИ
КЕРАМИЧЕСКИХ КАМНЕЙ
Если наружные и внутренние стены значительно от-
личаются по степени загрузки или же выполнены из
разных материалов (например, из силикатного и гли-
няного кирпича и керамических камней и пр.), то на
участках стен, близких к месту их пересечения, могут
появиться наклонные или вертикальные трещины от
действия растягивающих и сдвигающих усилий. Расчет
имеет целью ограничить величину раскрытия трещин и
производится по следующим правилам.
Условно принимается, что обе стены не связаны
друг с другом, и определяется свободная деформация
сжатия, каждой из двух стен отдельно, при действии
расчетных нагрузок. Разность свободных деформаций
этих стен должна удовлетворять условию
81 — 82<8Пр .
(4.43)
где 6Х— абсолютная свободная деформация сжатия од-
ной из стен;
— то же, второй стены;
®пр—предельная (допустимая) разность деформа-
ций согласно табл. 4.13.
Таблица 4.13
Предельная (допустимая) разность деформаций стен
Число этажей 5 6 7 8 9 и бо- лее
6 Пр в мм 7 8 9 10 12
Величины свободных деформаций определяются
как сумма деформаций кладки во всех этажах здания
от уровня верха фундамента до .верха стены, по фор-
мулам:
(4.44)
где с|г-—напряжения в кладке 1-й свободно
стоящей стены в i-м этаже;
о—то же, второй стены;
Exi— модули деформаций кладок первой
стены в i-м этаже;
£2г- — то же, второй стены;
54
Глава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конструкций
Л,- — высота 4-го этажа;
Sycl и 6ус2—абсолютные деформации усадки 1-й
и 2-й стены, вычисленные по относи-
тельным значениям предельных уса-
док материалов стен (см. плаву 2,
и. 2.3), умноженным на высоту соот-
ветствующих участков стен;
п — количество этажей от пола подвала
до верхнего или рассматриваемого
промежуточного этажа.
Напряжения определяются в середине каждого
этажа и вычисляются при расчетных значениях всех
нагрузок. Модули упругости Е/ , входящие в форму-
лы (4.44), вычисляются по формуле
Е^а^,
где R® — нормативное сопротивление кладки первой
или второй стены данного этажа, прини-
маемое согласно СНиП или же по форму-
ле (3.1), для кладки, возводимой в летних
условиях;
оу— характеристика деформаций, которая зави-
сит от материала кладки (табл. 4.14) и
учитывает полные деформации кладки (за
исключением деформаций усадки).
г Таблица 4.14
Значения характеристики деформаций су
Внд кладки at при
летней кладке зимней клад- ке после за- твердевания
Из кирпича глиняного 450 300
Из кирпича силикатного .... Из керамических камней высо- 250 170
той 140 мм 550 370
В зданиях высотой более пяти этажей, кроме раз-
ности деформаций по всей высоте стены, должны быть
проверены разности деформаций стен любых пяти эта-
жей (например, от первого до пятого, от второго до
шестого и т. д.). Эти разности, вычисленные по указан-
ным выше правилам, не должны превышать 7 мм.
Приведенный выше ]Ясчет ограничивает возмож-
ность раскрытия трещин, но не исключает полностью
вероятность их появления. Трещины, отделяющие внут-
ренние стены от наружных, могут появиться также и по
причинам, не учитываемым в расчете (например, при
неравномерной осадке фундаментов). Поэтому в здани-
ях высотой более пяти этажей рекомендуется через
три-четыре этажа устраивать по периметру всех стен
железокнрпичные или железобетонные пояса, обеспечи-
вающие связь между стенами даже в случае появления
вертикальных или наклонных трещин.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 4
1. Дмитриев А. С. и Семенцов С. А. Каменные и
армокаменные конструкции. Госстройиздат, 1965.
2. О н ящик Л. И. Прочность и устойчивость каменных
конструкций. ОНТИ, 1937.
3. О и и щ и к Л. И. Каменные конструкции. Стройиздат,
1939.
4. Поляков С. В. и Фалевнч Б. Н. Проектирование
каменных и крупнопанельных конструкций. Высшая школа.
1966.
5. РозенблюмасА. М. Каменные конструкции. Изд-во
«Высшая школа», 1964.
6. СНиП, глава 1I-A.10-62. Строительные конструкции и ос-
нования. Основные положения проектирования. Госстройиздат,
1962.
7. СНнП, глава П-В.1-62. Бетонные и железобетонные кон-
струкции. Нормы проектирования Госстройиздат, 1962.
8. СНиП, глава П-В.2-62. Каменные н армокаменные кон-
струкции. Нормы проектирования. Госстройиздат, 1962.
ГЛАВА 5
РАСЧЕТ МНОГОСЛОЙНЫХ СТЕН И СТЕН,
ОБЛИЦОВАННЫХ КЕРАМИЧЕСКИМИ МАТЕРИАЛАМИ
3.1. МНОГОСЛОЙНЫЕ СТЕНЫ
Многослойными называются стены, состоящие из
двух или более слоев, выполненных из разных матери-
алов (конструктивных и термоизоляционных) и соеди-
ненных между собой связями, К многослойным отно-
сятся стены из кцрпичй или блоков ,в сочетании с пли-
тами из ячеистых бетонов, фибролита, пеностекла и пр.,
различного вида облегченные стены. Связи в много-
слойных стенах делятся на жесткие и гибкие. Связи
считаются жесткими, если слои перевязаны тычковыми
рядами, расстояние между которыми в осях не более
5 h при горизонтальных диафрагмах и 10 ft при верти-
кальных диафрагмах. Величина h принимается равной
толщине более тонкого слоя, но не более 12 см. При
этом площадь сечения перевязочных камней в верти-
кальных или горизонтальных диафрагмах должна со-
ставлять не менее 10%.
В двухслойных стенах с жесткими связями при
разнице в расчетных сопротивлениях отдельных слоев
более чем в два раза количество связей увеличивается в
полтора раза.
Связи считаются гибкими при соединении слоев
только металлическими связями или в случае располо-
жения тычковых перевязочных рядов реже, чем это
требуется в случае жестких связей.
Металлические связи устанавливаются на равных
расстояниях по высоте и длине стены — одна связь се-
чением не менее 0,2 см2 на 0,5 м2 поверхности стены.
При металлических связях в простенках длиной менее
10 ft наличие перевязки по торцам существенно меняет
работу конструкции стены, в этом случае связи рас-
сматриваются как жесткие.
При расчете многослойных стен различают два слу-
чая:
а) при жестком соединении слоев в расчетное се-
чение входит .полное сечение стены. Усилие от нагрузки
вышележащих этажей считается приложенным по оси,
проходящей через центр тяжести стены. Эксцентриси-
теты всех усилий определяются по отношению к оси
приведенного сечения (определение дано ниже). В сте-
нах с несимметричным расположением слоев центр
тяжести не совпадает с осью приведенного сечения, и в
этом случае эксцентриситет усилия от собственного веса
стены в данном этаже равен расстоянию между цент-
ром тяжести стены и центром приведенного сечения;
б) при гибком соединении слоев, каждый слой рас-
считывается отдельно на воспринимаемые им нагрузки;
нагрузки от покрытий и перекрытий передаются только
на внутренний слой. Наг^зка от перекрытия над данным
этажом считается приложенной к внутреннему слою
на расстоянии 1 /з а от внутреннего края стены (где а —
глубина заделки перекрытия).
Нагрузка от собственного веса утеплителя прини-
мается распределенной на несущие слои пропорциональ-
но их сечению.
Расчет многослойных стен с жестким соединением
слоев производится по следующим правилам. Различ-
ная прочность и упругие свойства отдельных слоев
учитываются приведением расчетного сопротивления
многослойной стены к одному материалу.
Приведенное расчетное сопротивление стены опре-
деляется по формуле
S/п,- RjF,
Rnp - yjp
(5.1)
где Fi — площадь сечения слоя;
Ri — расчетное сопротивление материала слоя;
mi — коэффициент условий работы слоя, учитыва-
ющий разницу деформационных свойств сло-
ев стены, принимается по табл. 5.1.
Таблица 5.1
Коэффициенты использования прочности материалов
отдельных слоев многослойной кладки 1Щ и т2
Кирпичная кладка со слоями и т2
для слоя нз кирпич- ной кладки для слоев из других материалов
Из легкого бетона марки 10 н выше Из камней из легкого бетона марки 25 и выше Из камней легкого бетона марок 15 и 10 Из камней из ячеистого автоклавно- го бетона марок 25 и выше То же, без автоклавного ячеистого бетона 1 0,9 1 1 1 0.6 1 0.8 0,6 0,5
При расчете многослойных стен ось стены прини-
мается по центру тяжести сечения, приведенного к од-
ному материалу. При приведении сечения толщина сло-
ев принимается фактическая (рис. 5.1), а ширина слоев
изменяется пропорционально отношению расчетных со-
противлений сжатию отдельных слоев, умноженному на
коэффициенты условий работы т1 (см. табл. 5.1), по
формуле
% = (5-2)
56
Глава 5. Расчет многослойных стен и стен, облицованных керамическими материалами
где Ьпр — приведенная ширина слоя;
bt — фактическая ширина слоя;
7?! — расчетное сопротивление слоя, к которому
приводится сечение.
Стены с засыпками, с заполнением бетоном марки
ниже 10 и с односторонним утеплителем марки 15 и ни-
же рассчитываются по сечению кладки без учета несу-
щей способности заполнителя.
Расчет многослойных стен производится по форму-
лам:
а) при центральном сжатии
7Vn<m0<pKnpF,
(5.3)
где Nn — приведенная продольная сила, определяемая
по формуле (4.2);
F— общая площадь сечения несущих слоев много-
слойнсй стены;
Рпр — приведенное расчетное сопротивление много-
слойной кладки, определяемое по формуле
(5.1);
<р—коэффициент продольного изгиоа, принимае-
мый согласно табл. 4.2;
те — коэффициент, учитывающий влияние перевязки
при центральном сжатии.
Рис. 5.1. Схема приведем
ния сечения к материалу
одного слоя
При перевязке кладки прокладными тычковыми ря-
дами и расстоянии между ними не более 40 см (3—
5 рядов кирпичной кладки или 2 ряда кладки из кам-
ней), а также при колодцевой кладке т0=1; при рас-
стоянии между тычковыми рядами более 40 см, но не
более 62 см (6—8 рядов кирпичной кладки илн 3—
4 ряда кладки из керамических камней) то=О,9;
б) прн внецентренном сжатии:
с малыми эксцен^эиситетами ес<0,45 у
Nn < mH ?Рпр F ф;
(5.4)
с большими эксцентриситетами ео>0,45 у
ПП<тИ <ри ЯпрРф,
(5.5)
где е0 — эксцентриситет относительно оси приведенного
сечения;
ф — коэффициент, учитывающий снижение несущей
способности, принимаемый по табл. 4.7 для
материала более сжатого слоя. При определе-
нии ф вместо F и Fc принимаются Fnp и
Fc пр сжатого слоя.
При ео>О,45 у величину Fc пр можно приближенно
определить для тавровых сечений по формуле
/Гс.пр = 2(!7 —eo)fc.
(5.6)
где у — расстояние от центра тяжести приведенного
сечения элемента до края сечения в сторону
эксцентриситета;
b — ширина более сжатого края приведенного се-
чения;
? +?с
<ри = —-— — причем ср вычисляется для сечения
Fnp и срс для сечения Fc пр;
/. ео
тк = т0 1 — —
\ 4</
коэффициент, учитывающий влияние пере-
вязки кладки при внецентренном сжатии.
При расчете многослойных стен с жестким соедине-
нием слоев или с металлическими связями и заполнени-
ем из бетона марки 10 и выше коэффициенты продоль-
ного изгиба <р принимаются, как для сплошной стены,
по упругой характеристике кладки наружного или
внутреннего слоя; при разном материале слоев прини-
мается более низкое значение упругой характеристики.
В многослойных стенах с гибкими связями коэф-
фициент продольного изгиба <р принимается как сред-
нее значение между коэффициентом ф1, определенным
для всей толщины стены, и <р2 для отдельного рассмат-
риваемого слоя:
<Pi^- <Р2'
<р = —7-
(5.7)
В многослойных стенах эксцентриситет продольной
силы е0 не должен превышать епр по табл. 4.11.
При расчете многослойных стен обязательна про-
верка расчетом па местные нагрузки участков кладки
под опорами балок, прогонов и т. п.
Пример 5.1. Проверить прочность простенка трех-
слойной конструкции (рис. 5.2), выполненного из двух
кирпичных стеиок толщиной 12 см с заполнением про-
межутка между ними легким бетоном марки 35. Связь
наружных слоев осуществляется тычковыми кирпич-
ными рядами, расположенными по высоте стены через
восемь ложковых рядов.
Общая толщина стены 38 см, ширина простенка
100 см, высота этажа 270 см. Кирпичные стенки выпол-
няются из кирпича марки 75 на растворе марки 25, рас-
четное сопротивление сжатию кладки по табл. 3.5 /?i =
= 11 кПслР. Расчетное сопротивление бетона марки
35 /?2=12,5 кГ!см2. Расчетное усилие равно 16 т, рас-
четный момент— 1,2 тм.
5.2. Стены, облицованные керамическими материалами
57
Рис. 5.2. К примеру расчета
а — разрез стены; б — поперечное сечение
е„ 7,5
— = —— = 0,39 < 0,45
У 19
и, следовательно, расчет производим по формуле (5 4)
для случая малых эксцентриситетов
mH<f>R F 0,81-0,94-9,7-3800
ф .--------------=
1-F
1 + ~5~
h — y *38—19
= 20 200 кГ = 20,2 т
Коэффициент т0 учитывает влияние перевязки при
центральном сжатии. При перевязке через 8 рядов кир-
пича т0=-(),9. Предельное усилие 20,2 т больше расчет-
ного усилия, равного Л'=16 т, следовательно, прочность
простенка достаточна.
Заменяем сечение простенка, состоящего из
материалов, условным однородным сечением из кирпич-
ной кладки.
Приведенную ширину сечения бетонного слоя нахо-
дим по формуле
двух
По табл. 5.1
*пр = юо
По формуле
ность сечения
R
(5.2)
R2m2
Ь^Ь~^
т2=0,6
12,5-0,6
-------- = 68 см.
11
(5.1) определяем приведенную проч-
, 2пг, Rif 1 + tn^RzEz
пр
2Fi + f2
2-1.11-1200 + 0,6-12,5 • 1400
9,7 кГ/см2,
2-1200+ 1400
где Л = 12- 100=1200 см2;
Г2= 14- 100=1400 см2.
Определяем момент инерции сечения
100-12»
' ~ ------+ 2-100-12 • 132ф
12 12
= 449 350 см*.
J = 2
68-14»
Радиус инерции г и гибкость сечения Хг
449 350
3800 = 10,8 см'
270
----= 25.
10,8
Упругая характеристика по материалу наружных
стенок а = 1000. По табл. 4.2 для Хг=25 <р=0,94.
Определяем эксцентриситет равнодействующей по
отношению к центру тяжести сечения
Мо
£° N
120 000
16 000
см;
у — 19 см;
5.2. СТЕНЫ, ОБЛИЦОВАННЫЕ
КЕРАМИЧЕСКИМИ МАТЕРИАЛАМИ
По типу крепления к стене керамйческие облицовки
делятся на закладные и прислонные (см. п. 1.1.3.3 и
рис. 1.7). Закладные керамические облицовки уклады-
вают одновременно с кладкой стены и перевязывают с
ней закладной частью (Г-образные плнты) или тычко-
выми рядами камней (лицевые керамические камни и
лицевой кирпич). Прислонные керамические плиты кре-
пятся к кладке на растворе.
Рекомендуется, как правило, применять облицовоч-
ные плиты или камни, имеющие высоту, равную (или
меньшую) высоте ряда кладки. Так, например, лицевой
кирпич следует применять совместно с кладкой из кир-
пича или из стеновых керамических камней, а лицевые
керамические камни и керамические плиты — с кладкой
из стеновых керамических камней.
В случае применения для облицовки плит или кам-
ней, имеющих высоту, большую ряда кладки стены, ре-
комендуется производить кладку из керамических кам-
ней или кирпича пластического прессования. Примене-
ние в этих случаях для кладки стен силикатного кирпи-
ча и кирпича сухого прессования не рекомендуется и
может быть допущено только как исключение. Обли-
цовка кирпичных стен прислонными керамическими пли-
тами допускается только по готовой поверхности стен
после их осадки.
Для крупных блоков из кирпича и керамических
камней облицовка может применяться по аналогии с
обычными стенами. Для виброкирпичных и легкобетон-
ных блоков рекомендуется применять ковровую кера-
мику. Крепление ковровой керамики к виброкирпичу
или легкому бетону должно производиться одновремен-
но с изготовлением блоков при технологии «лицом
вниз» и совместной тепловой обработке.
Для крепления керамики рекомендуется применять
цементно-песчаный раствор марок 100—150 на порт-
лендских цементах марки не ниже 400 и консистенцией
7—8 см. Какая-либо другая технология крепления ке-
рамики к бетону может быть разрешена только после
соответствующей экспериментальной проверки.
Облицовка блоков из легкого бетона закладными
керамическими плитами не допускается.
Перевязка лицевой кладки из кирпича или керами-
ческих камней с основной кладкой стены производится
58
Глава 5. Расчет многослойных стен и сетей, облицованных керамическими материалами
тычковыми рядами камней, расположенными не реже
чем через шесть рядов кирпича или три ряда камня по
высоте стены. Более редкая перевязка не рекомендуется.
Перевязка закладных плит с кладкой осуществляется
заделкой в кладку хвостовой части плиты на глубину
не менее 75 мм. Типы кладок с облицовками показаны
на рис. 5.3.
Проверка прочности облицованных стен произво-
дится по двум предельным состояниям; по прочности
и образованию трещин в облицовке. Расчетные нагрузки
в конструкции не должны превышать меньшего усилия,
определенного для этих двух предельных состояний.
Стены с облицовкой прислонными плитами по го-
Рис. 5.3. Типы кладок с облицовками
1 — лицевой кирпич; 2 — стеновые керамические камни; 3 — лицевые керамические камни; 4 —
кнрпнч глиняный толщиной 65 мм; 5 — закладные керамические плиты высотой 215 мм; 6 — кирпич
глиняный; 7 — прислонные керамические плитки размером 65 X120 мм
Допускаемое число этажей зданий с облицовкой
несущих стен керамическими плитами и лицевыми ке-
рамическими камнями приведено в табл. 5.2.
Таблица 5.2
Допускаемое число этажей зданий с облицовкой
несущих стен керамическими плитами и лицевыми
керамическими камнями
Допускаемое число верхних этажей зданий с облицовкой несущих стен
Материалы кладки стены ческими зак- !и плитами вы- )олее 150 мм адке в летних их условиях 1 гскими пли- >вровая“ ке- Лицевыми ке- рамическими камнями (ГОСТ 7484-55) при кладке стен
ЕГ 2
S S « 2 О< Jjf Н ® со Я к та S * га а а cxs S в лет- них ус- в зим- них усло- виях
s Ч о с' и а ь о. ловнях
Стеновые керамичес- кие камни (ГОСТ 6228— 55) . . . . Кирпич глиняный обыкновенный (ГОСТ 530—54) н пустотелый (ГОСТ 6316—55) пласти- ческого прессования . . Кирпич силикатный и глиняный полусухого прессования Внброкирпичные бло- ки и панели Блоки из керамзито- бетона и других видов легких бетонов 6 6 2 5 По расчету По р 8 4 асчету 4 3
Независимо от конструктивного ограничения этаж-
ности зданий стены проверяются расчетом. Предель-
ное число этажей зданий в случае применения для клад-
ки и облицовки кирпича или камней одинаковой высо-
ты, конетруктивно не ограничивается и определяется
расчетом.
товым стенам рассчитываются но правилам расчета
кирпичных и блочных стен без облицовок.
Расчет по несущей способности стен, облицованных
фасадными керамическими материалами, производится
по формулам:
а) при центральном сжатии ео=О
Nn < ma у RF; (5.8)
б) при внецентренном сжатии с эксцентрицитетом
в сторону облицовки е0 <0,225 h
в) при внецентренном сжатии в сторону, противо-
h
положную облицовке, с эксцентрицитетом во
2
1 ~та
1 +«гц
RF
।__2go
h
(5.10)
В стенах, облицованных лицевыми керамическими
плитами, камнями или кирпичом, эксцентрицитет про-
дольной силы во в сторону облицовочного слоя не дол-
жен превышать 0,225 h (где h — высота сечения эле-
мента).
Расчет по образованию трещин в облицовке произ-
водится по формулам;
а) при центральном сжатии ео=О
/% < гаТр ФБ; (5.11)
б) при внецентренном сжатии с эксцентрицитетом
вч<0,225 h в сторону облицовки
«тр.нФ^
п 2е
{ + -Т
h
(5.12)
5.2. Стены, облицованные керамическими материалами
59
в) при внецентренном сжатии с эксцентриситетом
в сторону, противоположную облицовке
fc_ {~ттр .
е° < 2 ’ 1 + ттр ’
Таблица 5.3
Значения коэффициентов тц
1 _ А
h
При эксцентриситетах в сторону, противоположную
/11 Шур
облицовке, если е0>— -----------— , или
2 1 + mlp
расчет стен по трещинам в облицовке не требуется.
В формулах приняты обозначения:
—расчетная продольная сила, определяемая по
формуле (4.2);
R— расчетное сопротивление сжатию;
е0— эксцентриситет продольной силы относительно
центра тяжести площади сечения;
F— площадь сечения элемента;
h— высота сечения элемента;
— коэффициент продольного изгиба, определяе-
мый по табл. 4.2.
Значения F, h, во и у определяются для всего се-
чения элемента, включая и облицовку, если горизон-
тальные швы в облицовке заполнены раствором. В слу-
чае, когда швы в облицовке временно не заполнены
раствором, величины F, h, е0 и <р определяются для се-
чения стены без учета облицовки;
щц — коэффициент условий работы стен с облицов-
ками, принимаемый при расчете по прочности
на центральное сжатие по табл. 5.3;
ти — коэффициент условий работы стен с облицовка-
ми, принимаемый при расчете по прочности на
внецентренное сжатие в зависимости от экс-
центриситета по формуле: ,
! пе(. \2
ти = тц ( 1~ ~’ (5-14)
Тип облицовки
/
Кирпич лицевой гли-
няный пластического
прессования по
ГОСТ 7484—55 (см.
рис. 1.7. а)......... .
То же, полусухого
прессования ............
Камни керамические
лицевые по ГОСТ 7484-55
(рис. 1.7, б)...........
Плиты фасадные ке-
рамические, закладные,
толстостенные без пустот
(рис. 1.7 г)............
Ковровая керамика
(рис. 1.7. г)...........
0,9
0,85
1
0,95
0,75
0.75
I
0,8
I 1
0,75 I
0,75 0.9
0,75 0.9
0,75
I
0,75
0.75
Для стен из керамических камней с облицовкой ли-
цевыми камнями, стен из кирпича с облицовкой лицевым
кирпичом и стен из виброкирпичных и легкобетонных
блоков с облицовкой ковровой керамикой принимается
тя = та;
тТр — коэффициент условий работы стен с облицов-
ками при расчете по трещинам в облицовке
на центральное сжатие, принимаемый по
табл. 5.4;
Таблица 5.4
Коэффициенты ттр условий работы кладки с облицовкой по образованию в облицовке трещин при центральном
сжатии
Тип облицовки Значение тт?тр для стен из
внбро- кирпн- чной кладки н лег- кобе- тонных блоков керамических камней кирпича глиняного кирпича силикат- ного
пластического прессования полусухого прес- сования .
на растворе марки
25 и выше 0 и 2 25 и выше 0 и 2 25 и выше 0 и 2 25 и выше 0 и 2
Кирпич лицевой пластическо- го прессования (см. рис. 1.7, а) Камни керамические лицевые (см. рис. 1.7, б и в) • Плиты фасадные керамичес- кие, закладные (см. рис. 1.7, г) с заполненными раствором шва- ми в облицовке То же, с незаполненными раствором швами в облицовке . . Ковровая кеэамика (см. рис. 1.7, е) 0,75 1 СП 60 II 1,2 1,35 0,85 1 1,3 0,95 1 1,3 0,8 0,7 0,75 1 0.85 0.85 0.85 1 0.7 0,6 0,6 1,1 0,75 0,75 0,85 1,2
f
60
Глава 5. Расчет многослойных стен и стен, облицованных керамическими материалами
ттр и — коэффициент условий работы стен с облицов-
ками при расчете по трещинам в облицовке
при внецентренном сжатии, определяемый по
формуле:
"Чр.и = ™тр - у) • (515)
Для стен из виброкирпичных и легкобетонных бло-
ков с облицовкой ковровой керамикой принимается
/птр.и = оттР;
п — коэффициент, принимаемый равным:
а) при расчете по прочности во всех случаях п=
= 0,5;
б) при расчете по трещинам: для стеи с облицов-
кой закладными плитами h^-150 мм п=1; для стен с
облицовкой лицевыми керамическими камнями и кирпи-
чом л=0,5.
В кладках с облицовками при толщине облицовоч-
ного слоя менее 15% от общей толщины стены коэффи-
циент продольного изгиба принимается по упругой ха-
рактеристике основного материала стены. При толщине
облицовочного слоя стены более 15% от общей толщи-
ны стены принимается более низкое значение упругой
характеристики: основной кладки или же облицовки.
Сетчатое армирование облицованной кладки в це-
лях повышения ее несущей способности допускается
только для кладки стен из керамических камней и кир-
пича пластического прессования при условии, если высо-
та облицовки отличается от высоты ряда кладки не бо-
лее чем в два раза.
При наружных обрезах в стенах рекомендуется ук-
ладывать в швы кладки и облицовки на ширину про-
стенков сетки из арматуры диаметром 4—6 мм, распо-
лагая их непосредственно ниже обреза не менее чем в
шести швах через 150 мм по высоте стены. Размеры
ячеек должны быть не более 100X100 мм.
В простенках многоэтажных зданий, облицованных
керамическими камнями, напряжения в которых превы-
шают 70% от расчетных, рекомендуется укладывать в
швы кладки и облицовки на всю ширину простенков
сетки из арматуры диаметром 4 мм с размером ячеек
150X150 лм; сетки располагаются в третях высоты про-
стенка, но не реже чем через 1 м.
При производстве работ в летних условиях горизон-
тальные швы в облицовке из закладных .плит заполня-
ются раствором не более чем в пяти верхних этажах. В
остальных этажах швы оставляются не заполненными
раствором на глубину, равную толщине вертикальной
стенки плит.
Кладку стен с облицовкой керамическими плитами
в зимних условиях разрешается производить только с
не заполненными раствором горизонтальными швами в
облицовке. Заполнение швов раствором производится
после окончания всех основных строительных работ,
когда нагрузка на стены достигнет не менее 85% от
полной проектной нагрузки. Толщина швов при обли-
цовке закладными плитами принимается 10 мм, при-
слонными типа «ковровой керамики» 4—6 мм.
Кладка стен, предназначенная для последующей
облицовки прислонными плитами, выполняется впусто-
шовку, чем обеспечивается более прочное крепление об-
лицовки к основной кладке степы. Толщина облицовоч-
ного слоя (керамика, раствор) не должна быть более
25 мм. Облицовку стен прислонными керамическими
плитами с креплением на растворе рекомендуется про-
изводить не позже чем через 6 месяцев после оконча-
ния кладки иа всю высоту здания. Прислонные керами-
ческие плитки для последующей облицовки стен из си-
ликатного кирпича рекомендуется применять в зданиях
не выше пяти этажей.
Пример 5.2. Проверить прочность простенка ши-
риной 75 см и высотой 2,7 м. Сечение состоит из кир-
пичной кладки толщиной 38 см и облицовочного слоя
из пустотелых керамических камней толщиной 12 см.
Кладка выполнена из глиняного кирпича пластического
прессования марки 75 на растворе марки 50, облицовоч-
ный слой из керамических камней марки 100 на растворе
марки 50. Оба слоя перевязаны между собой тычковы-
ми рядами лицевых камней, расположенных через три
ряда камней или шесть рядов кирпича.
Продольная сила в сечении, равная 25 т, приложе-
на с эксцентриситетом е0=5 см в сторону облицовки.
Решение. Для кирпича марки 75 и раствора 50
/?=13 кГ)см2; « = 1000 (табл. 3.5 и 3.14); Е=7551 =
= 3830 ел:2; 1 = 270 см; Xй =270/51 =5,3; <р =0.98.
По табл. 5.3 определяем тц=0,9. По формуле (5.14)
/ 0,5еп\2 / 0,5-5\2
щи = щц 1 — ——- =0,9 1—-------------- =0,81;
\ Л / \ 51 /
е0 = 5 см < 0,45у = 0,45-25,5 = 11,5 см.
Имеется первый случай внецентрениого сжатия, и
расчет производим по формуле (5.9)
m„<fRF 0,81-0,98-13-3830
а> =---и_ _Д_----------’--------= ад inn = ад 1 т
Предельное усилие, равное 33,1 т, больше расчет-
ного, равного 25 т и, следовательно, прочность простен-
ка достаточна. Производим проверку расчетом по тре-
щинам.
По табл. 5.4 определяем лгтр=0,85.
/ О,5ео\2
«тр.и=ттр 1 ——Т— =
/ 0,5-5 \2
= 0,85 1 — —---------
\ 51 I
0,76-0,98-13-3830
= 31,2 т.
Предельное усилие, равное 31,2 т, и в этом случае
больше расчетного, равного 25 т. Простенок имеет до-
статочную прочность против появления в облицовке
трещин.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 5
1. СНиП II-В.2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования. Госстройиздат, 1962.
2. Справочник по гражданскому строительству. Изд. «Бу-
д^вельник», Киев, 1965.
3. О н ищи к Л. И. Расчет каменной кладки с керамиче-
ской облицовкой. Госстройиздат, 1960.
4. СН 5'2-59. Инструкция по применению керамических ма-
териалов для облицовок фасадов зданий. Госстройиздат, 1959.
5. Воробьева С. А. Исследование совместной работы
керамзитобетоиа с керамической облицовкой. В сб. «Прочность
и устойчивость крупнопанельных конструкций». Госстройиздат,
1960.
6. Д м и т р и е в А. С., Милонов В. М. Прочность клад-
ки из шлакобетонных камней с кирпичной облицовкой. В сб.'-
«Исследования по каменным конструкциям». Госстройиздат.
1957.
7. Воробьева С. А. О совместной работе кирпичном
кладки с лицевым слоем из щелевых керамических камней и
кирпича. «Архитектура и строительство Москвы» 195’9, № 9.
ГЛАВА 6
АРМОКАМЕННЫЕ, КОМПЛЕКСНЫЕ И УСИЛЕННЫЕ
ОБОЙМАМИ ЭЛЕМЕНТЫ.
ИХ РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
6.1. ВИДЫ АРМИРОВАНИЯ
В строительстве применяются следующие виды ар-
мирования и усиления каменных конструкций:
а) поперечное (сетчатое) с расположением арматур-
ных сеток в горизонтальных швах кладки;
б) продольное с расположением арматуры внутри
кладки или в бороздах, оставляемых в кладке;
в) армирование посредством включения в кладку
железобетона (комплексные конструкции);
г) усиление посредством включения элемента в же-
лезобетонную пли металлическую из уголков обоймы.
Армирование каменных конструкций значительно
повышает их несущую способность, монолитность и
обеспечивает совместную работу отдельных частей зда-
ний, оно является основным способом увеличения сей-
смостойкости каменных конструкций и здания в целом.
6.2. МАТЕРИАЛЫ
Для армокаменных элементов применяются кирпич
всех видов, керамические камни с щелевидными пусто-
тами, природные и искусственные камни, удовлетворяю-
щие требованиям ГОСТ на соответствующие материалы.
Марка кирпича, применяемая для армокаменных
конструкций, как правило, должна быть не менее 75
и камня 50. Как исключение, при соответствующем
обосновании может быть допущено применение кирпича
марки 50 и камня 35.
Раствор. Для армокаменных конструкций приме-
няют раствор в соответствии с указаниями п. 1.2.3.
Арматура. Для армирования каменных конст-
рукций применяют следующие виды стали:
а) сталь горячекатаную круглую гладкую класса
A-I и периодического профиля класса А-П по ГОСТ
5781—61 [1];
б) проволоку обыкновенную арматурную низкоуг-
леродистую по ГОСТ 6727—53 [2].
Для закладных деталей в крупных блоках, комп-
лексных конструкциях, виброкаменных панелях, а так-
же для конструкций, усиленных обоймами, применяется
полосовая, листовая и фасонная сталь марки Ст.З, удов-
летворяющая требованиям, установленным для арма-
турной стали класса A-I. При соответствующем обосно-
вании допускается применение других видов стали,
применяемых для армирования железобетонных конст-
рукций.
6.3. РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ.
МОДУЛИ ДЕФОРМАЦИЙ
6.3.1. РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ
Расчетные сопротивления арматуры /?а, применяе-
мой для армированной кладки, приведены в табл. 6.1.
Таблица 6.1
Расчетные сопротивления арматуры Ра, применяемой
в армированной кладке
Значения 7?а в кГ]см?
Вид конструкций стали класса A-I и Ст.З стали класса А-П обыкновен- ной арма- турной проволоки
С сетчатой арматурой С продольной арматурой в клад- ке и комплексных конструкциях: продольная арматура отогнутая арматура и хомуты . . Для конструкций, усиленных обоймами: поперечная арматура продольная арматура без непос- редственной передачи нагрузки на обойму то же, при передаче нагрузки на обойму с одной стороны .... то же, при передаче нагрузки с двух сторон Анкеры и связи в кладке: на растворе марки 25 и выше . . то же . Ю—4 Примечание. Расчетные видов арматурной стали приниме стали класса А-П или соотве! арматурной проволоки. 1500 1900 1700 1500 430 1300 1900 1900 1050 сопрот ются не гственно 2400 2150 1900 2400 1350 явления выше ОбыКГ 1800 2500 1750 1800 2500 1800 Других чем для овенной
Расчетные сопротивления кладки для армированных
конструкций принимаются по таблицам главы 3 настоя-
щего справочника. Расчетные сопротивления бетона для
комплексных конструкций и конструкций, усиленных же-
лезобетонными обоймами, принимаются по СНиП
П-В. 1-62, табл. 2 [15].
6.3.2. МОДУЛИ ДЕФОРМАЦИЙ
При определении модулей деформаций армирован-
ной кладки следует пользоваться указаниями п. 3.3. При
этом модуль упругости (начальный модуль деформа-
62
Глава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы
ций) для армированной кладки принимают по формуле
£о = “аЯ“к- (6-1)
Упругая характеристика армированной кладки
принимается:
а) при сетчатом армировании
“а = “ -Д— • (6-2)
^а.к
б) при продольном армировании, как для неармирован-
ной кладки по табл. 3.14.
В формулах (6.1)—(6.2):
RH — нормативное сопротивление кладки сжатию,
определяемое по формуле (3.1) или же по
главе СНиП П-А.10-62, раздел 3.9 [16];
к — нормативное сопротивление армированной
кладки из кирпича или камня, определяется
по формулам:
для кладки с сетчатым армированием
для кладки с продольным армированием
та у
R^=RH + —(6>4)
ma-Rai— произведение коэффициента условий работы на
нормативное сопротивление арматуры, определяемое по
главе СНиП П-А.10-62 [16].
Можно принимать:
для стали классов A-I, A-II и Ст.З
maR" = 1,1 Ra;
для обыкновенной арматурной проволоки
та/?’ = 1,25Яа;
Ra — расчетное сопротивление арматурной стали,
принимаемое по табл. 6.1;
р— процент армирования.
6.4. ЭЛЕМЕНТЫ С СЕТЧАТЫМ
АРМИРОВАНИЕМ (СТОЛБЫ, ПРОСТЕНКИ,
ОТДЕЛЬНЫЕ УЧАСТКИ СТЕН)
Сущность сетчатого (поперечного) армирования за-
ключается в том, что в горизонтальные швы каменной
кладки во время ее возведения укладываются стальные
сетки, которые, обладая более высоким модулем упру-
гости, чем кладка, препятствуют ее поперечному расши-
рению при воздействии на нее вертикальных усилий и
тем самым создают напряжения сжатия кладки в попе-
речном направлении. Таким образом,' кладка под воз-
действием вертикальных сил при поперечном армирова-
нии работает в условиях всестороннего сжатия, что зна-
чительно увеличивает ее прочность. Кроме того, сталь-
ные сетки, расположенные в швах кладки, увеличивают
сопротивляемость кирпича на растяжение и изгиб
(рис. 6.1, а, б). '
Для поперечного армирования применяют квадрат-
ные или прямоугольные сетки и сетки «зигзаг». Сетки
«зигзаг» укладываются в двух смежных рядах кладки
так, чтобы направление прутьев в них было взаимно
перпендикулярно (см. рис. 6.1,6). Две уложенные таким
образом сетки равноценны одной прямоугольной сетке.
Рис. 6.1. Поперечное (сетчатое) армирование кир-
пичных конструкций
а — прямоугольными сетками; б — сетками «зигзаг»
Для проверки наличия сеток в кладке и контроля
правильности их укладки сетки должны быть изготов-
лены и уложены так, чтобы отдельные концы стержней
выступали на 3 мм за поверхность кладки (см.
рис. 6.1,а).
Совместная работа поперечной арматуры с кладкой
обеспечивается силами сцепления ее с раствором. При
этом силы сцепления значительно увеличиваются за счет
сил трения, возникающих под действием вертикальных
сил.
С увеличением вертикального усилия увеличивается
поперечное расширение кладки и соответственно повы-
шаются напряжения в арматуре и деформации, достигая
в отдельных наиболее слабых местах кладки своих пре-
дельных значений, при которых нарушается сцепление
арматуры с раствором. В этих местах действие попе-
речного обжатия кладки ослабевает, в результате чего
происходит местное разрушение кирпичей и целых ря-
дов кладки.
Эффективность сетчатого армирования в первую
очередь зависит от процента армирования и сопротивле-
ния стали сеток растяжению. На эффективность арми-
рования также влияет правильное, наиболее рациональ-
ное расположение арматуры — шаг сетки, расстояние
между сетками по высоте кладки, диаметр арматуры.
Взаимная связь между отдельными факторами очень
сложна, поэтому учитывать их все представило бы
большие трудности. Поэтому при определении прочности
кладки с сетчатым армированием учитываются только
основные факторы, имеющие решающее значение,— про-
цент армирования и сопротивление стали сеток растя-
жению. Влияние других факторов ограничено конструк-
тивными требованиями, установленными на основании
опытов.
Сетчатое армирование применяется для усиления
кладки из кирпича всех видов, а также из керамиче-
ских камней со щелевидными вертикальными пуетота-
6.4. Элементы с сетчатым армированием
63
ми при высоте ряда не более 160 мм. Усиление сетчатым
армированием кладки из бетонных и природных камней
с высотой ряда более 150 мм менее эффективно.
Сетчатое армирование применяется только при гиб-
/0 . во
костях элементов —15 или ------- 53, а также при
h г
при прочности раствора менее 50 кГ)см2 по формуле
R
а.
к
= R +
2р. Ra
100
R
Rm
(6.7)
эксцентриситетах, находящихся в пределах
ния (для прямоугольных сечений
е0
<0,17).
ядра сече-
При боль-
ших значениях гибкостей и эксцентриситетов сетчатое
армирование не повышает прочности кладки.
Опытами установлено, что при поперечном армиро-
вании сталь, применяемая для сеток, используется до
предела текучести, если он не превышает 3500 кГ!см2.
При большем пределе текучести эффект сетчатого' ар-
мирования соответственно уменьшается.
Размер ячеек сетки в плане не следует допускать
более 10X10 см, при этом размер ячеек сетки не должен
превышать */3 наименьшего размера сечения в плане.
Расстояние между сетками по высоте кладки не должно
превышать 5 рядов кладки (37,5 см) и должно быть не
более наименьшего размера сечения.
Эффективность сетчатого армирования при располо-
жении сеток реже чем через пять рядов кирпичной клад-
ки снижается. Такое армирование может применяться
как конструктивное с расположением сеток по высоте
элемента на расстоянии 1—1,5 м, в сильно нагруженных
столбах и простенках. Сетки в этом случае при расчете
не учитываются, но препятствуют расслоению кладки и
внезапному ее разрушению.
Диаметр стали для сетчатого армирования прини-
мается не менее 3 и не более 8 мм. При диаметре стали
более 6 мм следует принимать сетку «зигзаг», чтобы из-
бежать чрезмерного увеличения толщины швов кладки.
Минимальный процент сетчатого армирования, учи-
тываемый в расчете, принимается равным 0,1%. Макси-
мальный процент сетчатого армирования принимается
исходя из расчета, чтобы предел прочности армирован-
ной кладки не превышал 0,9 стандартной прочности
кирпича. Практически процент армирования рекомен-
дуется принимать не более 1%.
Опытами установлено, что эффективность сетчатого
армирования кирпичной кладки зависит от прочности
раствора, что учитывается в расчете.
Зигзагообразная арматура дает большую эффектив-
ность по сравнению с обычными прямоугольными сет-
ками, особенно в кладке ранних возрастов и в свеже-
сложенной кладке, что имеет практическое значение при
необходимости повышения прочности зимней кладки в
момент оттаивания.
Центральное сжатие. Расчет элементов с
сетчатым армированием при центральном сжатии про-
изводится по формуле
R — расчетное сопротивление сжатию неармирован-
ной кладки в рассматриваемый срок твердения
раствора;
R;,o—расчетное сопротивление кладки при растворе
марки 50;
Ra—расчетное сопротивление арматуры по табл. 6.1;
— коэффициент продольного изгиба по табл. 4.2;
оа
р=-^—100—процент армирования по объему;
оан vK — соответственно объемы арматуры и кладки.
При сетке с квадратными ячейками
р. = 100; (6.8)
CS
при сетке с прямоугольными ячейками
р=/а (с+-С1)- 100; (6.8а)
СС1 S
fa— площадь сечения одного стержня сетки;
с и Ci— размеры ячеек сетки;
s—расстояние между сетками по высоте; при ар-
мировании сетками «зигзаг» две сетки различ-
ного направления укладываются в смежных
швах кладки, а за расстояние между сетками
s принимается расстояние между сетками од-
ного направления.
Для подбора размеров ячеек сеток и расстояния
между сетками по высоте элемента при заданном про-
центе армирования можно пользоваться табл. 6.2.
- с а.
Т скЧК ;ца 6.2
Проценты армирования сетками при расположении
их через один ряд кладкн при высоте ряда 77 мм
(в каждом шве) s—7,7 см
Л'п < Ф Ra.KF. (6-5)
где NK — приведенная продольная сила, определяемая
по формуле (4.2);
Ра К<2Р — расчетное сопротивление сжатию кладки с
сетчатым армированием из кирпича всех ви-
дов и керамических камней с шелевидными
пустотами при высоте ряда кладки не более
150 мм на растворе марки 50 и выше, опре-
, деляется по формуле
Размер ячейки сетки в см Диаметр арматуры в мм
3 4 5 6 7 8
3X3 0,61 1,09 1,7 2,45 3,33 4,36
3,5x3,5 0.53 0,93 1,45 2,1 2,85 3,73
4X4 0,46 0,82 1,27 1,84 2,5 3,27
4,5X4,5 0,41 0,73 1,13 1,64 2,22 2,91
5X5 0,37 0,66 1,02 1.47 2 2,61
5,5X5,5 0,34 0,6 0,92 1,34 1,82 2,37
6X6 0,31 0,55 0,85 1,23 . 1,67 2,18
6,5X6,5 0,28 0,5 0,78 1,13 1,54 2,01
7X7 0,26 0,47 0,73 1,05 1,43 1,86
7,5X7,5 0.-25 0,44 0,68 0,98 1,33 1,74
8X8 0,23 0,41 0,64 0,92 1,25 1,63
8,5X8.5 0,22 0,39 0,6 0,87 1,18 1,54
9X8 0,21 0,36 0,57 0,82 1,11 1,05 1,45
9,5X9,5 0,19 0,34 0.54 0.77 1,37
10X10 0,18 0,33 0,51 0,74 1 1,31
Прим еч а н и е. При располс женни сеток н е в
каждом шве кладки, а через 2—3 ряда или менее при-
веденный в таблице процент пропорционально количеству армирования уменьшается рядов.
^а.к
= К +
2 Р-Да .
100 ’
(6.6)
Внецентренное сжатие. Расчет внецент-
ренно сжатых элементов с сетчатым армированием при
64
Глава 6. Армокаменные комплексные и усиленные обоймами элементы
малых эксцентриситетах, не выходящих за пределы яд-
ра сечеиия, производится по формуле
По формулам (3.1) и (6.3)
Ск=1б-2 +
2-1,25.1800-0,48
100
= 51,6 кГ/см2.
30
По (6.2) аа = 1000---------= 580.
51,6
или для прямоугольного сечения
, Ф^а.к.и^
Л?и<-------2^-
’ + -Г
h
(6.10)
где Ra к и -<;'2 R— расчетное сопротивление кладки с сет-
чатым армированием при внецентренном сжатии, равное
при
растворе марки 50 и выше
2 l’-Ra
100
Яа.к.и = Я4
при
прочности раствора менее
2 м. Ra
(6.П)
(6-12)
где
2е0
У
50 кГ]см2
— (1-
RS0 \
е0 — эксцентриситет приведенной расчетной силы
h — размер поперечного сечения элемента в
сти действия изгибающего момента;
у — расстояние от центра тяжести сечения
края в сторону эксцентриситета.
Пример 6.1. В сечении кирпичного столба
мерами в плане 51Х64 см и высотой 3 м действует рас-
четная продольная сила Wn=73 т, приложенная с экс-
центриситетом е0=5 см в направлении стороны сечения,
имеющей размер 64 см. Столб выполнен из обыкновен-
ного глиняного кирпича пластического прессования мар-
ки 100 та растворе марки 50. Опоры столба неподвиж-
ные. Требуется определить несущую способность столба
и необходимое сетчатое армирование.
Решение. Площадь сечения столба F=51 • 64 =
= 3264 см2. Упругая характеристика кладки по табл. 3.14
а =1000
плоско-
до его
с раз-
= A = = 4 7.
h 64
По табл. 4.2 определяем ф =0,98. Расчетное сопро-
тивление кладки по табл. 3.5 R =15 кГ]см2 (при F>
>0,3 м2). Несущая способность столба .по формуле
(4.11) при е0<0,45 у
Ф — 0,98-15-3264 -----------= 41 500 кГ<М
’ 2-5
64
= 73 000 кГ.
Несущая способность столба получена в 1,8 раза
меньше расчетного усилия, следовательно, необходимо
усиление кладки сетчатым армированием. Определяем
Ra к и =15 1,8=27 кГ!см2.
Из формулы (6.11) определяем необходимый про-
цент армирования. По табл. 6.1 Ra = 1800 кГ]см2.
Яа.к.и-* _ (27-15)100
I 2е0\ 100 ~ / 2-5\ ~
= 0,48%.
По табл. 4.2, по интерполяции, при Xй =4,7 находим
<ра-К = 0,96. Учитывая, что <faK армированной кладки
несколько меньше, чем неармированной, вводим попра-
вочный коэффициент к проценту армирования <р: <ра к =
=0,98 : 0,96=1,02 и принимаем р =0,48 • 1,02=0,49.
По формуле (6.11)
„ 2-0,49.1800
^а.к.и - 1 + 100
= 27,2 кГ/см2.
Несущая способность столба с сетчатым армирова-
нием по формуле (6.10)
0,96.27,2-3264
Ф = —-------т-з----= 73 690 кГ > 73000 кГ.
2-5
64
Проверяем несущую способность столба при цент-
ральном сжатии в плоскости, перпендикулярной к дей-
ствию изгибающего момента, по формуле (6.6)
Ra.K= 15 +
2-0,49-1800
100
= 32,3 кГ/см2',
1? = -^
51
5,9.
По табл. 3.2 <р =0,93. Несущая способность столба
по формуле 6.5.
Ф = 0,93-32,3-3264 = 98000 кГ > Nn = 73000 кГ.
Таким образом, несущая способность столба, арми-
рованного сетчатой арматурой при [->- =0,49, является
достаточной.
По табл. 6.2 при диаметре проволоки для сеток
4 мм размер ячейки сетки в плане будет 6,5X6,5 см
при расположении сеток в каждом шве. Уточняем по-
лученный размер с учетом размеров сечения столба
64X51 см. Окончательно принимаем сетку с размером
ячеек 6,6 см с расположением крайних стержней от на-
ружных граней столба (защитный слой) 2,3 и 2,4 см.
6.5. ЭЛЕМЕНТЫ С ПРОДОЛЬНЫМ
А Р МИ РОВ А НИ ЕМ
Продольное армирование каменных конструкций вы-
полняется посредством расположения арматуры внутри
в вертикальных швах кладки или снаружи ее под сло-
ем цементного раствора (см. рис. 6.2, а, б) либо в штра-
бе кладки с заполнением штрабы раствором (см.
рис. 6.2,в).
Продольное армирование каменных конструкций
может применяться в отдельных конструктивных эле-
ментах (стенах, столбах, перемычках, рандбалках, под-
порных стенах и т. п.) для восприятия растягивающих
усилий во внецентренно сжатых (при больших эксцент-
риситетах, в том числе превышающих указанные в
табл. 4.6) и изгибаемых элементах, а также для по-
вышения прочности и устойчивости тонких стен при
-^>15.
ft
Продольное армирование каменных конструкций
имеет целью главным образом повысить сопротивляе-
мость кладки растягивающим усилиям и обеспечить
6.5. Элементы с продольным армированием
65
монолитность и устойчивость отдельных частей и всего
сооружения в целом, что имеет весьма важное значение
для строительства в сейсмических районах.
Рис. 6.2. Продольное армирование кир-
пичных конструкций (столбов, стен и др.)
а — внутреннее расположение арматуры; б —
наружное расположение арматуры; в — рас-
положение арматуры в штрабе кладки
Количество арматуры, учитываемой в расчете стол-
бов и простенков, должно быть не менее:
0,1%—для сжатой продольной арматуры;
0,05%—Для растянутой продольной арматуры.
Армокаменные элементы в основном работают ана-
логично железобетонным. Работа арматуры, расположен-
ной в слое раствора, на растяжение по существу не от-
личается от ее работы в железобетоне.
При сжатии армокаменного элемента, когда арма-
тура располагается в вертикальных швах кладки, пре-
дел текучести арматуры, как правило, достигается не-
сколько раньше, чем напряжения в кладке достигнут
предела прочности. При усилиях, близких к разруше-
нию, когда в кладке возникают большие деформации
и развиваются вертикальные трещины, происходит на-
рушение совместной работы кладки и арматуры; в от-
дельных местах начинается постепенно выключение ар-
матуры из работы с передачей усилия на кладку, что
ускоряет разрушение кладки. В результате несущая
способность армокирпичного элемента при сжатии мень-
ше, чем сумма прочностей отдельно взятых кладки и
арматуры. Поэтому армирование каменных конструк-
ций наиболее эффективно для восприятия растягиваю-
щих усилий.
Одним из конструктивных мероприятий, обеспечи-
вающих более полную совместную работу кладки и ар-
матуры, является сочетание продольного армирования с
поперечным. Для элементов с продольной арматурой
рекомендуются растворы марки 50 и выше.
Расчет центрально и внецентренно сжатых, изги-
баемых и растянутых элементов с продольной армату-
рой проводится по формулам, аналогичным формулам
для расчета железобетонных элементов. При армирова-
нии сжатой золы учитывается неполное использование
прочности кладки, работающей совместно с арматурой,
введением. в формулы коэффициента условий рабо-
ты 0,85.
В изгибаемых элементах применение сжатой арма-
туры, учитываемой в расчете, допускается только в ис-
5 Зак. 805
ключительных случаях, например, при ограниченной
высоте сечения, при действии знакопеременных изгибаю-
щих моментов и т. п.
Расчетное сопротивление кладки сжатию внецент-
ренно сжатых (с большими эксцентриситетами) и изги-
баемых элементов с продольной одиночной арматурой
принимается равным 1,25 Р, а при двойной арматуре
0,85-1,25=1,05 Р, где Р— расчетное сопротивление
сжатию неармированной кладки. В элементах с про-
дольной арматурой, расположенной снаружи кладки,
площадь сечення защитных (растворных) слоев не учи-
тывается.
6.5.1. РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫХ
ЭЛЕМЕНТОВ
Расчет элементов с продольной арматурой при
центральном сжатии производится по формулам
Ап<<р(0,85ДГ+ДаГа); (6.13)
_ Ап —<pO,85RF
Гя = ------------
7 «а
[Л = 100,
F
(6-14)
(6.15)
где Ап — продольная расчетная сила, определяемая по
формуле (4.2);
F — площадь сечения кладки;
Еа — площадь сечения продольной арматуры;
Ра — расчетное сопротивление арматуры, принимае-
мое по табл. 6.1;
<р—коэффициент продольного изгиба, принимае-
мый по табл. 4.2.
Упругая характеристика кладки а с продольным
армированием принимается по табл. 3.14 как для неар-
мированной кладки.
6.5.2. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Различают два случая внецентренно сжатых эле-
ментов:
а) случай больших эксцентриситетов, когда соблю-
дается условие при любой форме сечения
Sc<O,8So; (6.16)
при прямоугольной форме сечения
х<О,55/го; (6.17)
б) случай малых эксцентриситетов, когда соблюда-
ется условие для любой формы сечений
Sc>O,8So (6.18)
и для сечений прямоугольной формы
x>O,55ho. (6.19)
В формулах (6.16) — (6.19):
So — статический момент всего сечения кладки от-
носительно центра тяжести растянутой или
менее сжатой арматуры Fa;
Sc— статический момент сжатой зоны сечения
кладки относительно центра тяжести арма-
туры Fa;
х — высота сжатой зоны сечения.
Статический момент Sc зависит от формы и разме-
ров сечения, положения нейтральной оси и защитного
слоя. Формулы для определения Sc для наиболее часто
встречающихся случаев приведены в табл. 6.3.
66
Глава 6. Армокаменные комплексные и усиленные обоймами элементы
Таблица 6.3-
Определение Sc при известном х
Форма сечения Схема сечения Положение нейтральной оси Формулы для определения Обозначения
Произ- вольная Х -4 g/ Между арматурами Fa и р\ Sc = Fc г (6.22) Fc — площадь сжатой зо- ны сечения кладки; z — расстояние от цент- ра сжатой зоны се- чения кладки до ар- матуры Fa
4- /ЕЕ/
ZZ, — z—J .— Л —-
Прямо- То же b — ширина сечения;
угольная х — высота сжатой зоны; hQ — расчетная высота се- чения
а —— «СЗ J
г h ж —
\
Тавровая Ось проходит в ребре се- чения, полка и часть ребра сжата — ширина ребра;
(6.24) So — статический момент всего сечения кладки ,
i относительно центра тяжести растянутой или менее сжатой ар- матуры Fa

J дг *— h0 *4
То же л I [— Ось проходит в полке, часть или вся полка сжата, ребро в растянутой зоне Зс = Ьх ( Л, (6.25) b — ширина полки
AWA и 1J L

L-— li^

Ось проходит в ребре, все ребро или часть сжаты, полка в растянутой зоне S — Ь. X 1 h.. Х 1 ГК 9К»

1 х h ।

f|£- \^-ht 1

» ; I р-Х- Ось проходит в полке, все ребро и часть полки 3. = 30 — (й0 — Л)2 (6.27) с 2 вана. —
У я зона
При» сжаты сечения на эскизах заштрихо
1 г е ч а н ЬЬ и е. Сжата
6.5. Элементы с продольным армированием
67
Таблица 6.4
Основные формулы и условия для расчета прочности внецентренно сжатых элементов с продольной арматурой
Случай вне- центренного сжатия Форма се- чения Необходимые условия для расчетного случая Основные формулы для расчета прочности
при армировании сечения двойной арматурой при армировании "’сечения оди- ночной арматурой только в растянутой зоне
Случай боль- ших эксцент- риситетов (см. рис. 6.3.6) Любая S < 0,8 So (6.16) г < — а' (6.28) Nn < q> X X (1.05RR 4-7? F' — R F\. \ с a a a a/ (6.30) Положение нейтральной оси опреде- ляется из уравнения: 1,05 RS , -1 R f' е‘—R F е = 0 CN “ а а а а (6-31) "и <«₽((.25RSc-RaFa). (6.32) Положение нейтральной оси опреде- ляется из уравнения: j ’•25‘RScN_'RaFa е = 0 (6’33)
Прямо- угольная х < 0,55 /10 (6.17) х > 2а' (6.29) < <Р х х(1,05ЯЬх + Я F' — Я Fl (6.34) V а а а ay Положение нейтральной оси опреде- ляется из уравнения: 1,05 Rbx (е — ft0 + -у) ± ±7?а Fa е' —R. Fa е = 0. (6,36) Nn < <р (1,25 Rbx — Fa Fay (6.35) Положение нейтральной оси опреде- ляется из уравнения: 1,25 Rbx (е-Л, + -у) — ~*aFae==0- (6’37)
Случай ма- лых эксцентри- ситетов (см. рис. 6.3.а) Условие менее сжатой S — статиче с S _ _ — статин cN ны кладки до той арматурь жести менее ственно расст зоны; я и а’ сота сечения. Приме расстояния ду центрами Любая Sc>0,8So (6.18) N <-^-fo,85RSo + R S ); п е \ а а ) (6.38) N <-!?-(0,85 RS' +R S'), п 0 a aj (6.39) Положение нейтральной осн опреде- ляется по (6.31) N < 5.^S" . (6.40) п e Положение нейтральной оси опреде- ляется по (6.33)
Прямо- угольная г е о б о з 1 арматуры ский момент ескнй момег центра тяж F ’ S и . а а жатой или ояние от то -—толщина з ч а н и е. В лежду цент тяжести ар х > 0,55Ло (6.19) ч а ч е н н я: SQ — статический f ; а сжатой зоны сечения кладки it сжатой зоны кладки относит ести арматуры F ; S — статиче а и S —соответственно статические а растянутой арматуры F^ н ар жи приложения силы N до п ащитного слоя арматуры F и а формулах (6.31) и (6.36) зн рами тяжести арматуры F& матуры F& и F&. <р N < п [0.42R№2 + Ra <(/>.-«')] q>RWi2 Nn< 2е . (6.42) Положение нейтральной оси опреде- ляется по (6.37) < льно центра тяжести растянутой или й или менее сжатой арматуры; гояние от центра тяжести сжатой зо- гительно центра тяжести сечения сжа- атуры F относительно центра тя- ги арматуры F^ е и е' — соответ- — ширина сечения; х —высота сжатой ные высоты сечения, h — полная вы- ная сила приложена за пределами ли продольная сила приложена меж“
(6.41) N < п <р^0,42 RWi'2 + Ra F^ (h„ — о) ] (6-43) Положение нейтральной оси опреде- ляется по (6.36) момент всего сечения кладки относите )тносительно центра тяжести растянуто элыю точки приложения силы; г—раса зкий момент площади всего сечения отно< моменты площади сечения сжатой ары матуры F & относительно центра тяжесз центра тяжести арматуры F и F^, b F^l h0 = h — а и h^—h —а' — расчет ак плюс принимается, если продол! и F , и знак минус принимается, ес
5:
68
Глава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы
Таблица 6.5
Последовательность и формулы подбора сечения арматуры по заданным е0; Л'',,; Г; Ra; R
Сечения с двойной арматурой Сечения с одиночной арматурой
произвольной формы прямоугольные произвольной формы прямоу го л ьные
1. Высота сжатой зоны х определяется по формуле х = — (h0 4- а) (6.44) 2 2. По найденному х опреде- ляем Sc и сравниваем с So. Если условие (6.16) удовлетворено, то находим S .. и F н затем опре- cN о деляем Fa и Га по п.З 1. Высота сжатой зоны х определяется по формуле x = (h0-]-a) (6.48) 2 2. Определенный по п.1х срав- ниваем с 1г0 и при удовлетворе- нии (6.17) определяем Fa и Га по п.З 1. Из условия (6.32) и (6.33) определяем cN п Fc — = (6.53) е е 1,25 ф R ^cJV 2. По найденному Fc ~ определяем х, а по х находим Fc и $с и делаем сравнение Sc с Sq 3. Если Sc < 0,8So, то коли- чество арматуры F& определяем по формуле !.2ЗД5 Fa~ <6.54) 4. Если Sc > 0,8So, расчет ведем по второму случаю вне- центренно го сжатия и арматура Га определяется по (6.54), а прочность сжатой зоны прове- ряется по (6.40) 1. Из условия (6.35) и (6.37) определяем х по фор- муле х = h0 X х(.-1/, \ г 0,625 (pRbhf) / (6.55) 2. Если х < 0,55ho, то Га определяем по формуле (6.56) 3. Fa = 1,25W^ ~ h0 +
О * л о , , , Z \ 3 1 в' \ ± “Г) X 1 1,05 R X L ч> ( ScJV X 1 F — ; (6.45) \ е /J [ , 1.05ВД \ X ±Fat-+ - ъ-— (6.45') \ / 4. Проверяем условие (6.28) 5. Если условие (6.16) не удовлетворено, то количество сжатой арматуры определяется по формуле F 1 X — l,057?fe — X L ф е <6,49> ра=— Г± + е I \,05Rbx(e — h0 + — \ 2/1 + -б -1 (6.50) “a J 4. Проверяем условие (6.29) 5. По определенным Fa и F& по 6.58 проверяем х. Если усло- вие (6.17) не удовлетворено, то количество сжатой арматуры определяется по формуле: F ( ' х
(6.56) 4. Если x > 0,55/ге, име- ем случай малого эксцен- триситета и арматура F& определяется по (6.56), а прочность сжатой зоны про- веряется по (6.42)
а Яа(Л„-а) X (N^e — 0,85/?.S„'j (6.46) \ <Р / Арматура F& определяется по (6.45х). При расположении Л7П между Fa и F& необходимо дополнительное соблюдение условия, чтобы
Я 1«а(Ло-«') Х X [ — O,42Rbhoj • (6-51) а арматуру F& определяем по (6.50) При расположении Л/ между ар- матурами Fa и Fq необходимо дополнительно соблюдение усло- вия, чтобы Fa > Ra (йо -с') Х
а" Ra(h0~a'} Х х (Nne' —0,85 «.Sq) (6.47)
к ф ) »> Примечания: 1. В форму продольная сила Nu расположена на за пределами центра тяжести 2. Условные обозначения см 3. Формулы (6.44) и (6.48) о X — O,42Rfchoj (6.52) лах (6.45), (6.45'). (6.49) и (6.50) между центрами тяжести арматур арматуры Га и Fa. в табл. 6.4. пределяют значение х, соответсп знак плюс перед Fa и е']е прини я Fa и Fa , и знак минус—когда дующее минимальному расходу aj мается в тех случаях, когда продольная сила расположе- жатуры.
6.5. Элементы с продольным армированием
69
Таблица 6.6
Последовательность расчета при определении несущей способности Ф элемента с продольной арматурой
по заданным е0; Fa; Fa; R и Ra (при использовании для вычисления формул табл. 6.4 принимается Ф — Л',,)
Двойная арматура Одиночная арматура (Га =0)
Сечение произвольной формы Сечение прямоугольное Сечение произвольной формы Сечение прямоугольное
1. Определяем S нз (6.31) 1. Определяем х из условия 1. Определяем S жг из (6.33) 1. Определяем х из
по формуле: (6.36) по формуле по формуле (6.37) по формуле
^cN = х = ho — е -} 7?, F. е х — h0 — е 4-
7?а(± 4 е' + ^ае> 1,057? •<6'57> 1/ 7?я (Fae ± 4е') (6.58) ScN - 1,257? (6-59> 1/ *afae (6.60)
2. По S определяем х и по 2. Если полученное значение х <0,55йа, то по (6.34) определи- 2. По определяем х, а 2. Если х < 0,55/го, то по (6.35) определяем Ф=./Уп
х находим Sc, далее делаем сравнение с So ем Ф — и дополнительно проверяем х > 2а' по х находим Sc и сравниваем Sc с So
3. Если SQ < 0,8So, опреде- 3. Если х > 0,55/?о, то <P=Nn 3. Если Sc < 0,8So, то вы- 3. Если х > 0,55Ао то
ляем Fc и по (6.30) несущую способность сечения. Проверяет- ся условие (6.28) 4. Если <SC > 0,8So, то несу- щая способность сечення опреде- ляется по (6.38). В случаях, когда располагается между арматурами F& и Га, необходимо дополнительно Ф = JVn прове- рить по (6.39). За расчетное Ф принимается меньшее значение Л'п из (6.38) и (6.39) определяем по (6.41) 4. При расположении 7Vn меж- ду арматурами F& и Fa необхо- димо 77п определить по дополни- тельному условию (6.43) За расчетное Ф принимается меньшее значение JVn из (6.41) и (6.43) числяем R по (6.32) и находим ф = ЛГп 4. Если Sc > 0,8So, то Ф = = определяем по (6.40) Ф = А7П определяется по (6.42)
Примечание. В формул ах (6.57) и (6.58) знак минус пр инимается, если продольная сил а приложена за пределами
расстояния между центрами тяжести арматуры F& и Еа, знак плю арматуры F& и Fa. если продольная сила приложена между центрами тяжести
Статический момент So при любой форме сечения
определяется по формуле
S0 = F(h0 — y), (6.20)
где F — площадь сечения кладки;
у — расстояние от центра тяжести всего сечения до
края наиболее сжатой грани;
ho — рабочая высота сечения; /г0 = й—а;
h — высота всего сечения;
а — толщина защитного слоя со стороны армату-
ры Fa-
При прямоугольной форме сечения
So = O,5W$, (6.21)
где Ь — ширина прямоугольного сечения.
В табл. 6.4 приводятся основные условия и форму-
лы расчета прочности внецентренно сжатых элементов
с продольной арматурой. Из этих формул видно, что в
случае впецентренного сжатия с большим эксцентриси-
тетом (Sc <0,8 So) прочность сечения обусловливается
двумя основными условиями равновесия внешних и
внутренних сил:
расчетное усилие Nn должно быть равно или мень-
ше проекции сил на продольную ось элемента [форму-
лы (6.30; 6.32; 6.34; 6.35)];
сумма моментов относительно точки приложения
продольной расчетной силы Л''п равна нулю [формулы
(6.31) и (6.33)]. При этом принята прямоугольная эпю-
ра предельных напряжений в кладке (рис. 6.3), необ-
ходимо также соблюдение условия (6.28) z</i0—а'.
Условия прочности внецентренно сжатых элементов
с малым эксцентриситетом при ScJs> 0,8 So [формулы
(6.38) и (6.39)] приняты на основании эксперименталь-
но установленной закономерности, что момент, воспри-
нимаемый кладкой, относительно центра тяжести менее
сжатой (растянутой) арматуры Fa не зависит от экс-
центриситета продольной силы е0 (е0— расстояние от
точки приложения силы Nn до центра тяжести сече-
ния).
При расчете сечений с продольной арматурой вна-
чале необходимо установить, к какому расчетному слу-
чаю следует отнести рассматриваемое сечение. Для это-
го необходимо определить Sc или х.
70
Глава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы
х = — (Ло + а) = (35,5 + 2,5) = 19 см;
х < 0,55 й0 = 19,5 см.
Следовательно, расчет ведем по случаю внецентрен-
ного сжатия с большим эксцентриситетом. Количество
сжатой и растянутой арматуры определяем по форму-
лам (6.49) и (6.50) табл. 6.5
15 000
----— — 1,05-13-51
0,7
19
26,5
Рис. 6.3
]
26,5
= 3,56 см2.
________1
fa= 26,5
1,05-13-51-19
При прямоугольной форме сечения по формуле
(6.36) при двойном армировании и формуле (6.37) при
одиночном армировании определяют высоту сжатой зо-
ны х и по условию (6.17) устанавливают, к какому слу-
чаю внецентренного сжатия относится выполняемый
расчет.
Для непрямоугольной формы сечения по формулам
(6.31) и (6.33) определяют статический момент Scjv
сжатой зоны кладки относительно точки приложения
продольной силы. Затем по Scjv определяют х, по х
находят Sc и по условию (6.16) устанавливают, к ка-
кому случаю относится рассматриваемый расчет.
При проектировании элементов с продольной арма-
турой приходится в основном решать следующие за-
дачи:
а) по заданному эксцентриситету и величине про-
дольной силы Nn t сечению кладки F и расчетным сопро-
тивлениям кладки и арматуры подбирать сечение арма-
туры (табл. 6.5);
б) по заданному эксцентриситету продольной силы,
площадям сечения кладки F, арматуры Fa H~Fa, рас-
четным сопротивлениям кладки R и арматуры Да про-
верять несущую способность элемента (табл. 6.6).
Пример 6.2. Рассчитать кирпичный столб сечени-
ем 38X51 см. Марка кирпича 75, раствор марки 50,
Р-=13 кГ/СМ2. Высота столба /7=6 м. Приведенное
расчетное усилие Nn =15 т. Эксцентриситет ео=1О см
направлен в сторону размера столба 38 см, <р=0,7;
о = а1 = 2,5сл«; h0 = 38 — 2,5 = 35,5 см; е = 26,5сж;
е'=6,5 см.
Несущая способность неармированного столба по
формуле (4.11)
3,56 6,5 +
1900
= 1,01 см2.
0,7-13-38 51
ф = -------= 11,6
2-10
38
т < 15 т,
следовательно, требуется усиление столба, которое мо-
жет быть выполнено посредством армирования столба
двойной продольной арматурой. По табл. 6.1 Ra~
= 1.900 кГ!см2.
Принимаем х из условия минимального расхода
арматуры по формуле (6.48).
Принимаем 2 08 мм, Fa = l,01 см2.
Установив количество сжатой Fa и растянутой
Fa арматуры, определяем высоту сжатой зоны сечения
х по (6.58) табл. 6.6.
х = 35,5 — 26,5 +
, ]/(35,5 - 26,5)2+ 1900 (».0Ь26д5_+3^56-6,5)
+ Г ' 0,525-13-51
= 27,8 см > 0,55ha = 19,5 см.
Таким образом, полученная по расчету высота сжа-
той зоны оказалась больше принятой из условия мини-
мального расхода арматуры. Рассматриваемый случай
относится к случаю внецентренного сжатия с малым
эксцентриситетом, и необходимо сделать перерасчет.
Количество сжатой арматуры Fa определяется по
формуле (6.51) табл. 6.5 и арматуры Fa по (6.50)
1 ( 15000-26,5
= 1900 (35^5 —2,бГ \ 0,7
— 0,42-13-51-35,52) = 3,39 см2;
3,39-6,5 +
1
Fa~ 26,5
/ 27,8'
1,05 13-51-27,8 126,5 — 35,5+ —
1900
= 2,72 см2.
Из условия минимального процента конструктивно-
го армирования требуется р'= 0,1 % и р= 0,05%, что
составит Fа= 1,94 см2 < 3,39 см2 и Fa=0,97 см2 <
<2,72 см2.
Окончательно принимаем F,=3012 лш=3,39 см2 и
Fa =401Олии=3,14 см2.
6.6. Комплексные элементы
71
Учитывая, что продольная сила N располагается
между центрами тяжести арматуры F& и Fa, требуется
проверка необходимого количества арматуры нз условия
(6 52) табл. 6.5
1 / 15 000-6,5
Fa> 1900(35,5 — 2,5) t 0,7 ~
— 0,42-13-51-35,52) = — 3,44 ел2.
Знак минус указывает, что арматуры из условия
(6.52) не требуется и количество арматуры Fa, подсчи-
танное по (6.50), остается без изменения.
Далее проверяем несущую способность столба .по
(6.41) табл. 6.4
0,7 [0,42-13-51-35,52 + 1900-3,39(35,5 —2,5)
Ф _------—----------------------------------------=
26,5
= 14900= 14,9 т < 15 т, меньше па 0,67%,
что может быть допущено.
6.5.3. ИЗГИБАЕМЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Каменная кладка хорошо сопротивляется сжимаю-
щим усилиям и незначительно растягивающим. Поэтому
конструкции, работающие на изгиб (рандбалки, пере-
мычки и т. д.), армируются продольной арматурой.
Арматура в армокаменных рандбалках, как правило,
располагается в нижнем утолщенном шве из цементно-
го раствора марки не менее 75 при защитном слое тол-
щиной 3,5 см.
Если в изгибаемых элементах по расчету постанов-
ка хомутов не требуется, то для обеспечения совместной
работы продольной арматуры с кладкой необходимо
ставить конструктивные хомуты (подвески), распола-
гаемые у опорных концов и на расстоянии 0,5 м друг
от друга в пролете. Для рандбалок рекомендуется пя-
тирядная система перевязки, допускающая более свобод-
ное расположение хомутов и отгибов в вертикальных
продольных швах. Для кладки фундаментных рандба-
лок должен применяться хорошо обожженный кирпич
марки не ниже 100.
Примерная схема армирования армокирпичной
балки и типы хомутов приведены на рис. 6.4.
Рис. 6.4. Примерная схема армирования кирпичных ба-
лок и типы хомутов
Расчет изгибаемых элементов с продольной арма-
турой производится по формулам:
а) при двойной арматуре
М < 1,05 Д8С + Да8а; (6.61)
б) при одиночной арматуре (Fa = 0)
М<1,25ДЕС. (6.62)
Положение нейтральной оси определяется из
уравнения
Да (Fa-F0 = 1,05ДДс. (6.63)
Высота сжатой зоны кладки должна удовлетворять
условиям: Sc<O,8So и z<A0 — а'
и положение нейтральной оси определяется из уравне-
ния
ДаДа = 1,25 ДДС. (6.64)
Для сечений прямоугольной формы формулы (6.61)
и (6.62) принимают внд
М < 1,C&Rbx ( h0 — + A’,Fa (Ао — а'); (6.65)
Да ( Fa — Fa) = 1,05 Rbx (6.66)
и при одиночной арматуре (Fa = 0)
М < 1,25 Rbx [h0 — ; (6.67)
RaFa = 1,25ДЬх. (6.68)
Высота сжатой зоны кладки как при двойной, так и
при одиночной арматуре должна удовлетворять усло-
вию х<0,55 hn. Кроме того, при двойной арматуре
должно быть 2а', а при одиночной х>5 см.
Расчет изгибаемых элементов на поперечную силу
производится по формуле
<2<ДглЬг, (6.69)
где Дгл—расчетное сопротивление кладки главным
растягивающим напряжениям, принимае-
мое по табл. 3.11;
b — ширина сечения;
z — плечо внутренней пары сил при прямоуголь-
ном сечении
х
2 — h,, —--.
° 2
В случаях, когда прочность кладки при расчете на
поперечную силу недостаточна, требуется постановка
хомутов или часть продольных стержней отгибается в
соответствии с указаниями главы СНиП П-В.1-62 [15].
6.6. КОМПЛЕКСНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ (ЭЛЕМЕНТЫ
ИЗ КАМЕННОЙ КЛАДКИ, УСИЛЕННЫЕ
ЖЕЛЕЗОБЕТОНОМ)
Элементы каменной кладки с включением в них
железобетона, работающего совместно с кладкой, при-
нято называть комплексными элементами (рис. 6.5).
Прн этом железобетон рекомендуется располагать с
внешней стороны кладки (рис. 6.5, б, в), что позволяет
проверить качество уложенного бетона и является бо-
лее рациональным при внецентренном сжатии, продоль-
ном изгибе и изгибе конструкций.
Глава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы
Рис. 6.5. Схемы сечений комплексных элементов
а — с расположением железобетона внутри кладки: б — одностороннее расположение
железобетона; в — расположение железобетона в штрабе кладки
Комплексные конструкции применяются в тех же
случаях, что и кладка с продольным армированием, а
также в случаях, когда требуется значительно увели-
чить несущую способность сильно нагруженных элемен-
тов при осевом или внецентренном сжатии. Примене-
ние в этом случае комплексных конструкций позволяет
уменьшить размеры сечений элементов.
Ниже приводятся формулы и примеры расчета
комплексных элементов на центральное сжатие, вне-
центренное сжатие н изгиб. Основное отличие этих фор-
мул от формул для расчета элементов, армированных
продольной арматурой, заключается в дополнительном
члене, учитывающем работу бетона в сжатой зоне се-
чения.
(3.2) и бетона по приложению 1 главы
СНиП II-B.1-62 [15];
RR = 2 R —нормативное сопротивление кладки сжатию;
R"p—нормативное сопротивление бетона осевому
сжатию (призменная прочность), принима-
емое по приложению 1 к главе СНиП
II-B.1-62 [15].
6.6.2. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
6.6.1. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
При расчете комплексных элементов при централь-
ном сжатии должно соблюдаться следующее условие:
Nn < <Рк.С (0,85RF + Rnv F6 + RaFa), (6.70)
где N„—приведенная продольная сила;
Rnp—расчетное сопротивление бетона осевому
сжатию, принимаемое по главе СНиП
IHB.1-62 ,[15];
Ra—расчетное сопротивление арматуры, прини-
маемое по табл. 6.1;
Fg —площадь сечения бетона;
F—площадь сечения кладки;
'Рк.с—коэффициент продольного изгиба комплекс-
ной конструкции, принимаемый по табл. 3.14
при упругой характеристике кладки.
Различают два случая внецентренно сжатых комп-
лексных элементов (аналогично каменным элементам с
продольным армированием):
а) случай малых эксцентриситетов
Sc>O,8So; (6.74)
б) случай больших эксцентриситетов
Sc<0,8So. (6.75)
В случае малых эксцентриситетов расчет произво-
дится по формуле:
<PKC(0,85RSK + R S6 + RaSa)
Ап<-----------------. (6.76)
При этом, если сила Rn приложена между центра-
ми тяжести арматуры Fa и Fa , то должно быть
удовлетворено дополнительное условие
дг (°’85 + ^пр S6 + 77^
ак.с ^0 к.с ^к.с"
(6.71)
Приведенный модуль упругости комплексных эле-
ментов и приведенное нормативное сопротивление ком-
плексного сечения определяются по формулам:
Eq к.с
£0к + Еб
Rk.c =
RHF+R”pF6
P + F6
(6.72)
(6.73)
В формулах (6.72) и (6.73):
ЕОк, Eg —начальные модули упругости кладки и бе-
тона, определяемые для кладок по формуле
При одиночной арматуре (Fa =0) расчет про-
изводится по формуле
’Рк.с (0>85RSK + Rnp S6 )
N П <-----------ё-----------• '° •78'
В формулах (6.74) — 6.78)
о ^пр
So = SK + —р~ S6 — статический момент площади
к комплексного сечения (приве-
денного к кладке) относитель-
но центра тяжести растянутой
или менее сжатой арматуры Ff;
Sc =SK с+—Sg с — статический момент площади
' сжатой зоны комплексного сече-
6.6. Комплексные элементы
73
ния относительно центра тя-
жести арматуры Fa;
SK с и S6 с— статические моменты площадей
сжатой части сечения кладки и
бетона относительно центра тя-
жести арматуры Fa;
SK ; S6 и Sa — статические моменты площадей
сечения кладки, бетона и арма-
туры Fa относительно центра
тяжести арматуры Fa;
SK ; S6 и Sa — статические моменты площадей
сечения кладки, бетона и арма-
туры Fa относительно центра
тяжести арматуры Fa ;
е и е' — расстояния от точки приложе-
ния N до центра тяжести арма-
туры Fa и F' .
Если центры тяжести арматуры Fa и Fa нахо-
дятся на расстоянии больше 5 см от граней сечения,
то в формулах (6.77) и (6.78) статические моменты и
эксцентриситеты е и е' "Определяются относительно гра-
ней сечения.
При внецентренно сжатых элементах комплексных
конструкций с большими эксцентриситетами (с распо-
ложением бетона с внешней стороны кладки), при ко-
торых соблюдается условие Sc<0,8So, расчет произ-
водится по формуле
Л'п < Vc (1.05 FFK C + 1,25ЯПР Fg с +
+ RaFa - /?aFa) . (6.79)
Положение нейтральной оси в этом случае опре-
деляется из уравнения
1,05 RSkcN + 1,25Fnp S6 CJV ±
± RaFa e’ — RaFa e = 0. (6.80)
В формуле (6.80) знак плюс принимается, если си-
ла N приложена за пределами расстояния между цент-
рами тяжести арматуры Fa и F'; знак минус —если
сила W приложена между центрами тяжести арматуры
Fa и F'.
При одиночной арматуре (Fa =0) расчет про-
изводится по формуле
А'пС'Рк.с (!,05/?FK с + l,25Fnp F6 c-/?aFa) (6.81)
и положение нейтральной оси определяется из уравне-
ния
1 .°5«5к.сл.' + 1 25Rnp S6 cJV - WaFa е = 0. (6.82)
В формулах (6.79)—(6.82):
FK C —площадь сжатой зоны кладки;
Fg с —площадь сжатой зоны бетона;
SKcN —статический момент сжатой зоны кладки
относительно точки приложения силы;
S6 сЛг—статический момент сжатой зоны бетона
относительно точки приложения силы.
При расположении железобетона внутри кладки
расчет внецентренно сжатых комплексных конструкций
при больших эксцентриситетах производится по форму-
лам (6.79) — (6.82), при этом коэффициент при Rnp
принимается равным 1.
Пример 6.3. Рассчитать сечение и подобрать ар-
матуру столба комплексной конструкции. Высота стол-
ба 4 м, опоры шарнирные. Кирпич красный марки 100,
раствор марки 75. Бетон марки 150. Расчетная продоль-
ная сила 60 m приложена с эксцентрицитетом ео=2О см.
Размеры сечения и положение силы даны на рис. 6.6.
Рис. 6.6. Схема комплексного сече-
ния к примеру 6.3
Решение. Принимаем по табл. 3.5 Р=17 кГ]см2;
по СНиП П-В.1-62 [15] табл. 2 7?Пр =65 kF/сл2; Rg=
=2400 кГ/см2; FK = 2224 см2; F6 =1040 см2
Rm> 65
а=а =2,5 см; у = = 3,82; е = 43 см;
е'—З см; hn=h0 =51—2,5=48,5 см;
„ 48,52
SK = 2-12 ---— + 40-25-23 = 51 200 см3;
к 2
10,52
S6 = 40-13-42 + 40 ------= 24 000 см3;
So = 51 230 + 3,82-24 000 = 143 000 см3.
Решение задачи может быть выполнено наиболее
простым способом, если принять положение нейтраль-
ной оси из условия необходимого наименьшего суммар-
ного количества арматуры. По (6.48): х=Ч2 (Н0+а)=.
= >/2 (48,5+2,5) =25,5 см;
SKC =2-12-25,5-35,7 + 40-12,5-29,3 = 36 500 см3;
S6 c = 40-13-42 = 21 840 см3;
Sc =36 500 + 3,82-21 840= 120 000 см3;
Sc = 120 000 > 0,8 So = 114 500 см3.
Таким образом, при х=25,5 см сечение следует отнести
к случаю малого эксцентрицитета.
Из формулы (6.76), подставляя S а = Fa (h0—а),
определяем
1 / We \
- °’85^ - =
=-------- (6° °00—3. -0,85-17-51 200 — 65-24 000 ) =
2400-46 \ 0,96 J
= 2,91 см2.
Принимаем 2 0 14; р а =3,08 см2.
Учитывая, что продольная сила расположена меж-
ду арматурами Fa и Fa> проверяем необходимое
74
Глава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы
1
“ -Ra (Йо — «')
1 / 60 000-3
2400-46 \ 0,96
сечение арматуры. По формуле (6.77)
т £Г \
— — 0,85/К~ R S'6
к пр ° I
<.с /
0,85- 17-51 200 - 65-24 000
— 19,2 см2.
Полученное отрицательное значение показывает, что
арматура F а не может быть сжата, как это принято
в формуле (6.77).
Определяем количество арматуры Р-Л из условия
(6.80) при принятом значении х=25,5 см и найденном
F& =2,91 см2.
= + 1 >25% S6 cN ± «'а Р;
SK с д, = 2-12-25,5-7,3 4-40-12,5-13,7= 11 300 си3;
S6cJV = 40-13-1 = 520 сж3;
1,05-17-11 300 4- 1,25-65-520 —2400-2,91-3 _
fa= 2400-43
= 2,16 см2.
’ Принимаем 2 012 мм, Fа =2,26 см2.
Далее делаем проверку соответствия количества
подобранной арматуры ее конструктивному минимуму:
64-48,5
100
Fa. т,п=0>05
^ = 0,05
100
= 1,55 см2 < 2,26 см2;
64-48,5
с- =01 ----------—
а-min ’ 100
= 3,1 см2 >2,91 см2.
Принимаем 2 0 14 мм, F а = 3,08 см2
6.6.3 ИЗГИБАЕМЫЕ КОМПЛЕКСНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Расчет изгибаемых элементов комплексных конст-
рукций производится по формуле
M<l,05RSKC4-1.25Rnp S6 4-RaSa; (6.83)
положение нейтральной оси определяется из уравнения
Ra (Л,- Q = l,05RFK с + l,25Rnp F6.c (6.84)
Высота сжатой зоны комплексного сечения должна
во всех случаях удовлетворять условиям:
Sc < 0,8 So и z</z0 —а'. (6.85)
При этом значения So и Sc, а также SK с и
S6 с принимаются такими же, как при внецентренном
сжатии, а плечо внутренней пары сил z принимается
равным расстоянию от точки приложения равнодейст-
вующей усилий 1,05 R FK Cn 1.25 Rnp Fg.c До цент-
ра тяжести арматуры Fa.
При одиночной гибкой арматуре (Fa =0) расчет
производится по формуле
M<l,05RSK C4-l,25Rnp S6 с (6.86)
и положение нейтральной оси определяется .из уравне-
ния
RaFa = l,05RFK с + 1,25 /?пр F6 с. (6.87)
Расчет изгибаемых элементов комплексных конст-
рукций на поперечную силу производится по формуле
(6.69), при этом принимается расчетное сопротивленце
Ргл Для кладки по табл. 3.11 и 3.1.2.
6.7. ЭЛЕМЕНТЫ, УСИЛЕННЫЕ ОБОЙМОЙ
В практике встречаются случаи, когда несущая
способность существующих каменных конструкций
(столбов, простенков, стен и др.) является недостаточ-
ной. Это может иметь место при реконструкции зда-
ний, надстройках, а также при наличии дефектов в
кладке. Одним из наиболее эффективных методов по-
вышения несущей способности существующей камен-
ной кладки является включение ее в обойму. В этом
случае кладка работает в условиях всестороннего сжа-
тия и ограничения свободы поперечного ее расширения,
что значительно увеличивает сопротивляемость кладки
воздействию продольной силы. В практике применяются
три основных вида обойм: стальные, железобетонные и
армированные растворные.
Основными факторами, влияющими на эффектив-
ность обойм, являются: процент поперечного армирова-
ния обоймы (хомутами), марка бетона или штукатур-
ного раствора и состояние кладки, а также схема пе-
редачи усилия на конструкцию.
С увеличением процента армирования хомутами
прирост прочности кладки растет не пропорционально, а
по затухающей кривой.
Железобетонные обоймы дают больший эффект по
сравнению с армированными штукатурными. Это объ-
ясняется тем, что обойма работает на изгиб и воспри-
нимает часть поперечных растягивающих усилий, отда-
ляя момент появления первых трещин. Жесткость же-
лезобетонной обоймы также выше, чем армированной
штукатурной обоймы. Кроме того, часть вертикального
усилия передается на бетон силами трения и сцепления
бетона с кладкой.
Стальная обойма состоит из вертикальных
уголков, устанавливаемых на растворе по углам усили-
ваемого элемента, и хомутов из полосовой стали или
круглых стержней, приваренных к уголкам. Расстояние
между хомутами должно быть не более меньшего раз-
мера сечения и не более 50 см (рис. 6.7,а). Стальная
обойма должна быть защищена от коррозии слоем це-
ментного раствора толщиной 25—30 мм. Для надежного
сцепления раствора стальные уголки закрываются ме-
таллической сеткой.
Железобетонная обойма выполняется из
бетона марок 150—200 с армированием вертикальными
стержнями и сварными хомутами. Расстояние между
хомутами должно быть не более 15 см. Толщина
обоймы назначается по расчету и может быть от 4 до
12 см (рис. 6,7,6).
Штукатурная обойма армируется ана-
логично железобетонной, но вместо бетона арматура
покрывается слоем цементного раствора (штукатуркой)
марки 75—100. Опытами установлено, что кирпичные
столбы, имеющие трещины, а затем усиленные обойма-
ми, полностью восстанавливают свою несущую способ-
ность. "4
С увеличением размеров сечения (ширины) элемен-
тов при соотношении их сторон от 1:1 до 1:2,5 эффек-
тивность обойм несколько уменьшается, однако это
6.7. Элементы, усиленные обоймой
75
Рис. 6.7. Схемы усиления кирпичных столбов
обоймами различных .типов
а—металлическая обойма; б — железобетонная обойма;
/ — металлические уголки; 2— планки (хомуты); 3 — бе-
тон обоймы; 4— вертикальные стержни; 5 — хомуты
Рис. 6.8. Схема внутренней стены, усиленной
железобетонной обоймой
1— металлическая сетка с ячейкой 15у15 см; 2 —
дополнительные стержни 0 18 мм, расположенные
сверх сетки; 3—хомуты (связи) 0 18 мм, на расстоя-
нии друг от Друга 75 см: 4— бетой обоймы; 5 —
кладка стены
уменьшение незначительно и практически его можно не
учитывать.
Когда одна из сторон элемента, например стена
(рис. 6.8), имеет значительную протяженность, то не-
обходима постановка дополнительных поперечных, про-
пускаемых через кладку, связей, располагаемых друг
от друга по длине и высоте стены на расстоянии не
более 2,5 d, где d — толщина стены.
Расчет конструкций из кирпичной кладки, усилен-
ной обоймами, при центральном сжатии и внецентрен-
ном сжатии при малых эксцентриситетах (не выходя-
щих за пределы ядра сечения) производится по фор-
мулам.
1) при стальной обойме
п -+ Ф у X
17 2,5(-э. Яап\ 1
х [КR + т‘ Г+2,5(Л• TF) F + Д-сfaj; (6.88)
2) при железобетонной обойме
Г/ З3 #а.п \
Л'п < Ф f [|лгк R + 7] j [х • 100 j F +
+ m6 Япр + ^а.с Fa j S (6.89)
3) при армированной штукатурной обойме
/ 2,8,ч R., п \
Wn < Ф Т \тк 1 1 _|_ 2 р. ’ 100 ) F’ (6-90)
Величины коэффициентов фит; принимаются:
при центральном сжатии ф = 1 н т; = 1; при внецент-
ренном сжатии (по аналогии с внецентренно сжатыми
элементами с сетчатым армированием):
h
1 4е0
V = 1 - . (6.92)
п
В формулах (6 88) — (6.92):
7Vn—приведенная продольная сила;
F— площадь сечения усиливаемой кладки;
Fa— площадь сечения продольных уголков сталь-
ной обоймы или продольной арматуры же-
лезобетонной обоймы;
F6 — площадь сечения бетона обоймы, заключен-
ная между хомутами и кладкой (без учета
защитного слоя);
Ra п — расчетное сопротивление поперечной арма-
туры обоймы;
R.,c—расчетное сопротивление продольной сжатой
арматуры;
<р— коэффициент продольного изгиба (при оп-
ределении <р значение °- принимается как
для неусиленной кладки);
шк— коэффициент условий работы кладки, при-
нимаемый И1к = 1 для кладки без повреж-
дений и /Щ. =0,7— для кладки с трещи-
нами;
— коэффициент условий работы бетона, при-
нимаемый;
тб =1—при передаче нагрузки на обойму и на-
личии опоры снизу обоймы;
/кб =0,7—при передаче нагрузки на обойму и отсут-
ствии опоры снизу обоймы;
/иб =0,35—без непосредственной передачи нагрузки на
обойму;
р.— процент армирования хомутами и попереч-
ными планками, определяемый по формуле
2Га (Л + Ь)
h-bS v ’
76
Глава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы
В формуле (6.93) обозначено:
Fa —сечение хомута или поперечной планки;
hub — размеры сторон усиливаемого элемента;
S—расстояние между осями поперечных связей при
стальных обоймах (й > S •< Ь, но не бо-
лее 50 см) или между хомутами при же-
лезобетонных и штукатурных обоймах
(Х< 15 см).
Пример 6.4. По проекту внутренняя несущая
стена толщиной 38 см принята из кирпича марки 100 и
раствора марки 75. Высота стены от уровня пола до
низа перекрытия сборного настила 3 м. Проверкой уста-
новлено, что фактическая прочность кирпича в первом
этаже составила 50 кГ]см2 и прочность раствора
25 кГ]см2. R по табл. 3.5 равна 9 кГ]см2. Кладка вы-
полнена с утолщенными швами низкого качества. Требу-
ется запроектировать усиление стены. После окончания
строительства на 1 пог. м стены будет передаваться
усилие Wn=45 т, приложенное ino оси стены.
Решение. F с = 3800 см2, Р с учетом понижен-
ного качества принимаем с коэффициентом условия ра-
300
боты 0,85, R = 0,85-9 = 7,6 кГ/сж2; а =1000; Xй = =
= 7,9; по табл. 4.2 у =0,92.
Расчет стены при осевом сжатии ведем по формуле
(4.9):
Ф=0,92 • 7,6 • 3800=26 400 кГ <NV, =45 000 кГ.
Требуется усиление стены примерно на 70%. Для уси-
ления стены включаем ее в железобетонную обойму
(рубашку) с двух сторон (рис. 6.9).
va Fala 2,54-38
= 100 = 7+75+8 100 = 0,04%,
где va и vK —соответственно объемы арматуры и
кладки;
Fa —площадь сечения одного стержня;
dCT- толщина стены;
/а—длина стержня поперечной связи, практиче-
ски при определении процента армирования
может быть принята равной толщине стены,
тогда р будет равно Fa/F 100;
F—площадь стены по фасаду, приходящаяся на
одну поперечную связь.
Учитывая, что поперечные связи устанавливаются
на значительном расстоянии (75 см) друг от друга, в
одном направлении, коэффициент условий работы свя-
зей принимаем равным 0,5.
Вертикальное армирование обоймы принято 10 0
6 мм на 1 м и 2 018 мм на каждые 75 см длины стены
„ • 100
Fa = 2,82+ 5,08 ----=9,62 см2.
Коэффициент у принимаем в запас прочности как для
кирпичной кладки, учитывая высоту всего сечения,
включая обоймы; а =1000; Xй =6,5 ; ^=0,96; Rnp =
= 65 кГ]см2, по табл. 6.1 для связей Ra =1500 кЩсм2 и
для вертикальной арматуры R а =430 кГ]см2.
Исходя из приведенных данных по формуле (6.89) оп-
ределяем
Ф = 0,96
7,64
Рис. 6.9. Схема внутренней стены, усиленной же-
лезобетонной обоймой (к примеру 6.4)
1 — металлическая сетка с ячейкой 20у20 см из прово-
локи 0 6 мм\ 2 — дополнительные вертикальные стерж-
ни 0 18 мм\ 3 — хомуты (связи) 0 18 мм через 75 см по
длине и высоте стены
3-0,04-0,5
1 +0,04
1500
100
3800 +
+ 0,35-65-800 + 430-9,62
= 0,96 (32 155 + 18 200 + 4136) = 52 300 кГ =
= 52,3 т > Л'„ = 45 т.
Таким образом, при минимальной толщине обоймы
40 мм несущая способность стены оказалась достаточ-
ной.
Толщину железобетонного слоя принимаем по кон-
структивным соображениям минимальной равной 40 мм.
Бетон марки 150. Армирование сеткой из стальной про-
волоки d=6 мм с размерами ячейки сетки 20x20 см.
Для обеспечения работы железобетонной рубашки как
обоймы ставим, кроме того, вертикальные стержни через
75 см и поперечные связи из круглой стали диаметром
18 мм через 75 см по высоте стены.
Усилие, которое может воспринять 1 пог. м стены,
усиленной железобетонной обоймой, определяем по
формуле (6.89). При этом принимаем, что усилие не-
посредственно на железобетонную обойму не передает-
ся и коэффициент условий работы железобетона тб~
= 0,35.
При определении процента поперечного армирова-
ния обоймы учитываем только поперечные связи диамет-
ром 18 мм, расположенные через 75 см по длине и вы-
соте стены.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 6
1. ГОСТ 5781—61. Сталь горячекатаная для армирования
железобетонных конструкций.
2. ГОСТ 6727—53. Проволока стальная низкоуглеродистая
холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций.
3. ГОСТ 8478—57. Сетки сварные для армирования железо-
бетонных конструкций.
4. К а м ей к о В. А. Прочность при сжатии кирпичной
кладки с косвенным сетчатым армированием. Сб. «Эксперимен-
тальные исследования каменных конструкций». Стройиздат,
5. К а м е й к о В. А. Экспериментальное исследование проч-
ности армированных кирпичных столбов. Сб. «Исследования
каменных конструкций». Стройиздат, 1949.
6. К а м ей ко В. А. Исследование прочности и деформаций
армокаменных конструкций. Сб. «Исследование каменных кон-
струкций». Госстройиздат, 1952.
7. Камейко В. А., Квитницкий Р. Н. Прочность
кирпичной кладки, включенной в обойму. Сб. «Исследование
каменных конструкций». Госстройиздат, 1952.
1939^ Анищик Л. И. Каменные конструкции. Стройиздат,
9. Поляков С. В. Исследование прочности и деформа-
ционных свойств комплексных сечений. Сб. «Исследования ка-
менных конструкций». Стройиздат, 1950.
10. П о л я к о в С. В. Каменные и армокаменные конструк-
ции. Госстройиздат. 1957.
11. Поляков С. В., Фалевич Б. Н. Каменные кон-
струкции. Госстройиздат, 1960.
12. П а с т е р н а к П. Л. Комплексные конструкции. Строй-
военмориздат, М., 1948.
13. Семенцов С. А. Каменные конструкции. Госстрой-
архиздат, М., 1953.
14. СНиП П-В.2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования. Госстройиздат, 1962.
15. СНиП П-В.1-62. Бетонные и железобетонные конструк-
ции. Нормы проектирования. Госстройиздат, 1962.
16. СНиП И-А. 10-62. Строительные конструкции и основания.
Основные положения проектирования. Госстройиздат, 1962.
ГЛАВА 7
РАСПРЕДЕЛЕНИЕ ДАВЛЕНИЯ В КЛАДКЕ. РАСЧЕТ ОПОРНЫХ
УСТРОЙСТВ ПОД БАЛКАМИ, ПРОГОНАМИ И Т. П.
7.1. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ ДАВЛЕНИЯ^ КЛАДКЕ
Распределением давления называется распределе-
ние нормальных напряжений сжатия при действии ме-
стных нагрузок в сечениях, перпендикулярных к на-
правлению усилий. Схема^ распределения нормальных
напряжений при действии одной сосредоточенной силы
в упругой полуплоскости показана на рис. 7.1 (кривая а).
Рис. 7.1. Распределение давления от сосредо-
точенной силы на глубине h
При расчете каменных конструкций вместо криволи-
нейной принимается приближенная треугольная эпюра
напряжений с основанием 2s. Величина s называется
радиусом влияния местной нагрузки и на глубине h оп-
ределяется по формуле
s = — = 1,57 ft. (7.1)
2
Случай симметричного по отноше-
нию к оси нагрузки распределения
напряжений. Распределение напряжений симмет-
рично: 1) если расстояние от сосредоточенной силы или
от края распределенной местной нагрузки до любого
края сечения больше s; 2) в остальных случаях, если
местная нагрузка расположена симметрично по отно-
шению к оси элемента.
Симметричное распределение напряжений опреде-
ляется по формулам проф. Л. И. Онищика, приведен-
ным в табл. 7.1.
Случай несимметричного по отно-
шению к оси нагрузки распред ел е-
ния напряжений. Распределение напряжений не
симметрично, если расстояние от точки приложения си-
лы до края сечения ai<s (рис. 7.2); а, принимаем всегда
меньше а2; может быть меньше s также и а2. Эпюра
напряжений ограничена участками прямых линий со-
гласно рис. 7.2.
Рис. 7.2. Несимметричное
распределение местных
напряжений (°i > 0; а2 > 0)
Максимальное и краевое напряжения при действии
сосредоточенной силы N определяются по формулам:
N
° 2а0 d
ао
1 + 0,41 ------- ;
ft2 /
(7.2)
2Na2 Со (а, -ф- а2) /г7
оф - -------------—----------------; (‘-о)
(а1 + аА Qi“ 2at
2Ж а0(а! + а2)
О 2 =-------------—----------------, (7.4)
(«1 + аД 2а2
где ао=аь если a2=ai (симметричное распределение)
и о.о=9/8 Д1, если а2 2а1. При промежуточных значе-
ниях а2 значение аэ может приниматься по интерполя-
ции. При больших значениях а2 напряжение о2, вы-
численное по формуле (7.4), может оказаться растяги-
вающим. Так как принимается, что кладка не работает
Рис. 7.3. Несимметричное
распределение местных
напряжений (зх > 0, а2=0)
78
Глава 7. Распределение давления в кладке
Таблица 7.1
Эпюры нормальных напряжений от местных нагрузок при симметричном распределении напряжений
Схема приложения нагрузки
и распределения напряжений
Формулы применимы в сечениях, где Максимальное напряжение <У0 и краевые напряжения с>1
nh
аг и а2 больше s --------
2
О0 = 0,64——
hd
а, и аг больше s -f- Ь/2 и одновременно
Ъ < 2 s
4 — а, t a, и a2 больше s -f- d/2 и одновременно b > 2 s g0 = qld
5 -4 L IS —1 f— кш? fl-»- a < s 4- Ь/2 и одновременно b <2 s c„ = —17 b— (! + ₽'); 2 ad <st = - Sb - (l-P2); P= — 2 ad r.h-pb
а < s 4- Ь/2 и одновременно Ъ < 2 s
q Г j , (fr 4~ 2 s~~ 2 а)2
d L 16 a s
q (Ь4-2 s)2 — 4 a2
d 16 as
Примечание, —нагрузка в кГ]см\
d — толщина элемента.
7.2. Расчет распределительных устройств
79
на растяжение, в этом случае производят расчет, при-
нимая эпюру напряжений по рис. 7.3. Расчет произво-
дится по формулам:
1 Л 4Л'°1
а2,0= V <7’5)
ст0 определяется по формуле (7.2) при значении
a0=9/8<zi;
2N о0 (oj + а2 0)
ст, =---Т- —------------—- . (7.6)
1 й1 d fli 47
Если к элементу приложено несколько сосредото-
ченных и распределенных местных нагрузок, эпюры
напряжений в его сечениях могут быть определены как
сумма эпюр, соответствующих каждой из этих нагру-
зок. Распределенные нагрузки могут заменяться несколь-
кими эквивалентными по величине сосредоточенными
силами, если для этих нагрузок выше не приведены со-
ответствующие расчетные формулы.
7.2. РАСЧЕТ РАСПРЕДЕЛИТЕЛЬНЫХ
УСТРОЙСТВ И КЛАДКИ ПОД НИМИ
Если нагрузка передается на кладку через распре-
делительные устройства (например, через железобетон-
ные или металлические плиты), эти устройства заменя-
ются в расчетной схеме поясом кладки, с эквивалент'
ной по жесткости высотой, вычисленной ото формуле
после укладки этой -плиты; г) армировать сетками
верхний участок полястры на высоту не менее 2dx,
1 Г
А- = 21/-ЪГ’ (7-7)
где Е р —модуль упругости материала распределитель-
ного устройства;
Jp—момент инерции распределительного устрой-
ства;
Е— -модуль упругости кладки, принимаемый Е—
= О,5Ео;
d—толщина стены.
После замены распределительного устройства эк-
вивалентным поясом кладки высотой НЭКв напряжения
в сеченни под распределительным устройством опреде-
ляются по формулам, приведенным в п. 7.1, как для
кладки без распределительного устройства, при этом
вместо h принимается йПрив =Лэкв + ^1, где й] — рас-
стояние от нижней поверхности распределительного
устройства до рассматриваемого сечения. Распредели-
тельное устройство рассчитывается на нагрузку, при-
ложенную сверху, и реактивное давление кладки—•
снизу. Сечение кладки под распределительным устрой-
ством проверяется расчетом на местное сжатие (см.
п. 4.2J8), а остальные сечения — на внецентренное сжа-
тие, создаваемое местной нагрузкой (пример расчета
см. гл. 14). При опирании ферм, балок покрытия, под-
крановыхЬэалок и т. п. на опорных участках могут воз-
никать неучитываемые расчетом дополнительные уси-
лия, вызванные прогибом, температурными деформа-
циями и жточной установкой ферм и пр., динамиче-
скими воздействиями кранов и т. д. При отсутствии
катковых опор возможно появление усилий растяже-
ния, отрывающих опорные участки кладки. В связи с
этим рекомендуется: а) :при расчете на местное сжа-
тие участков кладки под опорами большепролетных
конструкций принимать коэффициент условий работы
0,8, уменьшающий расчетную несущую способность
кладки; б) принимать толщину опорной железобетон-
ной плиты равной не менее чем трем рядам кирпичной
кладки (21 сл:); в) заделывать опорную плиту, укла-
дываемую на пилястру, в стену (рнс. 7.4). Участок сте-
ны выше опорной плиты разрешается возводить только
Рис. 7.4. Опирание распредели-
тельной железобетонной плиты на
пилястру
/ — стена; 2— пилястра; 3 — железобе-
тонная плита; 4 — армирование сет-
ками
где d, — размеры сечеиия пилястры в направлении, пер-
пендикулярном к стене. Сетки должны быть продол-
жены в кладку стены и располагаться не реже чем че-
рез два ряда кладки.
7.3. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ
В КЛАДКЕ ПОД КОНЦАМИ ПРОГОНОВ
И БАЛОК И ПРИ ЗАДЕЛКЕ В КЛА ЦКУ
КОНСОЛЬНЫХ БАЛОК
В зависимости от действительной длины заделки
балки 01 и полезной длины а0 принимают при расчете
распределение напряжений под концом балки (рис. 7.5)
Рис. 7.5. Распределение напряжений
под концом балки
а — эпюра напряжений — трапеция; б —
то же, треугольник
80
Глава 7. Распределение давления в кладке
по трапеции (если Й1<ао) или по треугольнику (О[ >•
^йо). Разрешается также приближенно принимать тре-
угольную эпюру с основанием 0о=0|, если длина опор-
ного конца балки меньше ее высоты.
Расчет производят по формулам:
где
ай =
(7-8)
Краевые напряжения при эпюре в виде трапеции:
Стах = Со + ~ tg а; (7.9)
Cmin = С0 — tg а, (7.10)
Q
где <т0 = —т-
агЬ
и при эпюре в виде треугольника
Стах “ 2 (То»
где
<2
Со — — •
а0 b
(7-11)
В формулах приняты следующие обозначения:
Q — расчетная опорная реакция балки;
аг — глубина заделки балки;
с — коэффициент постели при местном сжатии клад-
ки под концом балки;
Ъ — ширина опорного участка балки или распредели-
тельной плиты под концом балки. Если на клад-
ку опираются настилы перекрытий, b принима-
ется не более Vs высоты этажа;
а — угол наклона оси балки на опоре.
Коэффициент постели с определяется по формулам:
для затвердевшей кладки
для свежей кладки
357?”
с=——, (7.13)
b
где — нормативное сопротивление кладки при ра-
створе рассматриваемой прочности, определя-
емое по формуле (3.1);
К,' — то же, кладки на растворе марки 2.
При определении tga принимается, что балка опи-
рается на шарнир, расположенный посередине опор-
ного конца. При неразрезных балках промежуточные
опоры принимаются расположенными по оси соответст-
вующих столбов или стен. Для свободно лежащих ба-
лок при равномерной нагрузке q
qls
24EJ
где I пролет и EJ—-жесткость балки; так как Q = (ДУг,
12EJ
то коэффициент ₽ = —~. Для других нагрузок углы
Z2
поворота см. в табл. 8.1.2 и 8.1.3 расчетно-теоретиче-
ского тома Справочника проектировщика1. Расчет
кладки под концом балки производится на местное
сжатие по формуле (4.20), в которой принимается
Дсм = Q и величина коэффициента р- и Есм определя-
ются при эпюре напряжений под концоЛ балки в виде
трапеции по формулам: «
р.= -------Ц-------; ’ (7.14)
1 _i_ Са1 *6 а
1 + 2о0
Есм =
при треугольной эпюре напряжений:
Р = 0,5;
Fcm — а0Ъ.
(7.15)
(7.16)
(7.17)
Если по расчету несущая способность опорного
участка при свежей кладке недостаточна, рекоменду-
ется установка временных стоек, поддерживающих
концы балок.
При заделке консольных балок в кладку принима-
ется, что эпюры напряжений над и под балкой тре-
угольные (рис. 7.6).
Рис. 7.6. Распределение напряжений
под концом консольной балки
Расчет заделки производится по формуле
q<2^M> (7ig)
-^г+1
где Q — расчетная равнодействующая сила,
приложенная к консольной балке;
Рсм— расчетное сопротивление кладки
краевому местному сжатию по
формуле (4.21);
1 Справочник проектировщика. Расчетно-теоретический. Гос-
стройиздат, 1961.
7.4. Расчет узлов опирания железобетонных элементов на кирпичную кладку
81
а± — глубина заделки балки в кладку;
Ь — ширина балки;
, ai
— Si + — — эксцентриситет силы
Q относитель-
но середины заделки;
Sj — расстояние силы Q от поверхности
। . стены;
р. = 0,5 — коэффициент полноты треугольной
эпюры напряжений;
а—коэффициент, равный 1,25—для
«< кладки кирпичной и из блоков из
легкого или тяжелого бетона и рав-
ный 1, для кладки из блоков круп-
нопористого и ячеистого бетонов.
Если расчет по формуле (7.18) показывает недо-
статочную несущую способность опорного участка
кладки под балкой (или же под балкой и над балкой),
могут быть установлены распределительные плиты. В
случае, показанном на рис. 7.7, расчет производят по
формулам:
Рис. 7.7. Распределение напряжений при опира-
нии консольной балки на распределительную
плиту
Рис. 7.8. Расчетные схемы для случаев опира-
ния консольных балок на узкие распредели-
тельные устройства
а — распределительное устройство под балкой; б —
то же, под балкой и над балкой
и N2. Они должны удовлетворять условиям:
^<ФХ;
Д'* 2 Фз ।
(7.22)
где Ф1 и Фг — предельные усилия при местном сжатии
для соответствующих участков кладки,
определяемые по формуле (4.20).
я) по напряжениям смятия кладки под балкой
2 Р ai bi
Я1 V + Ь2 ) + V Ь2
над балкой
<_________2 р- ^Rcm &1 ^2____
'' Зе° 11 I 1/ &2
П1 V + bl I V bl
(7.19)
(7.20)
Полезная длина нижней плиты а0 определяется по
формуле

мулах (7.19), (7.20) и (7.21) обозначения
р, а те же, что и в формуле (7.18);
— ширина балки;
Ь2 — ширина распределительного устройства;
eo=si+ao— эксцентриситет силы Q.
При применении узких распределительных балок
шириной не более '/з глубины заделки разрешается
принимать под ними прямоугольную эпюру напряже-
ний. На рис. 7.8 показаны расчетные схемы для слу-
чаев, когда давление передается через узкие прокладки.
По эти-м схемам из условий равновесия (суммы вер-
тикальных сил и моментов) определяются величины
7.4. РАСЧЕТ УЗЛОВ ОПИРАНИЯ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
НА КИРПИЧНУЮ КЛАДКУ
Вследствие значительной разницы в упругих харак-
теристиках железобетона и кирпичной кладки при сжа-
тии кладки в сечениях над и под концами железобе-
тонных прогонов, балок, перемычек и пр., заделанных
в кладку, напряжения распределяются неравномерно.
Максимальные напряжения возникают непосредственно
над и под железобетонными элементами. Если бы опор-
ный узел был сжат двумя абсолютно жесткими штам-
пами (рис. 7.9, а), то распределение напряжений в сече-
ниях 7—/ и II—II было бы пропорциональным модулям
деформаций железобетона и кладки и неравномерность
этого распределения была бы очень велика. Однако
участки кладки выше и ниже узла сжимаемы, что
способствует выравниванию эпюры напряжений. Это-
му содействует также и то обстоятельство, что модуль
деформаций кладки тем меньше, чем больше напря-
жения. Поэтому при концентрации напряжений в клад-
ке над и под железобетонным элементом деформации
на этих участках кладки увеличиваются и происходит
перераспределение напряжений на соседние, менее на-
груженные участки. Выравнивание эпюры напряжений
продолжается также после появления первых трещин в
зонах, примыкающих к железобетонному элементу. Од-
нако, несмотря на это уменьшение неравномерности
распределения напряжений, все же в узлах опирания
железобетонных элементов максимальные напряжения
могут быть значительно большими, чем средние
4J Зак. 8Э5
82
Глава 7. Распределение давления в кладке
(рис. 7,9, б). Это должно учитываться расчетом, а так-
же соответствующими конструктивными мероприятия-
ми.
Рис. 7.9. Схема распределения давления в сечениях,
расположенных нар, и под железобетонным элемен-
том, заделанным в кладку
а — при передаче давления через абсолютно жесткие штам-
пы; б —при передаче давления через кладку; / — кирпич-
ная кладка; 2 — железобетонный прогон; 3 — абсолютно
жесткий штамп; 4 — эпюра нормальных напряжений в сече-
ниях I—I и 11—U
Поэтому при заделке в кирпичные стены железо-
бетонных балок и настилов кроме расчета на внецент-
ренное и местное сжатие сечения, расположенного под
концом железобетонного элемента, должен произво-
диться расчет на осевое сжатие опорного узла по
формуле [I]
N^abRF, (7.23)
где F —сумма площади сечения кладки и площади
опирания железобетонных элементов в пре-
делах контура стены или столба, на которые
уложены элементы;
R— расчетное сопротивленце кладки сжатию?
а — коэффициент, зависящий от отношения пло-
щади опирания элемента Е, к F;
Ь — коэффициент, зависящий от типа пустот в
железобетонном настиле.
Коэффицент а при опирании всех видов железобе-
тонных элементов (прогонов, балок, перемычек, поясов,
настилов) принимается равным: а=1, если ЕЭ<С 0,1F;
в=0,8, если Fa> 0,4F.
При промежуточных значениях Fs коэффициент а
принимается по интерполяции. Если железобетонные
элементы, заделанные в кладку с разных сторон,
имеют одинаковую высоту и одновременно F3 >0,8F,
принимается а=1.
При расчете узлов опирания прогонов и балок учи-
тываются только такие участки кладки с каждой сто-
роны прогона, ширина которых не меньше 25 см; пло-
щадь сечения участков меньшей ширины исключается
из общей площади сечения F.
Коэффициент b принимается равным 6=1 при опи-
рании настилов с круглыми пустотами и 6=0,5 при на-
стилах с овальными пустотами (эти настилы должны
иметь хомуты на опорных участках).
Кроме проверки несущей способности опорного уз-
ла в целом, должна быть проверена несущая способ-
ность горизонтального сечения пересекающего ребра
пустотелого настила. Эта проверка производится по
формуле
AZ<l,25/?npFHT + 7?FKJI,
(7.24)’
где FHT—площадь сечения нетто (за вычетом пус-
тот) горизонтального сеАнпя настила в-
пределах одного участка (т.\е. площадь се-
чения ребер на этом участкЛ;
Fкл — площадь сечения кладки в пределах опор-
ного узла (без учета площади, занятой
опорными участками настилов);
Кир — расчетное сопротивление бетона;
R — расчетное сопротивление кладки.
Кроме проверки несущей способности узла расче-
том рекомендуются следующие конструктивные меро-
приятия.
1. Если средние напряжения в кладке превосходят
0,7/?, под концами железобетонных прогонов или ба-
лок следует укладывать не менее чем в трех швах
кладки арматурные сетки. Эти сетки должны иметь
длину Zo+25 см, где /о — длина опорного участка. Если
кладка выполнена зимой методом замораживания, то.
сетки укладываются при 0,7/?, где R — расчетное соп-
ротивление кладки в момент ее оттаивания.
2. Если прогоны или балки опираются на столбы
небольших сечений (например, 51x51 или 64x64 см),
рекомендуется весь узел на высоту, равную высоте про-
гона или балки, выполнить из бетона. Для этого могут
применяться высокие сборные железобетонные распре-
делительные плиты с вырезами для укладки прогонов
или же участки, свободные от опирания прогонов, сле-
дует заполнять монолитным жестким бетоном.
3. Участки кладки, заполняющие промежутки меж-
ду опорными концами железобетонных элементов, долж-
ны иметь прочность, не меньшую, чем прочность
кладки выше и ниже опорного узла. Так, например,
если столб армирован сетчатой арматурой, то это ар-
мирование должно быть применено и в кладке опорно-
го узла. Армирование сетками кладки опорного узла
рекомендуется также во всех случаях, когда расчетное
напряжение в столбе более 80% расчетного сопротивле-
ния кладки.
4. При опирании прогонов, балок и т. п., высота
которых более трех рядов кладки, рекомендуется ос-
тавлять над концом железобетонного элемента неза-
полненный раствором промежуток, в который уклады-
вают мягкий термоизоляционный материал; изнутри
этот промежуток заделывают слабым раствором. Это
предупреждает передачу давления на прогон от распо-
ложенной выше стены и дает возможность избежать
местных перенапряжений и появления трещин. Пло-
щадь расчетного сечения над и под прогоном принима-
ется без учета участка шва, не заполненного раство-
ром.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 7
1. Онищик Л. И. Прочность и устойчивость каменных
конструкций. ОНТИ, 1937.
2. Поляков С. В. и Фалевич Д. Н. Каменные конст-
рукции. Госстройиздат, 1960.
3. СНиП. Глава П-В.2-62. Каменные н армокаменные кон-
струкции. Нормы проектирования.
ГЛАВА 8
СТАТИЧЕСКИЙ РДСЧЕТ КАМЕННЫХ
ЗДАНИЙ. ДЕФОРМАЦИОННЫЕ ШВЫ
8.1. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ
Продольные и поперечные стены вместе с покры-
тиями и перекрытиями образуют пространственную
систему, работающую на восприятие всех нагрузок,
действующих на здание, включая и собственный вес
конструкций.
По степени пространственной жесткости здания
делятся на две группы: здания с жесткой конструктив-
ной схемой и здания с упругой конструктивной схе-
мой.
Конструктивная схема здания определяется в зави-
симости от расстояния между поперечными устойчивы-
ми конструкциями /ст, от жесткости перекрытий и от
группы кладки (табл. 8.1), из которой выполнены сте-
ны.
Поперечными устойчивыми конструкциями явля-
ются поперечные стены (каменные толщиной не менее
12 см, железобетонные толщиной не менее 6 слг), попе-
речные рамы с жесткими узлами, отрезки поперечных
стен и другие конструкции, рассчитанные на восприя-
тие горизонтальной нагрузки, передающейся от стен.
К зданиям с жесткой конструктивной схемой от-
носятся здания, у которых расстояние /ст не превыша-
ет величин, указанных в табл. 8.2. В этих зданиях по-
крытия и перекрытия рассматриваются как жесткие
опоры, на которые опираются стены и столбы. Воспри-
нимаемые перекрытиями горизонтальные усилия пере-
даются на поперечные стены.
В зданиях с гибкой конструктивной схемой стены
и столбы рассматриваются как стойки рам, заделанные
в грунт, с шарнирными опорами в уровнях перекрытий.
Влияние поперечных стен в этом случае не учитыва-
ется.
Для обеспечения совместной работы всех элемен-
тов пространственной системы здания последние долж-
ны быть надежно связаны между собой с помощью ан-
керов, взаимной перевязкой кладки примыкающих стен
Таблица 8.1
Группы кладок
Группы каменных кладок
Вид каменной кладки I II III IV
Крупные блоки из кирпича или камней (вибрировав- ные и невибрированные) Сплошная кладка из кирпи- ча или камней правиль- ной формы марки 50 и выше То же, марок 35 н 25 То же, марок 15, 10, 7 То же, марки 4 Кладка из грунтовых мате- риалов Облегченная кладка из кир- пича или бетонных кам- ней с перевязкой гори- зонтальными тычковыми рядами Облегченная кладка колодце- вая (с перевязкой верти- кальными стенками) Кладка из бута под скобу или из плитняка Кладка из постелистого бута Кладка из рваного бута Бутобетон На растворе марки 25 и выше На растворе марки 10 и выше На растворе марки 25 и выше с бетоном или вкладышами марки 25 и выше То Же На растворе марки 50 и выше На бетоне марки 100 и выше На растворе марки 4 На растворе марки 10 и вы- ше На растворе марки 10 и вы- ше с бетоном или вкла- дышами марок 10 и 15 На растворе марки 10 и вы- ше с бетоном или вкла- дышами марки 15 и ниже или с засыпкой На растворе марок 25 и 10 На растворе марки 25 и вы- ше На растворе марки 50 и вы- ше На бетоне марок 75 и 50 На растворе марки 4 На любом растворе На известковом раст- воре С бетоном марка 7 или с засыпкой На растворе марки 4 На растворе марки 10 и 4 На растворе марки 25 и 10 На бетоне марки 35 На любом растворе На глиняном раство- ре На глиняном раство- ре На растворе марки 4
6*
84
Глава 8. Статический расчет каменных зданий
и т. п. Кроме того, стены и столбы должны удовлетво-
рять требованиям в части допустимых отношений вы-
соты этажа Н к толщинам стен h, что нормируется
в зависимости от назначения стены (несущая, ненесу-
щая), способа ее опирания, группы кладки и т. д.
Таблица 8.2
Максимальные расстояния ZCT между поперечными
конструкциями, при которых здания считаются
имеющими жесткую конструктивную схему
Предельные отношения р для стен и перегородок,
характеризующихся условиями, отличными от указан-
ных в табл. 8.3, а также для столбов применяются по
табл. 8.3 с умножением на коэффициенты k, приведен-
ные в табл. 8.4 и 8.5.
Таблица 8.4
Поправочные коэффициенты k к предельным
отношениям р для стен и перегородок
Тип перекрытия и покрытия
А. Железобетонные н армокаменные сбор-
ные замоноличенные1 н монолитные . .
Б. Сборные из железобетонных настилов
и из железобетонных или стальных
балок с настилом из плит илн кам-
ней2 ..................................
В. Деревянные..........................
ZCT в м при группе
кладок по табл.
I II III IV
30
24
30
24
18
12
I В сборных замоиоличенных перекрытиях типа А
стыки между плитами для передачи через них растяги-
вающих усилий должны быть усилены путем сварки
выпусков арматуры с заливкой швов раствором марки
не ниже 100 или другими способами замоноличивания.
2 В перекрытиях типа Б швы между плитами или
камнями, а также между элементами заполнения и
балками должны быть тщательно заполнены раствором
марки не ниже 50.
Примечания: I. Указанные в таблице расстоя-
ния должны быть уменьшены в следующих случаях:
а) при скоростных напорах ветра 70 и 100 кД/лг2 соот-
ветственно на 15 н 25%; б) при высоте зданий более
21 до 32 м — на 10%, более 32 до 48 м — на 20% и
более 43 м—на 25%; в) для узких зданий при ширине
здания Ь менее двойной высоты этажа—пропорционально
их отношению Ь,;2Н.
2. Указанные в таблице расстояния I ст не распро-
страняются на здания со стенами нз крупных панелей.
Отношение р =H/h при свободной длине стены
1<2,5Н не должно превышать величин, приведенных в
табл. 8.3.
Таблица 8.3
Предельные отношения [i'—H/h для стен
без проемов, несущих нагрузки от перекрытий
или покрытий, при свободной длине стены I < 2,5/7
(для кладок из камней и блоков правильной формы)
Для стен с пилястрами и столбов сложного сечения
вместо h принимается условная толщина А'=3,5 г, где
r = VJIF. Для столбов круглого и многоугольного сече-
ния, вписанного в окружность, /i'=0,85d, где d —диа-
метр сечения столба.
Характеристика стен и перегородок
Стены и перегородки, не несущие нагрузки
от перекрытий или покрытий:
при толщине 25 см и более...........
« г 15 см .............
г, 10 см и менее............
Стены с проемами ...................
Перегородки с проемами..............
При свободной длине стен I между примы-
кающими поперечными стенами или колоннами
более 2,5 Н ...................
То же, более 3,5 Н и для нераскрепленных
в вертикальных сечениях стен ..........
Стены из бутовых кладок и бутобетона . . ,
Поправочные
коэффициенты
k
1,2
1,6
1,8
^нт^бр
0,9
0,8
0(8
Примечания: 1. Общий коэффициент снижения
предельных отношений Р, получаемый путем умноже-
ния частных коэффициентов снижения k, принимается
не ниже коэффициентов снижения гибкости, установлен-
ных в табл. 8.5 для столбов.
2. При толщине ненесущих стен и перегородок от
10 до 15 и от 15 до 25 см величина поправочного ко-
эффициента определяется по интерполяции.
3. Значения Ецт и принимаются по горизонталь-
ному сечению стены.
Таблица 8.5
Поправочные коэффициенты k к предельным
отношениям р для столбов
Толщина столбов в см Столбы из камней пра- вильной формы Столбы из бутовой кладки и бутобетона
90 и более 70—89 50-69 Менее 50 . . . Примечание. Предел щих узких простенков, имею! ны стены, должны приниматьс делах высоты проемов. 0,75 0,7 0,65 0,6 иные отношени цих ширину м я как для ctoj 0,6 0,55 0,5 0,45 я 3 несу- енее толщи- i6ob в пре-
Предельные отношения Р для стен и перегородок
могут быть увеличены: а) при конструктивном продоль-
ном армировании (;->•.> 0,05%) в одном направлении на
20%, а в двух направлениях — на 30%; б) при малых
расстояниях между связанными со стенами поперечными
устойчивыми конструкциями, не превышающими вели-
чины k р h\ при этом случае предельная высота стен Н
не ограничивается и определяется расчетом на проч-
ность.
Для свободно стоящих стен и столбов (не рас-
крепленных в верхнем сечении перекрытиями или про-
гонами в двух направлениях) предельные отношения
р в нераскрепленном направлении должны быть сни-
жены на 30%.
8.2. Расчет стен зданий с жесткой конструктивной схемой
85
При свободной длине стены K2.II должно соблю-
даться условие
Я + (8.1)
Проверка размеров стен и столбов по табл. 8.3—
8.5 должна производиться во всех случаях, так же как
и их расчеты на прочность и устойчивость.
При проектировании каменных и армокаменных
конструкций должны быть проведены расчеты их по
двум стадиям: 1) расчет конструкций в стадии закон-
ченного здания в условиях совместной работы всех его
элементов; 2) проверка расчетом прочности и устой-
чивости конструкций для стадии незаконченного зда-
ния, в ходе производства работ или для момента от-
таивания при выполнении кладки зимой методом замо-
раживания. Расчетом конструкций по первой из наз-
ванных стадий определяются необходимые размеры
сечений, марки камня и раствора, а в некоторых случа-
ях и меры по повышению прочности кладки путем ар-
мирования или другими способами. Расчетом по вто-
рой стадии определяется необходимость устройства
временных креплений, особой последовательности про-
изводства работ, выдерживания кладки и других мер,
обеспечивающих несущую способность конструкций до
момента приобретения ею надлежащей прочности и
устойчивости Указания о временных мероприятиях,
определенных в результате расчета по второй стадии,
должны быть приведены в рабочих чертежах. Не толь-
ко наружные, но и внутренние стены и перегородки
должны быть рассчитаны по обеим стадиям на дейст-
вие горизонтальных нагрузок, которые принимаются
по указаниям п. 3.1.
8.2. РАСЧЕТ СТЕН ЗДАНИЙ С ЖЕСТКОЙ
КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМОЙ
В зданиях с жесткой конструктивной схемой сте-
ны и столбы рассматриваются как вертикальные не-
разрезные многопролетные балки, опертые на непод-
вижные опоры — перекрытия (рис. 8.1,а). Для упроще-
ния расчета допускается считать стену или столб рас-
члененными по высоте на однопролетные балки с рас-
положением опорных шарниров в уровнях опирания пе-
рекрытий (рис. 8.1, б). За ось балки принимается ось,
проходящая через центр тяжести стены рассматриваемо-
го этажа. »
Нагрузка, действующая на стену каждого этажа
на уровне низа перекрытия, состоит из нагрузки от
верхних этажей, нагрузки от перекрытия, опирающего-
ся на стену рассматриваемого этажа, и ветровой на-
грузки. Расчет производится раздельно для нагрузок,
входящих в основное и в дополнительное сочетания.
Основные расчетные формулы, необходимые для
определения продольных сил и изгибающих моментов
в горизонтальных сечениях стен зданий с жесткой кон-
структивной схемой, приведены в табл. 8.6.
Нагрузка от верхних этажей, включая вес стены,
перекрытий и других вышележащих нагрузок, прини-
мается приложенной в центре тяжести стены вышележа-
щего этажа. Опорное давление от перекрытия, распо-
ложенного непосредственно над рассматриваемым эта-
жом, при отсутствии специальных опор, фиксирующих
положение' опорного давления, принимается приложен-
ным с эксцентриситетом е, равным расстоянию от цент-
ра тяжести стены до центра тяжести эпюры опорного
давления. Последнюю для определения е разрешается
принимать в виде треугольника.
а — от вертикальных внецентренно приложенных нагру-
зок при рассмотрении стены как неразрезной балки; б —
то же, при рассмотрении стены в пределах этажа как
простой балки; е — эпюра моментов от горизонтальной
ветровой нагрузки
Изгибающие моменты учитываются от тех нагру-
зок, которые приложены в пределах рассматриваемого
этажа, т. е. от перекрытия над этим этажом, ветровой
нагрузки, а иногда и других нагрузок.
При расчете на ветровую нагрузку поперечные
стены вместе с участками продольных стен, вовлека-
емыми в совместную работу, рассматриваются как вер-
тикальные консоли сложного сечения (в форме дву-
тавра, тавра или швеллера), заделанные в грунт. На-
грузка от ветра передается на поперечные стены через
перекрытия и принимается приложенной по оси попе-
речных стен. Расчетная длина участков продольных
стен (рис. 8.2), вводимых в совместную работу с попе-
речной стеной при ее изгибе, принимается по форму-
лам:
а) для глухой (без проемов) стены
S = 0,8tf; (8.2а)
б) для стен с проемами
Я=0,7 2Н11ОЯС (8-26)
где Н — расстояние от верха поперечной стены до
уровня рассчитываемого сечения;
2/7ПОЯС — суммарная высота горизонтальных по-
ясов кладки между оконными проемами от верха сте-
ны до уровня рассчитываемого сечения;
F6p — площадь горизонтального сечения сплош-
ной части продольной стены (поясов )на длине S;
F„t — общая площадь горизонтального сечения
простенков продольной стены на той же длине S.
Сечения на участках взаимного примыкания про-
дольных и поперечных стен должны быть проверены
на восприятие сдвигающих усилий, возникающих при
действии на здание горизонтальной нагрузки, из-за не-
равномерного распределения на различных участках
стен продольных сил, при неравномерных осадках. В
пределах одного этажа величина сдвигающего усилия
86
Глава 8. Статический расчет каменных зданий
Таблица 8.6
Основные формулы для определения усилий в сечениях стен, имеющих в горизонтальном направлении
неподвижные опоры
Сочетания нагрузок
Конструкция стены, расчетные схемы
и эпюры моментов
Формулы
Основные (без ветра)
Основные и допол-
нительные от ветра
Л1 . = (Р. е, — Л'е2
== [^i ei — + Ng) ₽2J “Ь Рв
Рв = ?BZ
= «1 —
Обозначения:
Pi — расчетная величина опорного давления .первого
A' — сумма всех расчетных нагрузок, расположенных
ние веса стены между рассматриваемым сечением и
М — расчетный изгибающий момент при изгибе
NB — расчетное значение продольного усилия, возни
рв — расчетная ветровая нагрузка на I пог. м по высоте стены в пределах ширины грузовой площадки Z;
г— расчетная ветровая нагрузка на 1 jw2 поверхности стены.
над рассматриваемым этажом перекрытия;
выше рассматриваемого этажа; рсВ—расчетное значе-
первым вышерасположенным перекрытием;
стены по вертикальному пролету между перекрытиями;
кающего в стене от ветра, по формуле (8.4);
8.2. Расчет стен зданий с жесткой конструктивной схемой
Рис. 8.2. К расчету стен здания на ветровую нагрузку
Тэт, возникающего от горизонтальной нагрузки (вет-
ра), определяется по формуле
QFwr уН&г
* эт
(8.3)
где Q—расчетная поперечная сила от горизонтальной
нагрузки в середине высоты этажа;
у — расстояние от оси продольной стены до оси,
проходящей через центр тяжести сечения стен
в плане;
/7ЭТ— высота этажа;
— момент инерции горизонтального сечения стен
относительно оси, проходящей через центр
тяжести сечения стен в плане, определяемый
с учетом ширины участков продольных стен
по 0,5 S в каждую сторону от оси поперечной
стены.
Нормальные напряжения, возникающие в полках
сложных сечений при их изгибе под действием ветро-
вой нагрузки, принимаются убывающими по линейно-
му закону от своего максимума на оси поперечной
стены до нуля на расстоянии S от оси поперечной сте-
ны. Продольное усилие NK, действующее на просте-
нок продольной стены, определяется как равнодейству-
ющая нормальных напряжений по формуле
Nb
,Л4В Fy
4 j
«нт
(8.4)
s !
где ’Л4В — расчетный изгибающий момент от ветровой
нагрузки, передаваемый на поперечную сте-
ну, на уровне рассчитываемого сечения. Вет-
ровая нагрузка собирается на участке здания
длиной I = ~ (здесь Zn и гл соответст-
венно расстояния от рассматриваемой попе-
речной стены до соседних с ней поперечных
стен справа и слева);
F—площадь горизонтального сечения рассчиты-
ваемого простенка;
Sx — расстояние от оси простенка до оси попе-
речной стены.
Вертикальные сечения продольных стен, ослаблен-
ные проемами, должны быть проверены на действие
поперечных сил Т и изгибающих моментов М, возни-
кающих в них при изгибе здания от веторовой нагруз-
ки, подсчитываемых по формулам:
(8.5)
(8.6)
Прочность перемычки считается достаточной, если
соблюдаются условия
«гл F,
(8.7)
м <4“ R?-»cF’ (8-8)
где Q — расчетная поперечная сила от горизон-
тальной нагрузки, воспринимаемая попе-
речной стеной в уровне перекрытия, при-
мыкающего к рассчитываемым перемыч--
кам;
Яэт—расстояние между серединами проемов,
разделенных перемычкой (высота этажа);
— расстояние от оси проема в продольной
стене до оси поперечной стены;
L — длина поперечной стены, а при учете по-
лок наружных продольных стен — расстоя-
ние между ними;
— пролет перемычки (в свету);
с —высота перемычки или пояса (в свету);
F — поперечное сечение перемычки или пояса;
Ягл; Rp и — соответственно расчетные сопротивления
кладки главным растягивающим напря-
жениям и растяжению при изгибе по пе-
ревязанному сечению, принимаемые по
табл. 3.11 и 3.12.
Если сопротивление кладки недостаточно, пере-
мычка должна быть усилена продольным армировани-
ем или железобетонными балками, рассчитываемыми
на изгиб и на скалывание от момента М и поперечной
силы Т.
Поперечные стены рассчитываются на внецентрен-
ное сжатие при эксцентриситетах из их плоскости, а
также от действия в их плоскости изгибающих момен-
88
Глава 8. Статический расчет каменных, зданий
тов, продольных и поперечных сил, возникающих от го-
ризонтальной нагрузки, собранной с участка длиной
.__А1~4~^л
“ 2 ’
Расчет поперечных стен на скалывающие напряже-
ния производится по формуле
RQKhL, (8.9)
Iх
где
^ск = Г ^гл (^гл 4~°о) , (8.10)
— расчетное сопротивление скалыванию клад-
ки, обжатой продольной расчетной силой N, определя-
емой с коэффициентом перегрузки п=0,9;
a0 = lV/F; (8.11)
h — толщина поперечной стены на участке, где эта
толщина наименьшая, при условии, что размеры этого
участка превышают '/< высоты или длины стены;
L — длина поперечной стены или при работе попе-
речных стен с продольными — расстояние между ося-
ми продольных стен;
Р- — коэффициент неравномерности распределения
касательных напряжений
S0L
(8.12)
J '
So — статический момент части сечения, находя-
щейся по одну сторону от оси, проходящей через центр
тяжести сечения;
J —момент инерции всего сечения относительно
оси, проходящей через центр тяжести сечения.
При прямоугольных сечениях р=1,5; для тавро-
вых и двутавровых сечений разрешается принимать со-
ответственно р. —1,35 и р =1,15. Расчетное сопротив-
ление скалыванию кладки, усиленной продольной арма-
турой, определяется по формуле (8.10), при этом при-
Ра Ra
нимается Кгл — , где ра — процент армирования
по вертикальному сечению стены, Fa— расчетное соп-
ротивление арматуры.
При наличии в поперечных стенах проемов их пе-
ремычки должны быть проверены по формулам (8.7) и
(8.8) на восприятие поперечных сил и изгибающих
моментов А1п, которые определяются по формулам:
_ QFZ3T Iх
L
Т1п
(8.13)
Л1,
(8.14)
2
Расчет стен крупноблочных зданий на вертикаль-
ную и горизонтальную нагрузки производится анало-
гично расчету стен из мелкоразмерных штучных мате-
риалов. В крупноблочных зданиях учет совместной ра-
боты поперечных и продольных степ возможен только
при конструктивной связи этих стен между собой бло-
ками, шпонками или другими способами, обеспечиваю-
щими восприятие вертикальных сдвигающих усилий,
возникающих в плоскости сопряжения этих стен.
Проверка прочности поперечных стен крупноблоч-
ных зданий (без учета продольных стен) производится
на расчетные нагрузки в отношении двух осей: оси в
плоскости стены у—у и оси, перпендикулярной ей, из
плоскости стены х—х.
Расчет поперечной стены в ее плоскости произво-
дится на внецентренное сжатие от вертикальной про-
дольной силы N, определенной с учетом момента от
горизонтальной (ветровой) нагрузки Q.
Расчет поперечных стен в плоскости оси х—х про-
изводится на осевое или внецентренное сжатие в зави-
симости от способа приложения вертикальных нагрузок
от перекрытий. Поперечные стены также должны быть
проверены на главные растягивающие напряжения по1
формуле (8.10), а при наличии проемов в местах пере-
мычек— по формулам (8.7), (8.8), (8.13) и (8.14).
При конструктивном сопряжении продольных и по-
перечных стен перевязкой блоками или шпонками дол-
жна быть проверена надежность этого сопряжения при
восприятии вертикальной силы Т, вызывающей сдвиг
одной стены по отношению к другой. Эта сила от гори-
зонтальной нагрузки определяется по формуле (8.3).
При различии напряжений в сопрягаемых стенах
или в случае если последние выполнены из материалов,
имеющих различные деформационные свойства, должно
быть учтено дополнительное сдвигающее усилие Т". Та-
ким образом:
Т=Т'+Т"*. (8.15)
Усилие Т t в шпонке верхнего этажа (номер t) мож-
но определить по формуле
. 1 > 2 (А <тПОп — пр) ^пр t2
= t t х
* =i k=\
о,пр и Опоп —нормальные напряжения в осно-
вании продольной и поперечной стен в пред-
положении их раздельной работы;
Fnp—площадь горизонтального сечения
простенка продольной стены, примыкающего
к поперечной стене;
ГГ— расстояние от верхней шпонки до
фундамента;
/73д —высота стен (от верха фундамента
до карнизаЩ
^ЭТ Яэт
___^пр . _ Fnp А
£поп (1 + М 1
—расстояние от k-й шпонки до осно-
вания;
£11р и Епоп—модули деформации продоль-
ной и поперечной стен;
d—толщина поперечной стены;
аш—глубина заделки шпонки в попереч-
ной стене.
Глубина заделки шпонки в поперечную стену Дщ,
принимается равной фактической, но не более ^пр9,
где при шпонках с прямоугольным вертикальным се-
чением
* Если фундаменты продольных и поперечных стен не обе-
спечивают равномерной осадки стен, следует учитывать сдви-
гающее усилие Т"г9 возникающее в плоскости сопряжения, сте»
в связи с их неравномерной осадкой.
8.3. Расчет стен и столбов зданий с гибкой конструктивной схемой
89“
Ч = (8Л7)
где h ш и —высота и толщина перевязывающей
шпонки.
В tn-'л шпонке усилие Тт определяется »по фор-
муле
Т"т=Т" (8-18)
Напряжения в основании стен от собственного
кладки
^поп.е.в
2400-2,8-8
10*
= 5,3S кГ/см2,
1100-2,8-8
°пр.с.в jq4 = 2,46 кГ/см2.
Напряжения в основании стен от перекрытий
веса’
Сечение шпонок должно удовлетворять условию:
для бетонных шпонок или перевязывающих блоков
°поп.пер
4.8-8-103
100-20 ~
= 19,2
кГ/см2;
Г 1,2Яр Fcp нт
(8.19)
для кирпичных перевязывающих блоков
т < 0,£Rcp fcp. нт
(8.20)
О =0
пр.пер
Полные напряжения
апоп = 5>38 + 19>2 = 24>6 кГ/см2-,
°’11р = 2,46 кГ/см2.
50 000
А =----------= 0,25; 4 с — о
200 000 ’ ’ поп °пр
где R р —расчетное сопротивление бетона растяжению;
Лер—расчетное сопротивление кирпичной кладки
срезу при разрушении по кирпичу;
Fcp нт—площадь среза за вычетом вертикальных
швов, попадающих в сечение среза.
Кладка стен в местах заделки шпонок должна быть
проверена на местное сжатие. Кроме этого, при про-
верке поперечной стены на действие главных растяги-
вающих напряжений, возникающих по грани стены от
действия сил Т, может потребоваться в верхних эта-
жах горизонтальное армирование или усиление связей
между блоками.
При расчете стен каркасных зданий с железобетон-
ным или стальным каркасом и каменным заполнением,
расположенным в плоскости каркаса, на действие вет-
ровых нагрузок в плоскости стены определение ее гори-
зонтальных прогибов рекомендуется производить с
учетом работы каменного заполнения. В этом случае
расчетное значение горизонтальной проекции усилия в
условных раскосах не должно превышать .величин, под-
считываемых по формулам (126) и (127)
СНиП П-В.2-62 {1]. Расчет прочности каркаса произ-
водится на полную ветровую нагрузку без учета уча-
стия в его работе каменного заполнения.
Пример. 8.1. Определить максимальное сдвигаю-
щее усилие Т", действующее на шпонку в верхнем эта-
же восьмиэтажного здания, в вертикальном сечении
сопряжения продольных и поперечных стен, выполнен-
ных из различных материалов и различно нагружен-
ных. с
Основные расчетные данные: наружные стены из
крупных легкобетонных блоков толщиной 32 см, 7пр =
= 1100 кг/м3, £пр =50 000 кГ/см2. Ширина простенка
наружной стены 2,1 м. Внутренние стены толщиной
20 см из крупных бетонных блоке® 711О11 =2400 кг/м3,
ЕпоП —200 000 кЩсм2. Высота этажа Яэт =2,8 м.
Нагрузка от перекрытий на поперечную стену при рас-
стоянии между поперечными стенами 6 м равна 4,8 т/м.
Расстояние от верхней шпонки до основания //'=22 м.
Глубина заделки шпонки в поперечную стену 40 см.
Высота стен Нзй =23,4 м.
Решение. Расчет выполняем по формуле (8.161.
= 0,25-24,6 — 2,46 = 3,7 кГ/см2.
Епп = 210-32 = 6720 см2- \ = 7
“Р 40
8 8
2 & =204; 2 (2 +?) = 676-
/г=1 fc=l
1— —-!-
2НЗЛ
= 1
0,25-6720
fi = ^W^r = 0’026:
22
г^ = °’53:
кк2 3Q7noI2° 82 0.53 = 4450 кГ.
204 + 0,026-676
8.3. РАСЧЕТ СТЕН И СТОЛБОВ ЗДАНИЙ
С ГИБКОЙ КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМОЙ
Статический расчет стен и столбов одноэтажных
зданий с учетом упругой податливости опор произво-
дится как расчет рамной системы, стойками которой
являются столбы и стены, а ригелями—несущие покры-
тия. Для расчета выделяют один ряд поперечных кон-
струкций между серединами смежных продольных про-
летов. В этих пределах и собираются нагрузки, дейст-
вующие на поперечную раму*.
Несущие стены в местах опирания на них ферм,
прогонов, подкрановых балок и тому подобных нагру-
зок усиляются пилястрами. В этом случае стена-стой-
ка рамы имеет тавровое сечение. Расчетная ширина-
полки таврового сечения стены принимается в зависи-
мости от конструкции опирания верхнего покрытия на
сгену. Если конструкция покрытия обеспечивает рав-
номерную передачу давления по всей длине стены (на-
пример, опирание плиты покрытия), за ширину полки
тавра принимается полная ширина простенка, а в глу-
* Применение внутренних стоек из кирпича или из других-
каменных материалов в зданиях при наличии в них кранов
требует технико-экономического обоснования. Обычно здесь-
предпочтительнее железобетон.
'90
Глава 8. Статический расчет каменных зданий
хих стенах — вся длина стены между серединами при-
мыкающих к пилястре пролетов.
Если давление от перекрытия передается на стены
через отдельные площадки (опорные плиты ферм, про-
гонов и т. п.), ширина полки таврового сечения стойки
Принимается изменяющейся по закону треугольника.
Ширину полки в нижней части стойки принимают рав-
ной 0,5 Н (где Н—высота стены) в каждую сторону от
края пилястры.
Допускается принимать ширину полки постоянной,
равной lJ3H в каждую сторону от края пилястры, но не
более расстояния до грани проема. При тонких стенах
с пилястрами, если толщина стены (полки тавра)
меньше 0,1 высоты сечения пилястры, сечение полки не
учитывается. Высоту стены-стойки рамы И считают
равной расстоянию от верхнего обреза фундамента
(при наличии вышерасположенных бетонного пола и
отмостки) до низа опорной части покрытия.
Стены зданий с упругой конструктивной схемой
рассчитывают для двух стадий готовности здания.
1. Для стадии, когда стены и столбы возведены, а
покрытие не установлено. В этом случае моменты М и
продольные силы N в них определяются как для кон-
сольных стоек, заделанных в грунт. Если стойка по вы-
соте меняет сечение, что обычно имеет место при опи-
рании на пилястры стен подкрановых балок, то при
определении моментов в стойке необходимо учитывать
смещение ее оси.
Если в сочетании с другими нагрузками, действую-
щими на стойку до установки покрытия, ветровая на-
грузка вызывает опасные напряжения, то необходимо
предусмотреть постановку временных креплений, не
увеличивая сечений против требуемых по расчету для
законченного здания.
2. Для второй стадии, когда здание полностью за-
кончено и его элементы находятся под воздействием
эксплуатационных нагрузок. В этом случае стены и
столбы, расположенные в одном поперечном ряду, рас-
сматриваются как стойки рамы, шарнирно связанные
вверху с абсолютно жестким ригелем. Для статического
расчета рамы обычно вводятся следующие допущения:
а) поперечная рама рассматривается как плоская
конструкция, не связанная с соседними рамами;
б) нижние концы стоек заделаны в грунт, верхние
шарнирно связаны с ригелями;
в) стойки считаются выполненными из упругих ма-
териалов, жесткость стоек EJ принимается .исходя из
модуля упругости Е=О,8£о и момента инерции /,
вычисленного при наличии проемов по ослабленному се-
чению (по простенкам), причем расчетная ширина пол-
ки тавра не должна превышать величины 77/3 в каж-
дую сторону от края пилястры;
г) кладка работает полным сечением (не учитыва-
ется раскрытие швов).
Указанные допущения достаточно условны, в свя-
зи с этим наряду с данными расчетов необходимо стро-
го придерживаться имеющихся в нормах конструктив-
ных ограничений, касающихся максимальных гибкостей,
марок материалов, максимальных эксцентриситетов и
т. д. Усилия в стойках многопролетной рамы определя-
ются в предположении, что нагрузка прикладывается
последовательно к каждой стойке. Итоговые усилия
можно определить, пользуясь принципом независимости
действия сил, как сумму отдельных частных значений.
Готовые формулы для расчета таких рам даны в
табл. 8-3.17' расчетно-теоретического тома [7]. Расчет
рамы сводится к определению горизонтальных реакций
верхних опор/Ттовде чего стойки рассчитываются как
консоли, загруженные приложенными к ним непосред-
ственно нагрузками и реакциями верхних опор.
Расчет стен, имеющих горизонтальные упругие опо-
ры в виде ветровых ферм или поясов. Если стена под-
держивается горизонтальным поясом или ветровой
фермой, то величину расчетного изгибающего момента
от ветровой нагрузки удобно определять по формуле
М = М0 + М', (8.21)
где /Ио — расчетный изгибающий момент в рассчиты-
ваемом сечении для стены, рассматривае-
мой как балка с заделкой внизу и непод-
вижной шарнирной опорой вверху;
М’ = АГ — дополнительный момент в том же сечении,
вызванный горизонтальным перемещением
упругой верхней опоры (ветрового пояса);
Г — расстояние от верхней упругой опоры до
рассчитываемого сечения;
А—'горизонтальная сила на уровне верхней
опоры при ее перемещении /
л=ЗпЕ^ (8 22)
где п — коэффициент перегрузки для сил, вызы-
вающих поперечный изгиб;
f — прогиб стены у верхней опоры; величина
/ определяется при расчете ветрового поя-
са на горизонтальную нагрузку;
Н — расчетная высота стены (от уровня задел-
ки внизу до верхней упругой опоры);
Еи и JK — модуль упругости кладки и момент инер-
ции сечения стены.
Направление силы А (и, следовательно, ее знак)
принимается то же, что и направление ветровой на-
грузки. Если по высоте стены имеется несколько гори-
зонтальных поясов, то эпюра моментов вертикальной
расчетной полосы стены может быть определена как
для неразрезной балки, заделанной внизу и опираю-
щейся на упругие опоры в уровне расположения гори-
зонтальных поясов.
При подсчете величин N и М с учетом ветровой на-
грузки во второй стадии готовности здания все рас-
четные нагрузки, кроме собственного веса, принима-
ются с коэффициентом перегрузки 0,9. Если нагрузка
от собственного веса уменьшает суммарный изгибаю-
щий момент, расчетные значения этой нагрузки следу-
ет рассматривать при двух вариантах коэффициентов
перегрузок 0,9 и 1,1.
После определения величин N и М несущую спо-
собность сечений определяют в зависимости от величи-
М
ны е0 = —.
8.4. ДЕФОРМАЦИОННЫЕ ШВЫ
Во избежание появления трещин, вызываемых тем-
пературно-усадочными напряжениями, стены зданий
разрезают вертикальными деформационными швами.
Различают швы температурные и осадочные.
Температурные швы разрезают здание до фунда-
мента. Максимальные расстояния между температур-
ными швами принимаются по табл. 8.7.
Максимальные расстояния между температурными
швами в зданиях со стенами из крупных бетонных бло-
ков принимаются по табл. 8.7, как для кладки из
обыкновенного глиняного кирпича. При стенах из круп-
ных силикатных блоков или блоков, изготовленных из
силикатного кирпича, расстояние между температурны-
8.4. Деформационные швы
91
ми швами принимается по табл. 8.7, как для кладки
из силикатного кирпича.
Таблица 8.7
Максимальные расстояния 8/ между температурными
швами в стенах отапливаемых зданий
Расстояние дежду температурными в м швами
Расчетная зимняя наружная температура в град при кладке из обык- новенного глиняного кирпича и керамиче- ских камней при кладке из сили- катного кирпича и бетонных камней
Марки растворов
100—50 25—10 4 100—50 25—10 4
Ниже—30 От—21 до—30 50 60 75 90*. 100 120 30 40 40 50 50 60
От—11 до—20 —10 и выше S0 100 120 150 150 200 45 50 60 75 80 100
Примечания: 1. Для кладки из природного кам- ня расстояния между температурными швами принима- ются как для кладки из силикатного кирпича с умно- жением на коэффициент 1,25. 2. Расстояния, указанные в табл. 8.7, должны умень- шаться путем умножения на коэффициенты: 0,7—для стен закрытых неотапливаемых зданий; 0,5—для от- крытых каменных сооружений. 3. Для стен из бутобетона расстояния между темпе- ратурными швами принимаются в два раза меньше, чем для кладки из бетонных камней на растворах ма- рок 100—50, но не менее 20 м для стен внутри здания или в грунте и не менее 10 м для открытых сооруже- ний. 4. В подземных сооружениях, расположенных в зоне промерзания грунта, расстояния между температурными швами в каменных стенах могут быть увеличены в два раза. 5. Для стен из комбинированной кладки, например из глиняного кирпича, облицованного силикатным кир- пичом, максимальные расстояния между температурны- ми швами могут определяться как среднее значение между расстояниями, приведенными в табл. 8.7 для кладки из глиняного и силикатного кирпича.
Если расстояние между температурными швами
превышает предельное, указанное выше, должно быть
предусмотрено усиление стен арматурой, восиринима-
ющей температурные напряжения. Усилению армирова-
нием подвергается средний участок отсека между шва-
ми. Длина в метрах этого участка определяется фор-
мулой
Г = l — st + T, (8.23)
где I — расстояние между температурными швами;
Sf — максимальное расстояние между температур-
ными швами* по табл. 8.7.
Арматура усиления размещается в сплошных сте-
нах в уровнях междуэтажных перекрытий, а в стенах
с проемами — в междуоконных поясах. По толщине
стены арматура располагается равномерно в стенах не-
отапливаемых зданий; в стенах отапливаемых зданий
арматура должна сдвигаться к наружной стороне сте-
ны так, чтобы центр тяжести арматуры отстоял от на-
ружной стороны стены на расстоянии '/з ее толщицы..
Усилие, которое должно быть воспринято армату-
рой, определяется по формуле
Na = n (—-О^Р^пояе- <8-24>
где п— коэффициент, учитывающий характер рас-
пределения температурных напряжений по
толщине стены; для неотапливаемых зданий
п=1, для отапливаемых зданий п = 0,5;
7?Р — нормативное сопротивление кладки осевому
растяжению по перевязанному сечению,
принимаемое равным — 2,2
Епояс — площадь поперечного сечения армируемого
пояса кладки в пределах этажа.
В стенах без проемов под поясом кладки понима-
ется стена высотой на весь этаж. В стенах с оконными
проемами под поясом понимается полоса стены от
оконной перемычки до подоконника верхнего проема.
При ослаблении стен балконными дверями, нишами и
т. п. сечение армируемого пояса принимается по неос-
лабленному сечению. Площадь поперечного сечения ар-
матуры в пределах армируемого пояса кладки опреде-
ляется по формуле
Fa = Na/Ra. (8.25)
Все расчетное сечение арматуры Fa может укла-
дываться только в средней части армируемого участка
на длине 2/з/'.На крайних участках сечение арматуры
может быть уменьшено до 2/3 Fa. Швы в стенах, свя-
занных со стальными или железобетонными конструк-
циями, должны совпадать со швами в этих конструк-
циях.
Осадочные швы разрезают здание по всей высоте,
включая и фундамент. Осадочные швы должны быть
предусмотрены во всех случаях, когда можно ожидать
неравномерную осадку основания здания, как, напри-
мер:
а) в местах сопряжения участков здания, располо-
женных на разнородных или обжатых и необжатых
грунтах (при разновременном возведении отсеков зда-
ния) ;
б) при пристройке к существующим зданиям;
в) при разнице в высотах отдельных частей зда-
ния, превышающей 10 м, если в проекте не предусмот-
рены распределительные пояса, выравнивающие рас-
пределение давления в кладке;
г) при разнице в ширине подошвы и глубине зало-
жения фундаментов соседних стен, когда разница рас-
четных деформаций основания превышает величину
предельных деформаций, указанных в главе СНиП
П-Б.1-62.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 8
1. Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проекти-
рования. СНиП II-B.2-62. М.., 1*962.
2. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проек-
тирования. СНиП II-В.1 -62, М., 1962.
3. Дмитриев А. С., Семенцов С. А. Каменные и
армокаменные конструкции. Стройиздат, 1965.
4. О н и щ и к Л. И. Каменные конструкции. Стройиздат,
1939.
5. Пол яко в С. В., Ф а ле вич Б. Н. Проектирование ка-
менных н крупнопанельных конструкций. Изд-во «Высшая шко-
ла^, 1966.
6. С е м е н ц о в С. А. Расчет каменных и армокаменных
конструкций по расчетным предельным состояниям. Госстрой -
нздат, 1*955.
7. Справочник проектировщика. Расчетно-теоретический. Гос-
стройиздат,, 1961,
ГЛАВА 9
СТЕНЫ ИЗ КИРПИЧА, КЕРАМИЧЕСКИХ И БЕТОННЫХ КАМНЕЙ
И ПРИРОДНОГО КАМНЯ
9.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ.
КЛАССИФИКАЦИЯ СТЕН
При проектировании зданий следует применять ме-
стные материалы и по возможности полностью исполь-
зовать расчетные сопротивления кладки. Для этой цели
в малоэтажном строительстве и в верхних этажах
многоэтажных зданий рекомендуется применять легкие
материалы и облегченные стены с термоизоляционными
материалами.
В зависимости от вида каменных материалов сте-
ны применяют кирпичные, из керамических, бетонных
и природных камней, из крупных блоков и панелей.
По отношению к нагрузкам, которые передаются на
стены в соответствии с принятой конструктивной схе-
мой здания, различают несущие, самонесущие и навес-
ные стены. Несущие стены кроме собственного веса
принимают на себя нагрузки от перекрытий, ферм,
кровли, кранов, давление от ветра и т. п. Самонесущие
стены несут нагрузки главным образом от собственно-
го веса стен всех вышележащих этажей, от балконов и
ветра. Навесные стены применяют в панельном строи-
тельстве, и они не несут никаких других нагрузок, кро-
ме собственного веса и ветра в пределах одной панели.
По структуре стены разделяют на стены сплошные,
состоящие из одного какого-либо материала, и облег-
ченные, в которых часть основного несущего матери-
ала заменяется воздушной прослойкой, бетоном, засып-
кой шлаком и т. п.
9.2. СТЕНЫ ИЗ СПЛОШНОЙ КЛАДКИ
Сплошные стены выполняют из кирпича всех ви-
дов, керамических и бетонных камней и природного
камня. Для наружных стен целесообразно применять
пустотелые кирпич и камни как более эффективные в
отношении теплоизоляции.
Кладка стен ведется, как правило, на тяжелых
растворах с объемным весом 7 >1500 кг/м3. Легкие
растворы, в которых в качестве заполнителя применя-
ются котельный шлак, золы и т. п., увеличивают дефор-
мации кладки и снижают ее прочность, незначительно
повышая теплосопротивление стены. Вследствие этих
недостатков легкие растворы целесообразно применять
только в районах, где отсутствует горный или речной
песок, и легкий заполнитель окажется более эконо-
мичным.
Стены из кирпича и керамических
камней. Для кирпичных стен применяют кирпич
глиняный, силикатный, шлаковый, легкий (см. гла-
ву 1). К кирпичным относятся также и стены из пусто-
телых керамических материалов, включая и керамиче-
ские камни, по объему равные двум кирпичам в клад-
ке, поскольку их прочностные показатели близки ®
кирпичной кладке.
Основное требование к кладке— соблюдение пра-
вил ее перевязки. Требования к перевязке кладки сле-
дующие:
1. Не менее одного тычкового ряда из кирпича»
толщиной 65 мм на шесть рядов и из кирпича толщи-
ной 88 мм — на четыре ряда кладки.
2. Для кладки из камней правильной формы при»
высоте ряда до 200 мм — не менее одного тычкового»
ряда на три ряда кладки.
3. При перевязке стальными скобами — одна связь,
сечением не менее 0,2 см3 на 0,5 м2 поверхности стены..
Связи должны быть равномерно распределены по вы-
соте и длине стены.
Более редкая перевязка кладки приводит к сниже-
нию ее прочности. Так, при испытании на осевое сжа-
тие кладки с перевязкой через семь-восемь рядов вмес-
то пяти прочность ее снижается на 5—10%- При пере-
вязке же через 10 рядов снижение прочности может-
достигнуть 20—25% по сравнению с нормальной пе-
ревязкой. При внецентренном и местном сжатии ухуд-
шение перевязки приводит к еще большему понижению»
прочности кладки.
В настоящее время широко применяются две сис-
темы перевязки: однорядная (цепная) и многорядная
Прочность обеих кладок на прочных растворах (мар-
ки 50 и выше) практически одинакова. На слабых ра-
створах кладка с цепной-леревязкой несколько прочнее.
Многорядная система перевязки менее трудоемка по
сравнению с цепной перевязкой Цепную перевязку
кладки следует предусматривать при выполнении ее
методом замораживания.
Типы кладки из кирпича с цепной и многорядной
перевязкой приведены на рис. 9.1. На рис. 9.1, е показан,
способ кладки углов и обрамления проемов с наимень-
шим употреблением неполномерного кирпича.
Сплошную- кладку из кирпича целесообразно при-
менять в промышленном строительстве и нижних эта-
жах многоэтажных зданий; в этих условиях сплошное-
сечение кладки обычно требуется по расчету прочности.
В малоэтажном строительстве применение сплошного,
кирпича приводит к излишней толщине стен и пере-
расходу материалов вследствие низких его теплоизо-
ляционных свойств. Поэтому в малоэтажном строитель-
стве с нормальным влажностным режимом помещений'
следует применять более легкие материалы и конструк-
ции: пустотелый кирпич, керамические и бетонные кам-
ни и облегченные кладки. Они более эффективны в от-
ношении теплоизоляции помещений, что видно из
табл. 9.1, где приведены значения теплосопротивления
9.2. Стены из сплошной кладки
93
«стен из кирпича разных видов и керамических камней
is зависимости от условий эксплуатации зданий.
Рис. 9.1. Перевязка кладки из кирпича
&— цепная; б — многорядная; в — сопряжение стен под прямым
углом и обрамление проема по системе многорядной перевязки;
/ — лицевой кирпич; 2 — кирпич глиняный илн силикатный:
3 — заполнение раствором со щебнем (условно показана че-
тверка)
Таблица 9.1
-Теплвсоиротивление Ro кирпичных стен на тяжелом
растворе (без учета отделочных слоев)
.Кирпич Усло- вия экс- плуата- ции Rq стен толщиной в см
38 51 64
Глиняный обыкновенный (ГОСТ 530—54) А 0,81 1,03 1,25
Б 0,73 0,92 1,1 1,16
Силикатный (ГОСТ 379—53) . А 0,76 0,96
Б 0,69 0,86 1,03
Пустотелый -с 19 и 32 пусто- тами (ГОСТ 6316=г-р5,) с объем- ным весом: у—1300 кг{м* А 1,02 1,31 1,6
Б 0,87 1,11 1,34
у= 14-50 „ А 0,87 1,1 1,03 1,34
Б 0,82 1,25
Трепельный (ГОСТ 648—41) ; у=1000 ка/№ А 1,13 1,46 1,78
Б 1,02 1,31 1,6
Шлаковый (ГОСТ 1148—41) у=1400 кг[м3 А 0,87 1,11 1,34
Б 0,81 1.03 1,25
Из керамических пустотелых камней (ГОСТ 6328—55) у=1400 кг]м& А 1,02 1,31 1,6
Б 0,87 1,11 1,34
Примеча ние. Условия эксплуатации принимают
в зависимости от влажностного режима томещения и
зон влажности по табл. 2 главы СНиП II-А .7-62 ,тре-
ительная теплотехника. Нормы проектирования» Г1В1.
При применении достаточно простых типов пу-
стотелых керамических материалов оказывается воз-
можным уменьшить толщину наружных стен зданий
на 20—25% н снизить вес их на 35—40%.
Основные типы стен и способ перевязки кладки
из пустотелых керамических камней приведены на
рис. 9.2.
Рис. 9.2. Стены из пустотелых кера-
мических камней
а — без облицовки; б — с лицевой клад-
кой из кирпича; в — с лицевой кладкой из
керамических камней; 1 — лицевой кирпич;
2 — лицевые керамические камни; 3 — сте-
новые керамические камни
Стены из бетонных камней. Сплошные
камни из тяжелого бетона применяют для фундамен-
тов, цоколей, стен подвалов, влажных и мокрых поме-
щений, а также стен неотапливаемых зданий. Для
стен помещений с нормальной влажностью применяют
главным образом пустотелые легкобетонные камни.
Из бетонных камней могу:' выполняться стены из
сплошной кладки, а также с облицовкой снаружи кир-
пичом. Основные типы стен и перевязка кладки из бе-
тонных камней приведены на рис. 9.3—9.5.
Поперечная перевязка кладки из камней с щеле-
видными пустотами выполняется чередованием в рядах
94
Глава 9. Стены из кирпича, керамических и бетонных камней
Рис. 9.3. Стены из легкобетонных камней
а — из пустотелых камней с щелевидными пустотами; б — из
камней из ячеистого бетона; 1 — целый камень; 2— продольная
половинка
Рис. 9.4. Стены из легкобетонных камней с тычковой пе-
ревязкой
а — из целых камней; б — из целых и половинных камней; 1
ложковый камень; 2— тычковый камень; 3—продольная по-
ловинка сплошная или с пустотами; 4 — сплошная продольная
половинка
целых камней и продольных пустотелых половинок
(см. рис. 9.3). Таким же образом осуществляется пере-
вязка и кладка из камней из ячеистого бетона, кото-
рые выпускаются без пустот и с продольными половин-
ками.
Кладка из сплошных кам-ней и камней с крупными
пустотами стен толщиной 390 и 590 мм производится
обычно с тычковой перевязкой. При наличии продоль-
ных половинок могут проектироваться стены также
толщиной 490 мм (см. рис. 9.4, б). Крупные пустоты
в камнях в большинстве случаев засыпаются шлаком.
Рис. 9.5. Стены из легкобетонных камней с кирпичной
облицовкой
а— с перевязкой прокладными рядами; б — с металлическими
скобами; 1 — наружная облицовка толщиной в 1/2 кирпича; 2 —
целый легкобетонный камень; 3— стальные скобы; 4— про-
кладной кирпичный ряд; 5—продольная половинка пустотелая
Не засыпать шлаком пустоты возможно только в юж-
ных районах.
При отсутствии продольных половинок кладка из:
камней с щелевидными пустотами и из ячеистого бе-
тона также может быть перевязана тычковыми ряда-
ми.
Недостатком стен из камней с крупными пустота-
ми является необходимость заполнения пустот термо-
изоляционным материалом, который может со време-
нем частично осесть и вследствие этого могут ухуд-
шиться теплоизоляционные свойства стены. Кроме того,
прочность кладки из камней с крупными пустотами на
20—25% ниже прочности кладки из камней с щелевид-
ными пустотами.
Стены из легкобетонных камней пониженной моро-
зостойкости, например на шлаках бурых или смешан-
ных углей, сжигаемых на топливных решетках, рекомен-
дуется выполнять с лицевой кладкой из кирпича. Пере-
вязка кладки стены с лицевой кладкой в большинстве
случаев производится прокладными кирпичными рядами
(см. рис. 9.5). Для лицевой кладки кроме лицевого
кирпича (ГОСТ 7484—55) может применяться также
кирпич силикатный или глиняный пластического и по-
лусухого прессования. При применении для перевязки
скоб они должны быть оцинкованы или защищены от
коррозии покраской горячим битумом, асфальтовым
лаком или раствором марки не ниже 25.
Теплотехнические свойства стен из легкобетонных
камней зависят от объемного -веса бетона, вида запол-
нителя, типа камня и наличия засыпки крупных пустот
теплоизоляционным материалом. Теплосопротивление
основных типов стен из легкобетонных камней, изго-
товленных на котельном шлаке и из ячеистого бетона,
приведено в табл. 9.2.
9.3. СТЕНЫ ИЗ ОБЛЕГЧЕННОЙ КЛАДКИ
В облегченных стенах часть кладки заменяется
легким бетоном, термовкладышами, шлаком и тому
подобными минеральными засыпками. В результате
применения наиболее облегченных видов кладок удает-
ся уменьшить расход кирпича в наружных стенах на •
9.3. Стены из облегченной кладки
95
Таблица 9.2
Теплосопротивление /?с стен из легкобетонных камней
(без учета штукатурок)
1. Для условий эксплуатации Б
Тип кладки g и 3 и о о RJ К к з- § Ro в м2-ч-град {ккал кладки из*бетонных камней
без засып- ки с засыпкой (Х=0,25)
при объемном весе бе- тона на котельных шлаках в кг{м3
1500 1800 22Oo|15Oo|18Ooji22OO
Из камней с щелевидными пустотами (рис. 9.3) Из камней с крупными пусто- тами и тычковой перевязкой (рис. 9.4) С кирпичной облицовкой и с прокладными рядами (рис. 9.5,а): из камней с щелевидными пу- стотами из камней с крупными пу- стотами То же, с перевязкой скобами (рис. 9.5,6) из камней с щеле- видными пустотами 19 29 39 49 39 59 52 52 42 52 0.64 0,87 1,11 1,35 0,84 1,18 1,25 0.99 1.04 1,28 0,59 0,78 0,99 1,2 0,76 1,08 1,12 0,94 0,95 1,16 0,49 0,64 0,8 0.96 0,67 0,93 1 0,76 0,81 1,02 11 То 1 Т».о III! — СО 4^ II Т- 1 1 1 1 1 Ю ЬЭ СП Illi Is- 11 о — о
2. Для условий эксплуатации А или Б
Рис. 9.6. Стены из кирпично-бетонной кладки с рас-,
положением тычковых рядов
а — в одном горизонтальном ряду; б — вразбежку; 7 — лег-
кий бетон; 2 — тычковые ряды
Тип кладки
в
м*-Ч‘ град {ккал
при объемном ве-
се ячеистого бе-
тона в кг]м3
600 | 800 | 1000
Из камией из ячеистого бето-
на (рис. 9.3,6).................
19
24
29
34
39
А
Б
А
Б
А
Б
А
Б
А
Б
1,28
1.16
1,55
1,41
1.86
1,67
0,99
0,89
1,2
1,08
1,42
1,26
1,63
1,46
1,85
1,64
0,78
0,7
0,94
0,83
1.1
0,97
1,26
1,1
1,42
1.23
30—50%. Вес стен при замене части кладки минераль-
ными засыпками уменьшается примерно на 35%, и со-
ответственно снижаются транспортные расходы. В та-
кой же мере снижаются и трудовые затраты, необхо-
димые на кладку стены и изготовление для нее матери-
алов.
Одной из наиболее распространенных конструкций
облегченных кладок является кирпично-бетонная клад-
ка, состоящая из двух параллельных стенок толщиной
в полкирпича с заполнением внутреннего пространства
легким бетоном (рис. 9.6). Марка легкого бетона наз-
начается по расчету стен на прочность, но не ниже. 10.
Монолитность этого типа стен достигается тычковыми
рядами, заходящими в бетон на полкирпича и распола-
гаемыми через каждые три или пять ложковых рядов
по высоте стены. В стенах толщиной 510 мм и более из
условий удобства производства работ тычковые ряды
кирпича укладываются в одной плоскости, а при мень->
шей толщине стены — вразбежку.
Выполнение этого типа кладки, как показал опыт,
быстро осваивается каменщиком. Она может приме-
няться в строительстве как производственных, так и
верхних пяти этажей многоэтажных жилых и граждан-,
ских зданий.
Широко применялись кладки с вертикальными по-
перечными стенками, два варианта которых показаны
на рис. 9.7. Перевязка кладки в этих вариантах стен
производится тычковыми кирпичами, выпускаемыми из.
продольных стенок и образующими вертикальные кир-
пичные диафрагмы, прочно связывающие кладку. Ди-,
афрагмы располагаются на расстояниях от 0,65 да
1,2 м по длине стены. Образующиеся колодцы заполни,
ются легким бетоном, шлаком или другой минеральной
засыпкой. Не реже чем через 0,5 м по высоте стены
по уплотненной засыпке рекомендуется устраивать ра-
створные армированные диафрагмы, препятствующие
оседанию засыпки в процессе эксплуатации здания.
Кладки с вертикальными поперечными стенками при
заполнении колодцев легким бетоном могут примет
няться в промышленном строительстве и многоэтажных
жилых и общественных зданиях. Кладки с засыпками
следует применять в малоэтажном строительстве. Для
засыпки рекомендуется применять шлак или другие
минеральные материалы, смешанные с небольшим ко-
личеством извести или местных цементов; эти засыпки
приобретают свойства неоседающего заполнения.
Для домов не выше двух этажей могут приме-
няться также стены, состоящие из двух продольных
стенок, связанных растворными армированными ди-
афрагмами и с засыпкой шлаком. Только по краям
простенков в местах обрамления проемов продольные
стенки перевязывают кирпичом, благодаря чему обес-
печиваются дополнительные связи помимо армирован-
ных диафрагм. В растворных диафрагмах, для армиро-
вания которых применяют обычно проволку диаметром
4—6 мм, стержни должны быть защищены раствором.
Толщину растворных швов кирпичной кладки в местах
укладки стержней принимают 15 мм, а толщину ди-
афрагм в средней ее части — 30 мм.
При применении стен с армированными раствор-
ными диафрагмами необходимо учитывать, что гибкие
связи не могут передавать нагрузки от одного слоя на
другой и поэтому каждая из продольных стенок тол-
щиной в '/2 кирпича должна рассчитываться на те на-
грузки, которые приложены к ней.
<96
Глава 9. Стены из кирпича, керамических и бетонных камней
Рис. 9.7. Облегченные стены из кирпича с вер-
тикальными поперечными стенками с перевяз-
кой кладки их
а — в каждом ряду; б — через 3—5 рядов; 1 — про-
дольные кирпичные стенки толщиной в 1/2 кирпича;
2— поперечные вертикальные стенки; 3 — парные
тьщковые кирпичи, выпускаемые из продельных си
нок для перевязки с поперечными стенами; 4— тег
поизоляционный материал; 5 — растворные армиро
ванные диафрагмы
органическим теплоизоляционным материалом: шлаком,
минеральной ватой и т. п. Там, где это оказывается
достаточным по условиям теплоизоляции, допускается
заполнять уширенный шов раствором, на котором ве-
дется кладка стен. Этот тип кладки не требует наруж-
ной штукатурки, что облегчает производство работ.
Рис. 9.8. Стена из кирпичной кладки с уши-
ренным швом
1 — уширенный шов, заполненный теплоизоля-
ционным материалом или раствором; 2 — тычко-
вый ряд
Теплосопротивление наиболее распространенных ти-
пов облегченных кирпичных стен приведено в табл. 9.3.
Облегченные стены могут выполняться также из
легкобетонных камней (рис. 9.9). Две продольные стен-
Рис. 9.9. Облегченная
стена из легкобетонных
камней с теплоизоляцион-
ной засыпкой и армиро-
ванными диафрагмами
1 — кладка из легкобетон-
ных целых камней; 2 — теп-
лоизоляционный материал;
3 — растворная армирован-
ная диафрагма
Наиболее облегченный вариант кирпичной кладки
осуществляется из кирпича, укладываемого на ложко-
вую грань. Толщина каждой из продольных стенок рав-
на */4 кирпича (6,5 см). Существуют варианты таких
стен с двумя и тремя продольными стенками. Стены из
этой кладки дают наибольшую экономию кирпича, но
так как для их выполнения требуются каменщики весь-
ма высокой квалификации, они не получили сколько-
, нибудь значительного распространения.
В небольшом объеме применялись кирпичные сте-
ны с воздушной прослойкой. При выполнении кладки
этого типа трудно заполнить раствором вертикальные
поперечные швы в наружной полкирпичной стенке, в
результате чего имеется опасность охлаждения воз-
душной прослойки и понижения теплосопротивления
стены. Поэтому для стен с воздушной прослойкой тре-
буется наружная штукатурка, значительно понижаю-
гщая экономическую эффективность этой конструкции.
Более целесообразным типом является кирпичная
стена с уширенным швом (рис. 9.8), заполненным не-
ки нз целых камней выкладываются с внутренним про-
межутком, который заполняется термоизоляционным
материалом. Связь между продольными стенками осу-
ществляется растворными армированными диафрагма-
ми.
9.4. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ СТ ГЛ Г
Стены из легких материалов, а также из облегчен-
ных кладок должны проектироваться для ограждения
помещений, как правило, сухих и с нормальной влаж-
ностью воздуха.
Сплошную кладку из обыкновенного кирпича не
следует применять в наружных стенах малоэтажных
зданий, если необходимость этого не вызывается влаж-
ностным режимом помещений или требованиями проч-
ности.
I При выборе типа стен следует руководствоваться СН 344-65
Г61.
9.4. Область применения стен
97
Таблица 9.3
Теплосопротивление облегченных кирпичных стен (без учета штукатурок)
Усло- вия эксплу- атации 38 7?0 в м2‘Ч- град {ккал для стен толщиной в см 1 68
Тип стены 42 51 55 58 64
Кирпично-бетонная (см. рис. 9.6) и с вертикальными поперечными стенками (см. рис. 9.7) с заполнением про- 0,85 0,76 0,92 0,83 Ml 0,99 1,24 1,12 1.37 1,23
странства между стенками легким бетоном у = 1400 кг!м9 С вертикальными поперечными стенками (см. рис. 9.7) . с заполнением пространства между стенками шлаком А Б — 1,44 1,35
у = 1000 кг{мг . ....... С уширенным швом: (рис. 9.8): А Б 1,11 0,95 1,25 1,07 1,57 1,34 — 1,82 1,53 2 04 1,7 2,39 1,86
а) из глиняного обыкновенного кирпича .... . . А — 1,01 (1,37)* —— 1,22 (1,57) — — —
б) из пустотелого кирпича с 19 и 32 пустотами объем- Б — 0,94 (1,17) — 1,07 (1,36) — — —
него веса у = 1300 кг}м9 .................. А 1,21 (1,56) — 1,5 (1,86) — — —
Б — 1,04 (1,31) — 1.26 (1,58) — —• —
то же, у — 1450 кг]мА ............... . . А — 1,06 (1,3) — 1.3 (1,63) — —• —
Б — 0,97 (1,2) —• 1,18 (1,49) — •— —
* Цифры без ск4абки — при заполнении уширенных швов шлакому = 1000 кг]м%, цифры в скобках — при за- полнении уширенных швов минераловатным материалом у =400 kzJm^.
Для стен влажных и мокрых помещений должны
применяться сплошные кладки и в первую очередь из
обыкновенного глиняного кирпича пластического прес-
сования. При применении в этих условиях материалов
следует повышать требования к их физико-механиче-
ским свойствам и применять пароизоляционную защи-
ту кладки с внутренней поверхности стены. Требуемая
пароизоляция определяется расчетом по указаниям
главы СНиП II-A.7-62* [1 в].
Кирпич обыкновенный и пустотелый полусухого
прессования нельзя применять в стенах влажных и
мокрых помещений, а также в фундаментах и цоколях
ниже гидроизоляционного слоя, а выше гидроизоляци-
онного слоя в цоколях без облицовки более морозостой-
ким материалом (кирпичом, природными и бетонными
камнями и плитами и т. п.). Применение кирпича
строительного легковесного и шлакового, как наименее
морозостойких, возможно только в ограждениях сухих
помещений и с нормальной влажностью зданий III и
IV степеней долговечности.
Применение силикатного кирпича в наружных сте-
нах влажных помещений возможно с паро- или гидро-
изоляцией на внутренней поверхности стены. Следует
при этом применять силикатный кирпич марки не ниже
100. Для ограждений мокрых помещений силикатный
кирпич применять не допускается.
Керамические пустотелые камни, как изделия с бо-
лее высокими теплоизолирующими свойствами, долж-
ны применяться в первую очередь в наружных стенах
помещений с влажностью воздуха не выше нормаль-
ной.
Камни пустотелые из легкого бетона следует при-
менять для ограждения помещений сухих и с нор-
мальной относительной влажностью воздуха (не более
60%). Сплошные камни из легкого бетона, изготовлен-
ные на клинкерных вяжущих и из керамзита или ме-
таллургических шлаков, допускается применять для
ограждения влажных помещений зданий III степени
долговечности при защите стен с внутренней поверхно-
сти пароизоляционным слоем.
В помещениях с мокрыми процессами производства,
7 Зак. 805
а также с процессами, связанными с периодической
промывкой стен, необходимо предусмотреть защиту
внутренних поверхностей наружных и внутренних стен
от проникания жидкостей. Эта защита может быть вы-
полнена из облицовочных плиток с тщательным запол-
нением швов раствором, водонепроницаемых пленоч-
ных покрытий или плотной водонепроницаемой штука-
турки. В таких стенах устраивать наружную штукатур-
ку не рекомендуется.
Для стен промышленных зданий с агрессивной
средой производства, а также для стен зданий, под-
верженных воздействию внешней агрессивной среды,
необходимо выбирать материалы, стойкие против кор-
розии или предусматривать антикоррозионную защиту
конструкций. При выборе материалов и способов защи-
ты следует руководствоваться указаниями по проекти-
рованию антикоррозионной защиты строительных кон-
струкций СН 262—67 [7].
Стены из облегченной кладки с засыпками пустот
теплоизоляционными материалами можно применять
только в зданиях III и IV степеней долговечности.
Стены с засыпками нельзя допускать для огражде-
ния цехов, где имеется оборудование, могущее вызвать
сотрясения (электростанции, кузнечные цехи, цехи с
кранами Юти более и т. и.). В этих случаях следует
применять сплошные или облегченные кладки на рас-
творе марки не ниже 25 с заполнением пустот легким
бетоном. При этом в углах и пересечениях облегченных
стен ставятся дополнительные связи из двух прутков
диаметром 6—8 мм, заходящих в каждую из пересека-
ющихся стен не менее чем на 1 м от внутренних их
поверхностей. При значительных сотрясениях стен тре-
буется предусматривать усиление их железокирпичны-
ми поясами или железобетонными обвязками с пло-
щадью сечения арматуры 4—6 см2 на пояс и с располо-
жением их в местах перемычек или на уровне под
крановой балки.
Несущие столбы и простенки производственных
зданий высотой более 5 м должны проектироваться из
кирпича марки не ниже 75, бетонных или природных
камней правильной формы марки не ниже 50. Марки
раствора для этих конструкций назначаются в зави-
98
Глава 9. Стены из кирпича, керамических и бетонных камней
симости от их высоты и наличия кранов по указаниям
и. 1.2.3 и табл. 1.15.
Столбы, несущие крановые нагрузки*, необходимо
армировать сетками, если это даже не требуется по
расчету. Сетки укладываются в горизонтальных швах
кладки нс реже чем через 1,5 м по высоте столба. Ди-
аметр стержней сетки 3—5 мм и расстояние между
стержнями не более 12 см.
При проектировании каменных конструкций виды
кирпича и камней и их минимальную марку следует
назначать в зависимости от вида конструкций, степе-
ни долговечности и влажностного режима помещений.
Рекомендуемые минимальные марки кирпича и камней
для каменных конструкций приведены в табл. 9.4.
Продолжение табл. 9.4
Наименование материалов
Требуемая минималь-
ная марка материа-
лов при степени дол-
говечности зданий
IV. Для подземной кладки и кладки цоколей
ниже гидроизоляционного слоя
Таблица 9.4
Минимальные марки материалов для каменных
конструкций [6]
Грунт
маловлаж-
ный
Наименование материалов
Требуемая минималь-
ная марка материа-
лов при степени дол-
говечности зданий
1 I II I III
I. Наружные стены, сплошные или из облегченной
кладки, помещений сухих и с нормальной
влажностью воздуха
Кирпич глиняный обыкновенный и
пустотелый пластического прессования
То же, полусухого прессования и
кирпич силикатный...................
Кирпич шлаковый..................
Кирпич легкий (трепельный) ....
Камни керамические пустотелые (с
вертикальными пустотами)............
Камни легкобетонные сплошные . . .
Камни пустотелые.................
Камни природные пильные из извест-
няков ..............................
Туфы ............................
75
75
75
50
50
25
50
50
75
75
50
35
15
35
II. Наружные стены сплошные влажных
помещений1
Грунт
очень
влажный
Бетон, бутобетон и камни
бетонные из тяжелого бето-
на у > 1800 кг/м3, за исклю-
чением камней на топливных
шлаках ...................
Кирпич глиняный обыкно-
венный пластического прес-
сования .................
Силикатный.............
Камни природные с объ-
емным весом:
у > 1600 кг/м3 ......
у < 1600 . ............
Бетон, бутобетон, камни
бетонные из тяжелого бето-
на (у > 1800 кг/м3), за ис-
ключением камней на топ-
ливных шлаках.............
Кирпич глиняный I обыкно-
венный пластического прес-
сования .................
100
150
150
75
100
150
50
75
50
35
50
35
25
4
35
Камни природные с объ-
емным весом:
у > 1600 кг/м3........... 200
у < 1600 .............юо
75
100
150
100
50
100
125
150
75
1 С внутренней стороны наружных стен влажных и
мокрых помещений должны предусматриваться паро-
изоляция (определяемая расчетом по главе СНиП
1I-A.7-62) и специальные конструктивные меры, обеспе-
чивающие сохранение нормальной влажности материа-
лов в период эксплуатации помещений.
Кирпич глиняный обыкновенный пла-
стического прессования...........
То же, пустотелый . ...........
Кирпич силикатный.......... .
Камни бетонные сплошные из тяже-
лого бетона у > 1800 «а/лт3, за исклю-
чением камней на топливных шлаках
То же, легкобетонные сплошные . .
Камни природные с объемным ве-
сом:
V > 1600 кг/м3 ............
У < 1600 .....................
150 100 75
— __ 75
— — 100
100 75 50
— — 50
200 150 100
100 75 50
III. Наружные стены сплошные мокрых помещений1
Кирпич глиняный обыкновенный пла- стического прессования 150 125 100
Камни бетонные сплошные из тяже- лого бетона у > 1800 кг/м3, кроме бе- тонов на топливных шлаках 200 150 100
Камни природные тяжелые 300 200 150
* См. сноску на стр. 89.
Природные каменные материалы могут применять;
ся и более низких марок, чем указано в табл. 9.4, если
долговечность их в аналогичных конструкциях подтвер-
ждена опытом прошлого строительства в условиях дан-
ного района.
При применении силикатного кирпича для подзем-
ной кладки и кладки цоколей плоскости ее, соприкаса-
ющиеся с грунтом, должны быть защищены гидроизо-
ляцией. При проектировании стен необходимо стремить-
ся применять конструкции и материалы, имеющие низ-
кий вес и меньшие затраты труда и материалов. Для
ориентирования при выборе конструкций стен и мате-
риалов в табл. 9.5 .приведены технико-экономические
показатели некоторых наиболее часто применяемых ти-
пов стен [6].
9.4. Область применения стен
99
Таблица 9.5
Технико-экономические показатели стен (иа 1 м2 стены) для условий эксплуатации Б
Конструкция стен и материал Сопротивление теп- лопередаче в м2-Ч’град/ккал о Вес в кг Затраты труда в чел.-днях Расход основных материалов и затрат на 1 м2 стены
S Ct С й£ сЗ = ь ны в см
кирпич в шт. (в уСЛОВНОхМ 0J S’ н сх S £ Вяжущее в кг условное топ- ливо в кг электроэнер- гия в квт-ч капиталовло- жения в %
цемент 1 известь
1. 2. 3. 4. Сплошная кладка из кирпича: глиняного обыкновенного силикатного глиняного пустотелого у ~ 1450 кг}/*? То же, из пустотелых керамических камней . . Из легкобетонных камней: с щелевидными пустотами у = 1500 кг/м? с крупными пустотами и засыпкой v = бет = 1500 ка/^8 Облегченные кирпичные стены: с легким бетоном у^ =4400 кг/м? с засыпкой шлаком v = 1000 кг!м? . шл 1 ... 1,12 1,05 1,15 1,13 1,13 1,06 1,14 1,09 64 64 51 51 39 39 58 42 1186 1250 765 780 525 585 1050 760 1,3/0,64* 1,1/0,64 0,98/0,48 0,94/0,47 0,79/0,42 0,84/0,4 1,11/0,6 0,79/0,46 250 250 198 216 131 126 22 . 22 20 14 64 47 40 9 13 102 11 8 4 8 7 5 73 43 48 51 26 27,5 44 35 18 12 14 14 12 12,5 14 9 100 68 75 72 70 73 64 50
* В числителе указаны полные затраты труда на заводах строительстве. увидал на строительстве a t знаменателе — з атраты тол ько на
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 9
I. Строительные нормы и правила.
a) II-B.2-62. «Каменные и армокаменные конструкции».
1 осстройиздат, 1962.
6 J)™'6"62" «Ограждающие конструкции». Госстрой-
издат, 1963.
в) Ч’Д7*62*’ «Строительная теплотехника». Госстрой-
издат, 1964. н
2. С е м е н ц о в С. А. Современные проблемы строительных
конструкции. В сб. «Каменные конструкции», М_, 1953.
^митРиев А. С. Каменные конструкции Состояние и
перспективы развития, М., i960. м^иадие и
пустотами,‘м’,’ Г»" А* С* КаМ™ кеРамическиа со щелевидными
М 5*954 аРанФилов Т. С. Облегченные каменные стены,
Указания ПО выбору типов стен из каменных материалов
при проектировании зданий (СН 344-65). Стройиздат. 1966.
7. Указания по проектированию антикоррозионной защиты
строительных конструкций (СН 262—67). Стройиздат, 196S.
ГЛАВА JO
СТЕНЫ ИЗ КРУПНЫХ БЛОКОВ—ИЗ БЕТОНА, КИРПИЧА
И ПРИРОДНОГО КАМНЯ
10.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Для стен применяются крупные блоки из различ-
ных материалов, описанные в п. 1.1.4. Основные преи-
мущества крупноблочных зданий по сравнению с обыч-
ными кирпичными:
уменьшение трудоемкости работ, выполняемых на
месте постройки, на 20—25%;
повышение сборности зданий, сокращение сроков
строительства и более высокий коэффициент ис-
пользования кранов;
осуществление строительства в зимнее время более
простыми методами и возможность возведения зда-
ний большей этажности.
Стены зданий из крупных блоков следует проекти-
ровать с учетом:
а) действующих номенклатур и каталогов индуст-
риальных строительных изделий для жилых, общест-
венных и производственных зданий (серия ИИ 09-05,
альбом IA-64 «Блоки наружных и внутренних стен» и
серия Ст 02-01 «Сборные крупные блоки для стен про-
изводственных зданий»);
б) единого компоновочного модуля, обеспечиваю-
щего применение типовых блоков, включенных в еди-
ную утвержденную номенклатуру;
в) максимального сокращения количества типораз-
меров блоков, а также максимального сокращения ин-
дивидуальных (не номенклатурных) блоков;
г) соответствия блоков по весу и размерам, грузо-
подъемности и габаритам транспортных приспособле-
ний, а также условиям перевозки и монтажа блоков;
д) возможно более полного использования грузо-
подъемности кранов при монтаже массовых сборных
элементов зданий;
е) применения типовых сборных железобетонных
конструкций и деталей (сборных фундаментов, панелей
и плит перекрытий, лестничных площадок и маршей,
крупнопанельных перегородок и т. п.).
10.2. КОНСТРУКТИВНЫЕ СХЕМЫ ЗДАНИЙ,
РАЗРЕЗКА СТЕН
Для уменьшения количества типоразмеров объем-
но-планировочные решения зданий со стенами из круп-
ных блоков должны быть по возможности наиболее
простыми. Жилые и общественные здания проектиру-
ются обычно прямоугольными в плане.
Предельное расстояние между поперечными капи-
тальными стенами, соединяющими наружные продоль-
ные стены и обеспечивающие пространственную жест-
кость и устойчивость зданий, не должно превышать
предельных значений, приведенных в табл. 8.2, 8.4 и 8,5.
Пространственная жесткость зданий должна обес-
печиваться сквозными поперечными капитальными сте-
нами или одной из стен лестничной клетки, продолжен-
ной на всю ширину здания.
Разрезка поля стены на отдельные блоки осуще-
ствляется в соответствии с высотой этажей, размерами
оконных проемов, назначением стен, имеющимися на
строительстве подъемными механизмами. В практике
строительства применяются следующие системы раз-
резки крупноблочных стен: двухрядная, двухблочная,
трехрядная, четырехрядная и многорядная.
Двухрядная разрезка поля стен (рис. 10.1) являет-
ся основным решением наружной несущей стены из
крупных блоков из легких бетонов. Так называемая
двухблочная (ленточная) разрезка (рис. 10.2) применя-
ется при самонесущих и ненесущих (навесных) наруж-
ных стенах.
Трехрядная и четырехрядная разрезка (см. рис.
10.1, пунктир) применяется в несущих и самонесущих
наружных и внутренних стенах из силикатных блоков,
блоков из кирпича, керамических камней, тяжелого бе-
тона и природного камня. Для внутренних стен приме-
няется также однорядная разрезка.
10.3. КОНСТРУКТИВНЫЕ ДЕТАЛИ
КРУПНОБЛОЧНЫХ ЗДАНИЙ
Стены из крупных блоков при двухрядной, трех-
рядной и многорядной разрезке выполняются с пере-
вязкой вертикальных шцрв между блоками в каждом
этаже перемычечными или поясными армированными
блоками (см. рис. 10.1). Этими же блоками осуществля-
ется перевязка углов здания. Перемычечные и поясные
блоки крепятся между собой стальными связями, сва-
ренными с закладными деталями блоков (рис. 10.3).
Поясные (перемычечные) блоки укладываются, как пра-
вило, по наружным и внутренним стенам, образуя
сплошные поэтажные пояса, обеспечивающие связь
внутренних и наружных стен и совместную работу бло-
ков. При однорядной разрезке внутренних стен (па-
нельного типа) поясные блоки не применяются, и блоки
этих стен соединяются между собой и с блоками наруж-
ных стен стальными связями. Внутренние и наружные
стены в зданиях высотой более пяти этажей соединя-
ются стальными связями, сваренными с закладными де-
талями и дополнительно специальными железобетон-
ными или стальными шпонками, обеспечивающими сов-
местную работу продольных и поперечных стен при
воздействии вертикальных и горизонтальных (ветро
вых) нагрузок, что проверяется расчетом в соответст-
вии с указаниями п. 8.2.
Все стальные закладные детали и связи должны
10.3. Конструктивные детали крупноблочных зданий
101
ленточной) разрезке
Рис. 10.1. Фрагмент фасадной стены из крупных бло-
ков при двухрядной разрезке
1 — простеночный блок; 2 — подоконный блок; 3 — перемы-
чечный блок
быть защищены от коррозии и утоплены в блок, чтобы
ие препятствовать равномерному обжатию растворного
шва верхних блоков и не создавать концентрацию уси-
лий в местах расположения связей.
Крупные блоки из природного камня (пильных из-
вестняков, туфов) готовят по размерам для трехряд-
Рис. 10.3. Стык перемычечных (поясных) блоков
I—закладные детали н связи; 2 — сварной шов; 3 —
перемычечные (поясные) блоки; 4 — раствор; 5 — рас-
шивка раствором; 6 — уступ в блоке
ной и многорядной разрезки, что обусловлено техноло-
гией их изготовления (распиловкой).
Стены из этих блоков осуществляются с перевяз-
кой блоков в углах и сплошных участках стен на глу-
бину не менее '/< высоты блока и не менее 20 см. Пере-
мычечные и поясные блоки выполняют комплексной
102
Глава 10. Стены из крутых блоков
конструкции, состоящей из железобетонного поддона
или перемычки Г-образной формы (рис. 1.13), на кото-
рую укладываются блоки.
Соединение между собой наружных и внутренних
стен из крупных кирпичных и природного камня бло-
ков выполняется при высоте зданий не более пяти эта-
жей посредством сварки стальных связей к закладным
деталям поясных блоков или укладкой в горизонталь-
ных швах сварных Т-образных анкеров из полосовой
стали 6X40 мм или сварных арматурных сеток из
стержней 10 мм, соединенных между собой поперечной
арматурой в одной плоскости, чтобы избежать утолще-
ние шва.
Перевязка продольных и поперечных стен блоками
или шпонками требуется также независимо от высоты
здания при значительной разности деформаций в про-
дольных и поперечных стенах, при значительной разно-
сти давлений от фундаментов на грунты основания и при
разнородных грунтах основания.
Если на внутренние стены плиты перекрытий не
опираются, то для придания стенам большей жесткости
и монолитности вертикальные швы между блоками
внутренних стен не должны совпадать по этажам или
для перевязки швов применяются специальные железо-
бетонные шпонки. Блоки крепятся между собой посред-
ством сварки закладных деталей.
Вертикальные стыки и пазы в блоках по высоте
должны тщательно заполняться бетоном или раствором,
чтобы избежать продувания швов и проникновения вла-
ги в помещение; в необходимых случаях швы должны
быть утеплены.
Для лучшего сцепления укладываемого в пазы бе-
тона или раствора поверхность пазов в стеновых бло-
ках рекомендуется делать шероховатой или рельефной.
Для более надежного заполнения вертикальных
стыков рекомендуется вибрирование.
Стыки блоков наружных стен в пределах ряда на
глухих участках стен без проемов обычно осуществля-
ют открытыми с внутренней стороны (рис. 10.4,с). Вер-
тикальный шов с внутренней стороны тщательно про-
конопачивают жгутами из просмоленной пакли, затем
закрывают двумя слоями рубероида и утепляют паке-
том из . теплоизоляционного материала (битуминизиро-
ванный войлок, плиты из минеральйой ваты и др.),
обернутого толем. Оставшееся пространство заполняет-
ся керамзитобетоном объемным весом 900 кг)мг с со-
держанием цемента 250 кг на 1 л(3 бетонной смеси.
Стык простеночного и подоконного блоков и при-
мыкание блоков внутренней стены к блокам наружных
стен и стык между панелями внутренних стен приведе-
ны на рис. 10.4,6, в, г.
Перекрытия укладывают на стены обязательно на
слой раствора марки по проекту, но не ниже 50, и бло-
ки вышележащего ряда также укладывают по слою
раствора. Швы между плитами или настилами перекры-
тий, а также швы в местах примыкания перекрытий к
поперечным капитальным степам должны быть тща-
тельно замоноличены цементным раствором марки не
ниже 50 или бетоном.
Допускается заполнять пространство между торца-
ми плит или настилов на средней продольной стене бе-
тонными камнями марки не ниже марки бетона блоков
с выравниванием верха заделки с верхом плит пере-
крытий.
Прочность кладки на местное сжатие в местах опи-
рания элементов перекрытий должна быть проверена
расчетом в соответствии с указаниями главы 4.
Если внутренние стены тонкие, разрешается опи-
Рис. 10.4. Схема заделки вертикальных
стыков между блоками
а — простеночными на глухих участках стен без
проемов; б — простеночным и подоконным; в —
простеночным и блоком внутренней стены; & —
внутренних стен; 1 — два слоя рубероида; 2 —
утеплитель, обернутый толью; 3— керамзитобе-
гон; 4 — подоконный блок; 5 — простеночный
блок; 6 — раствор; 7 — блок наружной стены; 8 —
блок внутренней стены; 9— зачеканка раствором
рать перекрытия по всей площади внутренних стен. При
этом должна быть проверена расчетом прочность узла
опирания плит перекрытия на стену, и в случае необ-
ходимости торцы пустотных настилов на опорах долж-
ны быть заделаны бетоном.
Необходимость и способ заделки торцов многопу-
стотных настилов на опорах устанавливаются проектом
в зависимости от требований прочности, звукоизоляции
10.3. Конструктивные детали крупноблочных зданий
103
«1 теплотехнических условий. Как правило, торцы пу-
стотных настилов должны быть заделаны бетоном на
заводе при изготовлении настила (до пропарки).
Анкеры, связывающие перекрытия со стенами, раз-
мещаются в горизонтальных швах между блоками или
крепятся при помощи сварки закладных деталей в бло-
ках. При наличии поперечных ригелей концы их долж-
ны крепиться к стенам анкерами, закладываемыми в
швы кладки, или крепиться на сварке к закладным де-
талям в блоках. Концы элементов перекрытий, уклады-
ваемых на прогонах или на внутренних стенах, долж-
ны быть соединены между собой стальными связями.
Монтаж стен зданий из крупных блоков выполня-
ют на растворе марки не ниже 25 (см. также п. 1.2.3).
Толщина горизонтальных швов между блоками должна
составлять 10—20 мм.
При проектировании и строительстве крупноблоч-
ных здании следует учитывать, что:
а) от качества выполнения монтажного горизон-
тального шва значительно зависят прочность и эксплу-
атационные качества стен. Опытами, проведенными в
ЦНИИСК, установлено, что небрежно выполненный го-
ризонтальный шов при плохом разравнивании раствора
не обеспечивает равномерной передачи напряжении от
верхнего блока к нижнему. Прочность такой стены
уменьшается на 20—25%. Кроме того, в такой шов лег-
ко может проникнуть влага и он может продуваться,
особенно при тонких наружных стенах.
Поэтому обязательным условием является высокое
качество выполнения горизонтальных и вертикальных
стыков и швов. Горизонтальный шов необходимо вы-
полнять с разравниванием раствора под рейку при по-
мощи рамки, укладываемой на блок. Блок рекоменду-
ется устанавливать на подкладки (маяки), верх кото-
рых до установки блоков должен быть на 3—4 мм ни-
же верхнего уровня раствора, для того чтобы обеспе-
чить обжатие раствора и образование более плотного
шва.
Прокладки должны обязательно удаляться после
закрепления блока. Это необходимо для обжатия ра-
створа в шве и равномерной передачи напряжений на
блок;
б) сборные подушки фундамента рекомендуется
устанавливать на слой раствора с предварительной
тщательной утрамбовкой грунта подошвы со щебнем.
При укладке сборных подушек на грунт без надлежа-
щего выравнивания и трамбования грунта опирание на
грунт может получиться не сплошным, а только в от-
дельных точках, и в дальнейшем при загружении воз-
можна неравномерная осадка и появление трещин в
стенах здания;
в) для предупреждения появления в стенах тре-
щин также желательно устройство жесткой коробки
подвала или железобетонных поясов.
При выборе типов стен из крупных блоков следует
учитывать материально-техническую базу и руководст-
воваться экономической целесообразностью.
Для стен из однослойных крупных блоков сопро-
тивление стен теплопередаче Ro в м2 • ч • грай/ккал даны
в табл. 10.1. При наличии внутренней или наружной
штукатурки к величине сопротивления /% следует
прибавлять 0,02, а при наличии обеих штукат.у-
рок — 0,04.
Таблица 10.1
Сопротивление теплопередаче /?о в м2 • ч • град/ккал крупноблочных стен из легких бетонов с учетом
фактурного слоя
Материал крупных бетонных блоков Тол- щина стен в см стен из сплошных бетонных блоков н камней при объемном весе бетона в кг]мъ
ООО 800 1000 1200 1400 1600 1800 2000
Кер амзитобетон 20 1,18 0,98 0,85 0,68 0,58 0,51 0,47 —
30 1,68 1.38 1,18 0,93 0,78 0,68 0,61 ——
40 — 1,78 1,51 1,18 0,98 0,85 0,75 —-
50 — — — 1,43 1,14 1,01 0,9 —.
60 — — — 1,68 1,38 1,18 1,04 —
Бетон ячеистый у = 600 4- 1200 кг{м8, на топливном шлаке, 20 1,29 0,98 0,75 0,63 0,55 0,49 0,45 —-
пемзе и т. п. у = 1000 4- 1800 кг$м* 30 1,85 1,38 1,04 0,85 0,73 0,65 0,58 —
40 -— 1,78 1,33 1,07 0,91 0,8 0,72 ——
50 —. 1,61 1,29 1,09 0,95 0,85 —-
60 — — 1,89 1,52 1,27 1,11 0,98 —
Бетоны на доменных гранулированных шлаках и малоклнн- 20 — — — 0,68 0,63 0,58 0,55 0,52
керном вяжущем 30 —- — — 0,93 0,85 0,78 0,73 0,68
40 — —- — 1,18 1,07 0,98 0,91 0,85
Б0 „ - — — 1,43 1,29 1,18 1,09 — 1
60 —• — — 1,68 1,52 1,38 1,27 •—
Пер литобетон у = 600 4- 1200 кг[м* и термознтобетон у = 20 1,51 1,08 0,9 0,75 0,68 0,58 —- —-
= 1200 4- 1600 кг1м3 (шлакопемзобетон) 30 2.18 1,55 1,25 1,04 0,93 0,78 — ——
40 •— 1,99 1,61 1,33 1,18 0,98 — —
50 .—- — —- 1,61 1,43 1,18 — —-
60 — — —- 1,9 1,68 1,38 — •—
Газозолобетон и пенозолобетон 20 —. 0,85 0,75 0,68 — — -—- —
30 .— 1,18 1,04 0,93 — —- —. -—-
40 .—- 1,51 1,33 1,18 — •— — —
50 1,61 1,43 .—- — •— -—
60 — — — 1,68 — — — —
104
Глава 10. Стены из крупных блоков
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 10
1. Семенцоъ С. А. Каменные конструкции. Госстройиз-
дат, 1953.
2. Крупные кирпичные блоки. Изд-во «Московский рабочий»,
1955.
3. Халтурин К- Д-, Ч а й ко И. М., Голубев С. Л.
и др. Крупноблочное строительство в Ленинграде. Госстрой-
нздат, Л., 1957. _
4. Крупные блоки в строительстве. Под ред. М. Я. Лата-
ша. Госстройиздат УССР, Киев, 1957.
5. Крупнопанельное и крупноблочное строительство в СССР.
Сборник НТО Строительной индустрии СССР и Союза архитек-
торов СССР. Госстройиздат, 1958.
6. Технические указания на производство, проектирование
и применение в строительстве крупных стеновых блоков из
пильных известняков. Министерство строительства УССР, Тех-
ническое управление, Киев, 1958.
7. Технические условия на производство и применение круп-
ных стеновых кирпичных блоков. Госстрой СССР, СН 29 58.
8. К а м е й к о В. А., Манюков Г. А. и Федотов Н. А.
Стены из кирпичебетонных блоков и панелей. Академия стро-
ительства н архитектуры СССР. НИИ организации, механи-
зации и технической помощи строительству. М., 1959.
9- Д У б р а в н и Г. Б. Опыт показательного строительства
жилых н гражданских зданий в Москве. Госстройиздат, ГЭ59.
10. Левин Н. И. Механические свойства блоков нз ячеи-
стых бетонов. Под ред. В. А. Камейко. Научное сообщение
Академии строительства и архитектуры СССР, ЦНИИ строи-
тельных конструкций, М., 1960.
11. Поляков С. В. и Коноводчеико В. И. Проч-
ность и деформации сборных виброкирпичных и эффективных
кладок. Научное сообщение Академии строительства и архитек-
туры СССР. ЦНИИ строительных конструкций. Госстройиздат,
1961.
12. П о л я к о в С. В., Ф а л е в н ч Б. Н. Проектирование
каменных и крупнопанельных конструкций. Высшая школа,
1966.
ГЛАВА 11
СТЕНЫ ИЗ ВИБРОКИРПИЧНЫХ, ВИБРОКЕРАМИЧЕСКИХ
и виброкаменных ПАНЕЛЕЙ1
11.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Одним из решений, обеспечивающих максимальную
индустриализацию строительства из кирпича, керами-
ческих камней и штучного камня, является применение
этих материалов в крупнопанельном домостроении. С
этой целью в специальных цехах при кирпичных заво-
дах или полигонах изготавливают из кирпича или кера-
мических камней панели внутренних и наружных стен.
Сущность конструктивного решения и метода изго-
товления виброкирпичных панелей заключается в том,
что готовые штучные изделия (кирпич, пустотелые ке-
рамические камни и т. п.) укладывают в специальные
формы, затем заливают цементным раствором и уплот-
няют вибрацией. Панели армируют каркасами по кон-
туру и в отдельных швах. В зависимости от применяе-
мых видов камня различают панели виброкирпичные,
виброкерамические и виброкаменные.
Исследованиями, проведенными ЦНИИ строитель-
ных конструкций им. В. А. Кучеренко, НИИ строитель-
ной физики и другими институтами, установлено, что
виброкирпичные панели по прочности и эксплуатацион-
ным качествам вполне пригодны для строительства жи-
лых, общественных и производственных зданий. Здания
со стенами из виброкирпичных панелей обладают более
высокой сейсмостойкостью, чем из обыкновенной кир-
пичной кладки.
На основании технико-экономического анализа ус-
тановлено, что применение виброкирпичных панелей в
строительстве крупнопанельных домов по сравнению с
обычными кирпичными домами уменьшает расход кир-
пича в 2—3 раза, вес здания в 1,8—1,9 раза, затраты
труда на -постройке на 40% и сокращают сроки строи-
тельства.
11.2. МАТЕРИАЛЫ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ
ДЛЯ ПАНЕЛЕЙ
Для изготовления панелей могут применяться гли-
няный или силикатный кирпич марок 100, 125 и 150, ке-
рамические пустотелые камни марок 75, 100 и 150, при-
родные и искусственные камни марок 50, 75, 100, 150 и
200 на растворах марок 75, 100 и 150. Применение ра-
створа марки 150 допускается при соответствующем
технико-экономическом обосновании.
Для теплоизоляционного слоя наружных панелей
могут применяться следующие жесткие и полужесткие
теплоизоляционные материалы:
а) плиты из ячеистых бетонов (пенобетон, газоси-
1 Виброкирпичные панели предложены НИИ строительной
физики (авторы Г. Ф. Кузнецов, Н. В. Морозов, П. Ф. Сып-
wk).
ликат, пеносиликат) с объемным весом не более
500 кг/лГ в высушенном до постоянного веса состоянии
с пределом прочности при сжатии не менее 10 кГ/см2
ГОСТ 5742—61 [4];
б) крупнозернистый керамзитобетон с объемным
весом от 300 до 600 кг/м? и с пределом прочности при
сжатии не менее 10 кГ/см2\
в) пеностекло с объемным весом не более 400 кг/м3
и с пределом прочности при сжатии не менее 10 кГ/см2-,
г) фибролит на портландцементе, ГОСТ 8928—-58
[5];
д) плиты полужесткие из минеральной ваты, ГОСТ
9248—59 (б];
е) плиты и маты полужесткие минераловатные на
фенольной (синтетической) связке, ГОСТ 9573—66 [7].
Применение минеральной ваты и других теплоизо-
ляционных материалов в рассыпанном виде не допус-
кается.
Для армирования виброкирпичных панелей и для
устройства закладных деталей и подъемных петель мо-
жет применяться та же арматурная сталь, что и для
армокаменных конструкций (см. табл. 6.1).
Арматура и закладные детали должны быть защи-
щены от коррозии в соответствии с «Указаниями по
предохранению от коррозии стальных закладных дета-
лей и сварных соединений крупнопанельных элементов
зданий» 115].
11.3. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
ПО КОНСТРУИРОВАНИЮ ПАНЕЛЕЙ И СТЕН
ЗДАНИЙ ИЗ НИХ
Виброкаменные панели могут применяться для стен
жилых, общественных и производственных зданий. Па-
нели состоят из одного или двух слоев камня, толщина
их зависит от стандартных размеров камня.
Панели из кирпича выполняются толщиной в 1, ’/г
и '/4 кирпича на растворе с уплотнением способом виб-
рации. Панели наружных стен отапливаемых зданий
должны иметь теплоизоляционный слой.
Горизонтальные и вертикальные швы кладки пане-
лей должны быть тщательно заполнены раствором. Па-
нели должны быть армированы конструктивной или
расчетной арматурой.
Панели подразделяются:
а) по назначению — на панели для наружных и
внутренних стен и перегородок и на панели специаль-
ного назначения — цокольные, фризовые и др.;
б) по конструкции — на однослойные и многослой-
ные (отделочные и растворные слои в числе слоев не
учитываются);
в) по виду воспринимаемых нагрузок — на несу-
щие, са-монесущие и ненесущие.
106
Глава 11. Стены из виброкирпичных, виброкерамических и вибро каме иных панелей
ны толщиной в \/г кирпича (пример конструкции)
1 — кирпич; 2— сварные каркасы; 3— раствор (отде-
лочный слой); 4 — подъемная петля; 5 — закладная де-
таль
Для внутренних несущих стен применяются одно-
слойные панели толщиной в ’/2 кирпича (14 см) и тол-
щиной в 1 кирпич (27 см) (рис. 11.1 и 11.2) и из камня
толщиной в полкамня (21 см). При расстоянии между
несущими стенами более 3,6 м должны применяться па-
нели толщиной в 1 кирпич (27 см) или в полкамня
(21 см). Наружные стены в зависимости от вида тепло-
изоляционных материалов могут выполняться из сле-
дующих типов панелей:
а) двухслойных — с жесткими теплоизоляционными
плитами (рис. 11.3);
Рис. 11.3. Виброкирпичная панель наружной сте-
ны с жестким утеплителем (пример конструкции)
/ — кирпич; 2 —сварные каркасы; 3 — плнты утеплителя;
/ — отделочный слой; 5 — подоконная доска; о— окон-
ная коробка; 7— закладные детали; 8 — подъемная нет-
ля; 9—сетка в наружном растворном слое
Рис. 11.2. Виброкирпичная панель внутренней сте-
ны толщиной в 1 кирпич (пример конструкции)
I — кирпич; 2 — сварные каркасы; 3 — раствор (отде-
лочный слой); 4— подъемная петля; а — закладная де-
таль
б) трехслойных — с жесткими и полужесткими теп-
лоизоляционными плитами.
В двухслойных панелях теплоизоляционные жест-
кие плиты можно располагать как с наружной стороны,
так и со стороны помещения. Теплоизоляционные плиты
укладывают вплотную друг к другу. Толщину наруж-
ных панелей и необходимость устройства пароизоляции
определяют теплотехническим расчетом.
При применении т&лоизоляциониых полужестких
минераловатных плит с наружной стороны должен быть
слой раствора или бетона толщиной не менее 40 мм
(или же не менее 30 мм при наличии облицовки из ке-
рамических плиток). Теплоизоляционные жесткие плиты
должны быть защищены слоем раствора толщиной не
менее 30 мм.
Защитный растворный слон необходимо армировать
сеткой из стержней диаметром 3 мм с размерами ячеек
не более 20X20 см. Защитный слой арматуры должен
быть не менее 20 мм. Сетки должны быть связаны с
каркасами кирпичного слоя панели.
Панели с проемами следует делать замкнутыми по
контуру с армированием сварными каркасами или кар-
касами с сетками, как показано на рис. 11.1—11.3.
В тех случаях, когда арматура в панелях учитыва-
ется при расчете, вертикальные каркасы следует рас-
полагать на расстояниях не более 80 см друг от друга,
диаметр арматуры должен быть не менее 8 мм, процент
армирования двойной арматурой— не менее 0,1% (по
0,05% У каждой поверхности панели). Расстояние меж-
ду поперечными стержнями сварных каркасов (хомута
11.4. Расчетные характеристики кладки из виброкирпичных панелей
107
ми) принимают не более 20 диаметров продольного
стержня.
При армировании панелей конструктивной армату-
рой расстояние между вертикальными каркасами следу-
ет принимать не более 135 см. Диаметр стержней верти-
кальной конструктивной арматуры принимают не менее
€ мм, а горизонтальной — 4 мм, закладные детали при-
варивают к стержням вертикальных каркасов, которые
принимают диаметром не менее 8 мм.
Панели без проемов следует дополнительно арми-
ровать одним горизонтальным каркасом, расположен-
ным в середине высоты панели. В пересечениях гори-
зонтальные каркасы следует пропускать сквозь верти-
кальные, с тем чтобы вертикальная арматура была бы
расположена возможно ближе к поверхностям панелей.
Панели внутренних стен, изготовляемые без приме-
нения поворотных устройств, армируются вертикальны-
ми каркасами, рассчитанными на нагрузки, передаю-
щиеся в момент подъема.
Толщина швов (ребер) из тяжелого раствора, в ко-
торых расположены каркасы, и толщина ребер по пери-
метру панели должна быть^авной 25—30 мм, а в пане-
лях для наружных стен—из легкого раствора 35—45 мм.
В этом случае сварные каркасы должны быть покрыты
антикоррозионными покрытиями.
Разрезку стен на панели жилых домов рекоменду-
ется принимать однорядной (высотой в один этаж) и
производственных зданий — ленточной.
Поперечные несущие стены должны заходить в
стык наружных стен не менее чем на 30 мм. Горизон-
тальные стыки панелей наружных стен рекомендуется
располагать на уровне верхней грани панелей перекры-
тий.
Толщина вертикальных и горизонтальных монтаж-
ных швов при соединении панелей у фасадной поверх-
ности не должна превышать 20 мм. Отклонения по вы-
соте опорных участков элементов перекрытий должны
быть не более ±5 мм, о чем следует сделать ука-
зание в проекте.
В горизонтальном шве под опорами сборных желе-
зобетонных несущих перемычек, укладываемых на па-
нели, арматурная сетка должна не менее чем на 30 см
переходить за конец перемычки. Длина опорных участ-
ков перемычек должна быть не менее 20 см.
Панели и настилы перекрытий необходимо связы-
вать между собой и с примыкающими стеновыми пане-
лями запуском их в наружную стену и сваркой заклад-
ных деталей. Если расстояние между поперечными сте-
нами равно 3,6 м и более, то связи устанавливают не
реже чем через 1,8 jh; при расстоянии 3,2 jh и менее
связи разрешается устанавливать только в местах пере-
сечений внутренних и наружных стен.
При соответствующем обосновании допускается со-
единение панелей перекрытий с наружными стенами
выполнять без запуска их в наружную стену при уело
вии установки связей не реже чем через 1,8 м. Связи
между стеновыми панелями рассчитывают по указани-
ям, приведенным в СН 321—65 [14].
Проектную глубину заделки настилов и плит пере-
крытий определяют расчетом и принимают равной не
менее 6 см при пролете перекрытий до 3,6 м и не менее
10 см при пролетах от 3,6 до 6 м.
Пустоты в опорных участках пустотелых или реб-
ристых панелей (настилов) перекрытий, опирающихся
на стену, должны быть тщательно заделаны на заводе
бетоном, о чем должно быть сделано указание в про-
екте.
Осадочные и температурные швы в виброкирпич-
ных наружных стенах необходимо выполнять в соответ-
ствии с требованиями табл. 8.7 и главы 8 СН
321—65 [14].
Стыки панелей наружных стен должны удовлетво-
рять требованиям теплоизоляции, влагонепроницаемости
и воздухонепроницаемости с соблюдением требований
СН 321—65 [14].
Вертикальные стыки панелей наружных стен изо-
лируют мастиками и упругими прокладками с соблюде-
нием требований ГОСТ 11309—65 [3]. Теплоизоляция
стыка может быть выполнена из пенополистирола, ми-
нераловатных или из других легких теплоизоляционных
материалов в водонепроницаемой обертке с заполнени-
ем промежутка между изоляцией и гранью внутренней
стены тяжелым бетоном.
Горизонтальные швы панелей наружных стен вы-
полняются на растворе. В шов, вблизи от наружной по-
верхности, рекомендуется укладывать прокладки из уп-
ругих и водонепроницаемых материалов.
Вертикальные стыки панелей внутренних стен долж-
ны быть плотно заполнены упругими прокладками и
тщательно заделаны раствором. Для улучшения связи
между панелями внутренних стен рекомендуется также
устройство пазов по вертикальным торцовым граням с
заполнением их раствором после установки панелей.
Горизонтальные швы панелей внутренних стен сле-
дует выполнять плоскими (без уступов) и заполнять
раствором.
Марка раствора для заполнения горизонтальных
швов между панелями назначается не ниже 100 для
зданий выше трех этажей и не ниже 75 для зданий до
трех этажей. Вертикальные и горизонтальные швы по
фасаду должны быть расшиты раствором марки не
ниже 75.
11.4. РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ КЛАДКИ
ИЗ ВИБРОКИРПИЧНЫХ ПАНЕЛЕЙ
Расчетные сопротивления сжатию виброкирпичной
кладки панелей толщиной в Vs и '/< кирпича принима-
ются по табл. 3.3. Расчетные сопротивления для клад-
ки панелей толщиной в один кирпич принимаются по
той же таблице с умножением на коэффициент 0,85.
Расчетные сопротивления сжатию виброкаменной
кладки из сплошных бетонных и природных камней
принимаются как для обычной кладки из тех же кам-
ней по табл. 3.6.
Расчетные сопротивления виброкирпичной кладки
главным растягивающим усилиям Л г л. учитываемые при
расчете перемычек над проемами, принимаются при воз-
можном разрушении по швам (по косой штрабе) рав-
ными 1,5 кГ]см2\ для перевязанного сечения (при раз-
рушении по кирпичу) при кирпиче марки 75—2 кГ/см2,
марки 100 — 2,5 кГ/см2 и марки 150 — 3 кГ\/см2. Расчет-
ные сопротивления арматуры 7?а в армированной клад-
ке принимаются по табл. 6.1.
Модули упругости (начальный модуль деформаций)
виброкирпичной кладки определяются по формуле
Е0 = 2,5а/?в, (11.1)
где а— упругая характеристика для соответствую-
щего вида кладки, принимается по табл. 3.14;
/?в —расчетное сопротивление вибрированной клад-
ки.
Полная относительная деформация виброкирпичной
кладки при напряжении с с учетом ползучести опреде-
ляется по формуле
108
Глава II. Стены из виброкирпичных, виброкерамических и виброкаменных панелей
о
Е = 71 ----
Ео
(11.2)
где т]=2,2 — при кладке из глиняного кирпича пла-
стического и полусухого прессования;
т; =3 — при кладке из силикатного кир-
пича и бетонных камней; у =2 — при
кладке из природного камня.
Коэффициенты продольного изгиба в зависимости
от упругих характеристик кладки должны приниматься
по табл. 4.2.
Гибкость несущих стен из виброкирпичных панелей
допускается при проценте армирования вертикальной
арматурой: 0,1% и менее Xh < 20, более 0,'Г% 25<
При расчете на сжатие наружных стен, выполнен-
ных из слоистых панелей, состоящих из виброкирпичных
и теплоизоляционных слоев, принимается, что все на-
грузки (за исключением веса армированных вертикаль-
ных растворных диафрагм и слоев) воспринимаются
только виброкирпичными слоями.
Собственный вес теплоизоляционного слоя разре-
шается считать нагрузкой, равномерно распределенной
по площади сечения виброкирпичных слоев и верти-
кальных армированных диафрагм и слоев, причем часть
нагрузки, приходящейся на кирпичный слой, считается
приложенной по его оси.
При наличии двух виброкирпичных слоев, разделен-
ных теплоизоляцией, каждый слой рассчитывается са
мостоятельно на приложенные к нему нагрузки.
Коэффициенты продольного изгиба и коэффициен-
ты ползучести (<р, /т?дл) для панелей, в которых вибро-
кирпичные и теплоизоляционные слои соединены по всей
высоте поперечными армированными диафрагмами,
принимаются как средняя величина из двух значений
(?, «дл), определенных для всей толщины стены и для
одного рассматриваемого при расчете слоя.
При расчете несущих и самонесущих панелей степ
толщиной 25 см и менее должен учитываться дополни-
тельный случайный эксцентрицитет, равный:
а) для несущих панелей наружных и внутренних
стен е0=2 см;
б) для самонесущих панелей наружных стен е0=
= 1 см.
Дополнительный эксцентрицитет должен суммиро-
ваться с эксцентрицитетом продольной силы.
11.5. РАСЧЕТ СТЕН ИЗ ВИБРОКИРПИЧНЫХ
ПАНЕЛЕЙ НА СЖАТИЕ
При расчете на вертикальные нагрузки учитывают
влияние длительного приложения части нагрузки (пол-
зучести материала) условным увеличением усилия по
формуле (4.2).
Коэффициент ЩдЛ, учитывающий влияние длитель-
ного действия нагрузки на несущую способность гиб-
кого элемента, принимается по табл. 11.1.
В этой табл. ЩдЛ даны для панелей, армированных
двойной симметричной арматурой. При общем процен-
те армирования более 0,1 и менее 0,3% коэффициенты
ползучести определяются по интерполяции.
При расчете стен с большими эксцентрицитетами,
когда гибкость определяется с учетом высоты сжатой
зоны и при расчете многослойных стен с учетом гибко-
сти отдельного слоя могут иметь место случаи, когда
расчетная гибкость будет >,г >25. Для этих случаев
принимается тдл=0,5 при армировании 0,1% и Щдл=
=0,65 три армировании 0,3% и более.
Стены из виброкирпичных панелей, как правило
Таблица 11.1
Коэффициенты ползучести тдл

Гибкость m для панелей из глиня- ДЛ него кирпича пластического прессования при % армиро- вания m для панелей из ДЛ силикатного кирпича при % армирования
0,1 и менее 0,3 и более 0,1 и менее 0,3 и более
8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 П р пичных сованчя лей из ними н не более I 0,96 0,92 0,88 0,84 0,8 0,75 0,71 0,67 0,63 имечание. панелей из гл принимают рг кирпича пласа а коэффициент 1. 1 1 0,96 0.93 0,89 0,85 0,81 0,78 0,74 0,7 Коэффициенты иняного кирпич 1ВНЫМН у ста hoi гического пресс 1,05, прн этс 1 0,95 0,9 0,85 0,8 0,75 0,7 0,65 0,6 0,55 m для bi ДЛ а полусухо 1ленным дл ования, у )М «1 при^ 1 0,96 0,92 0,88 0,84 0.8 0,77 0,73 0,69 0,65 {брокир- го прес- я пане- множен- имается
рассчитывают на внецентренное сжатие в двух сече-
ниях:
а) сечение простенка по средине высоты с учетом
продольного изгиба, ползучести и случайного (допол-
нительного) эксцентрицитета;
б) сечение панели в зоне примыкания к горизон-
тальному рабтворному (монтажному) шву в уровне пе-
рекрытий с учетом случайного эксцентриситета, влия-
ния растворного (монтажного) шва и опирания плит
перекрытий; влияние продольного изгиба и ползучести
в этом случае не учитывается.
При малых эксцентрицитетах (бо-"С 0,45</=0,225 й)
расчет производят по формуле (для прямоугольных се-
чений)

(11.3)
где е0 — эксцентрицитет Продольной силы относи-
тельно центра тяжести сечения с учетом до-
полнительного эксцентрицитета;
h — высота сечения;
9 —- коэффициент тродольного изгиба, принимае-
мый по табл. 4.2;
F — площадь сечения сплошного виброкир'пичного
слоя с учетом толщины примыкающих рас-
творных слоев, если они получены при изго-
товлении панели с применением вибрирования,
при этом учитываемая суммарная толщина
двух растворных слоев принимается не более
2 см;
mZK—коэффициент условий работы, величина .кото-
рого зависит от процента армирования р пане-
лей вертикальной арматурой и принимается:
при р<0,1% m ак = 1; при р =0,3% и более
так='Ь2 (для промежуточных процентов ар-
мирования величин так определяется по ин-
терполяции) .
При больших эксцентрицитетах (0,3 h е0>0,225 й)
5. Расчет стен из виброкирпичных панелей на сжатие
109
прямоугольные сечения рассчитывают по формуле
+ |/ (!-—V) ’ (11Л>
где
Ф 4- Фс
<ри = —~ — при р+0,1 % ;
?и = ? — при и > 0,3%. Для промежуточных
процентов армирования величина фи
определяется по интерполяции;
Фс—коэффициент продольного изгиба, оп-
ределяемый по табл. 4.2 для гибкости
h — 2е0
Внецентренное сжатие панелей при проценте арми-
рования менее 0,1% с эксцентриситетом (с учетом до-
полнительного) в законченном здании более 0,6 у не
допускается.
При эксцентриситетах более 0,6 у панели должны
быть армированы расчетной арматурой; их расчет про-
изводится по указаниям главы 6 при расчетных сопро-
тивлениях, установленных для виброкирпичной кладки
по табл. 3.3.
Прочность панелей вблизи горизонтальных швов
рассчитывается по формуле (11.3) при ео+О,45(/ или
по формуле (11.4) при 0,6 //>ео>О,45 у. Влияние гори-
зонтальных швов и глубины заделки перекрытий на не-
сущую способность стены учитывается умножением
правой части формул (11.3) и (11.4) на коэффициент
условий работы тш.
Коэффициент условий работы тш при сплошных
плитах перекрытии определяется по формуле
тш =0,9
0,1
°-25+->
( Ь, 4- b.2 \
+ 0,7 /I-1; I -КГ- <0,8. (11.5)
\ b I
При пустотных плитах перекрытий в формуле
(11.5) вводится понижающий коэффициент 0,7. Торцы
пустотных плит перекрытий должны быть тщательно
заполнены бетоном при изготовлении плит до их про-
парки.
В формуле (11.5) приняты обозначения:
b — толщина однослойной панели стены или сум-
марная толщина слоев многослойных пане-
лей, воспринимающих нагрузку в горизон-
тальных монтажных швах на участках, за-
полненных раствором (рис. 11.4,с, б);
Ъу и Ь2 — глубина заделки каждого из перекрытий,
опирающихся на стену с обеих сторон. При
одностороннем опирании перекрытий на од-
нослойные стены by обозначает глубину за-
делки перекрытия, а Ь2 — ширину остальной
части горизонтального шва, заполненного
раствором, за вычетом толщины вертикаль-
ного шва у торца перекрытия. При трехслой-
ных или двухслойных стеновых панелях Ь\ и
Ь2 определяются без учета слоев панелей, не
воспринимающих нагрузки в сечениях, при-
мыкающих к монтажным швам;
Яв = 2,5 Рв — нормативное сопротивление сжатию
вибрированной кладки;
Рис. 11.4. Стыки панелей с плитами перекрытий
а —- внутренних стен; б — торцовых стен; / — стеновые пане-
ян; 2 — плита перекрытий; 3—растворный шов; в — толщи-
на панели; bt и bz — глубина опнрання пл нт перекрытий
Т?2 — кубиковая прочность (марка) раствора.
Если перекрытия не опираются на стену и нагруз-
ка от вышерасположенного этажа передается на па-
нель нижнего этажа через заполненный раствором шов,
то коэффициент условий работы определяется по фор-
муле
0,1
тш = 1 —--------'—Б-----+0,9. (11.6)
„ nr I ^2
Приведенные выше указания относятся к случаям,
когда все монтажные швы заполнены раствором и тол-
щина горизонтальных швов не превышает 20 мм, а за-
зор между торцами плит перекрытий не более 40 мм.
Если торцы плит перекрытий не вертикальны, то
прочность стеновых панелей должна быть проверена с
учетом коэффициента m ш в двух уровнях — под пере-
крытием и над ним.
При расчете здания на горизонтальную (ветровую)
нагрузку в поперечных стенах (или на отдельных уча-
стках между проемами) возникают усилия, приложен-
ные с эксцентрицитетом в направлении продольной оси
стены. Одновременно вертикальные нагрузки создают
усилия, приложенные с эксцентрицитетом в поперечном
направлении. В этом случае принимается метод расчета
на косое внецентренное сжатие по указаниям п. 4.2.7.
Если на участке сечения стены при совместном
действии вертикальной и ветровой нагрузки возникают
растягивающие усилия, эти усилия должны быть вос-
пциняты арматурой, установленной в панели. В гори-
зонтальном стыке выпуски арматуры из верхней и
нижней панели должны быть сварены и замоноличены.
При надлежащем конструктивном решении допускается
вместо сварки арматуры панелей перекрывать горизон-
тальный стык арматурой, установленной в вертикаль-
ном стыке.
Расчет облицовки. В тех случаях, когда фасадную
поверхность виброкирпичных панелей облицовывают
тонкими керамическими плитками (ГОСТ 6140—52) и
облицовка выполняется одновременно с изготовлением
панели и соединена с поверхностью виброкирпнчного
слоя вибрированным раствором, должен быть произве-
ден расчет на появление трещин (отслоение) облицовки
в соответствии с указаниями гл. 5.
Расчет перемычек. Перемычки, являющиеся частью
панели (например, над оконными и дверными проема-
по
Глава И. Стены из виброкирпичных, виброкерамических и виброкаменных панелей
ми), рассчитываются на нагрузки, передающиеся непо-
средственно на перемычку в пределах ее пролета в све-
ту, включая вес подоконного участка вышерасположен-
ной панели и нагрузки от простенков, если они распо-
ложены полностью или частично над перемычкой.
При этом перемычка рассматривается как балка с
упруго защемленными опорами. При определении сече-
ния верхней и нижней продольной арматуры величина
изгибающего момента принимается равной 2/з Л4, где
М — момент в середине пролета от рассматриваемой
расчетной нагрузки для свободно опертой балки с про-
летом, равным пролету перемычки в свету.
В перемычках над проемами сечение верхней про-
дольной арматуры, необходимой для восприятия уси-
лий от вертикальной нагрузки, суммируется с сечением
арматуры, требуемой для восприятия усилий от нерав-
номерных осадок основания, определяемых по указа-
ниям СН 312—65 [4].
Сечение нижней продольной арматуры этих пере-
мычек принимается по наибольшему из усилий от вер-
тикальной нагрузки или от неравномерных осадок ос-
нования. Поперечная арматура (если она требуется по
расчету) назначается по суммарному усилию в пере-
мычке. В нижних перемычках (подоконных участках)
требуемое армирование определяется по усилиям от не-
равномерных осадок основания.
Сечение арматуры, устанавливаемой по вышеука-
занным требованиям по низу и верху проемов, не долж-
но быть меньше величины, определяемой по формуле
где /Vй — нормативная вертикальная нагрузка на мень-
ший из простенков панели; если ширина этого
простенка панели В превышает суммарную
высоту Н верхней и нижней перемычек, то
нагрузка Л’н собирается с участка простенка
шириной Я;
Таблица 11.2
В/Н 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0.7 0.8 0,9 1 и более
k 0,33 0,2 0,13 0,08 0,06 0,04 0,03 0,02 0,02
Яа—расчетное сопротивление продольной армату-
ры перемычки, принимаемое по табл. 6.1;
k — коэффициент, зависящий от отношения В/Н
и определяемый по табл. 11.2.
Виброкирпичные армированные перемычки рас-
считываются по указаниям гл. 6, как армированные
кирпичные балки. Участки виброкирпичной панели под
опорами сборных железобетонных перемычек (напри-
мер, над дверными проемами во внутренних стенах)
рассчитываются на местное сжатие по указаниям
п. 4.2.8.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 11
1. Ананьина Н. М. Исследование конструкций стен жи-
лых зданий из виброкирпичных панелей. Автореферат диссерта-
ции на соискание ученой степени кандидата технических наук.
М., 1965.
2. В о р о б ь е в а С. А. Несущая способность виброкирпич-
ных панелей с продольным армированием при осевом и вне-
центренном сжатии. Сб. «Прочность н устойчивость крупнопа-
нельных конструкций». Госстройиздат, 1962.
3, ГОСТ 11309—65. Дома жилые крупнопанельные. Основные
технические требования.
4. ГОСТ 5742—61. Плиты теплоизоляционные из ячеистого
бетона.
5. ГОСТ 8928—58. Плиты фибролитовые на портландском це-
менте.
6. ГОСТ *9248—59. Плиты полужесткие из минеральной ваты
на битумной связке.
7. ГОСТ 9573—66. Маты и плиты полужесткие минераловат-
ные на фенольной связке.
8. К а м ей ко В. А., Воробьева С. А. Исследование
совместной работы керамической облицовки с вибрированной
кладкой в панелях наружных стен. Сб. «Прочность и устойчи-
вость крупнопанельных конструкций». Госстройиздат, 1962.
9. С е м е н ц о в С. А. Несущая способность виброкирпичных
панелей. «Строительная механика и расчет сооружений», 1959,
№ 6.
10. Семенцов С. А. Прочность и деформации стен из
виброкирпичных панелей. Сб. «Прочность и устойчивость конст-
рукций» под ред. С. А. Семенцова и В. А. Камейко. Госстрой-
издат, 1962.
И. Поляков С. В., Фа лев и ч Б. Н. Проектирование
каменных и крупнопанельных конструкций. Высшая школа,
1966.
12. СНиП II-В.2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования, Москва.
13. Указания по применению виброкирпичных панелей в
строительстве зданий. СН 175—61.
14. Указания по проектированию конструкций крупнопанель-
ных жилых домов. СН 321—65. Стройиздат, 1966.
15. Указания по предохранению от коррозии стальных за-
кладных деталей и сварных соединений крупнопанельных эле-
ментов. СН 206—62.
ГЛАВА 12
КАМЕННЫЕ ФУНДАМЕНТЫ. СТЕНЫ ПОДВАЛОВ. ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ
12.1. МАТЕРИАЛЫ
' Для кладки каменных фундаментов, стен подвалов
и подпорных стен преимущественно применяют: круп-
ные и мелкие бетонные блоки, естественные камни пра-
вильной и неправильной (^ормы, отборный, хорошо
обожженный кирпич.
Морозостойкость этих материалов в зависимости от
степени долговечности конструкций должна отвечать
требованиям главы I, табл. 1.1.
Требуемые минимальные марки растворов для клад-
ки фундаментов и подземной части стен устанавливают
в зависимости от влажности грунта и степени долговеч-
ности конструкций (см. п. 1.2.3, табл. 1.14).
12.2. ФУНДАМЕНТЫ
Каменные фундаменты могут быть ленточными и
столбчатыми (отдельно стоящими).
Ленточные фундаменты обычно устраивают под
сплошными стенами с относительно неширокими прое-
мами или с малым количеством проемов. Различные
типы ленточных фундаментов приведены на рис. 12.1 и
12.2, типовые железобетонные фундаментные блоки см.
рис. 1.8. Уширение ленточных фундаментов к низу де-
лается уступами. Отношение высоты уступов фунда-
ментов каменной кладки к их ширине рекомендуется
принимать не менее величины, приведенной в табл. 12.1.
В железобетонных фундаментных подушках отно-
шение высоты уступов к ширине не ограничивается
конструктивными требованиями, а определяется расче-
том прочности железобетона. Железобетонные подушки
целесообразно применять при больших нагрузках, что-
бы избежать дополнительного заглубления основания.
Переход от одной глубины ленточного фундамента
к другой производится уступами. Высота уступа долж-
на быть не более 1 м и не должна превышать его дли-
ну при значениях нормативного давления на грунты ос-
Рис. 12.2. Ленточные фундаменты
а — бутобетон'ные; б — бутовые; 1 — гидроизоляция
Рис. 12.1. Ленточные фундаменты из крупных элементов заводского
изготовления
а — ленточный; б — прерывистый; 1 — отмостка; 2 — фундаментные стеновые
блоки; 3 — блоки-подушки; 4 — засыпка грунтом; 5 — гидроизоляция
112
Глава 12. Каменные фундаменты. Стены подвалов. Подпорные стены
Таблица 12.1
Минимальные величины отношения высоты
уступа фундаментов к его ширине (h/b на рис. 12.2)
Марка раствора в клад- ке или бетона в буто- бетоне Нормативное давление на основа- ние в кГ/см2
<7 < 2 О > 2,5
4 1,75 2
10—25 1,5 1,75
50 и выше 1,25 1,5
новация 1,5 кГ]смг, а при 7?н<1,5 кГ)см? высота
должна быть не более 0,5 м и отношение ее к длине
уступа не должно превышать 1 :2.
С целью экономии кладки в производственных зда-
ниях с широкими проемами рекомендуется применять
отдельно стоящие столбчатые фундаменты с фунда-
ментными балками, поддерживающими стены (рис. 12,3).
Столбчатые фундаменты целесообразно применять и в
малоэтажных жилых- и общественных зданиях, если
давление по подошве фундамента намного меньше нор-
мативного давления на основание или когда слой грун-
та, могущий служить основанием, залегает на значи-
тельной глубине (3 м и более).
Рис. 12.3. Столбчатые фундаменты
а — с рядовой или железокирпичной фундаментной бал-
кой; б — с железобетонной фундаментной балкой; I —
балка; 2— воздушный промежуток; 3 — гидроизоляция
Столбы фундаментов рекомендуется располагать в
углах здания, на пересечениях стен и вдоль стен на
расстояниях, определяемых конструкцией фундамент-
ных балок. Обычно применяют железобетонные ранд-
балки, которые могут быть сборными или бетониро-
ваться на месте. Фундаментные балки могут быть так-
же железокирпичными или кирпичными (рядовые пере-
мычки); в последнем случае расстояние между столба-
ми в свету не должно превышать 2,5 м.
Столбчатые фундаменты рекомендуется делать
сборными из слабоармированных железобетонных эле-
ментов. При больших величинах эксцентриситета вер-
тикальной нагрузки рекомендуется делать фундамент
несимметричным, а подошву фундамента центрировать
но равнодействующей силе.
При необходимости каменные фундаменты устраи-
вают на искусственных основаниях с применением свай,
опускных колодцев и кессонов.
Наиболее индустриальными являются конструкции
фундаментов из крупных элементов заводского изго-
товления.
Для кладки подвальных стен применяются сплош-
ные и пустотелые блоки (см. п. 1.1.4.2).
При конструировании фундаментных и подвальных
стен необходимо обеспечить перевязку продольных и
поперечных стен здания. В местах сопряжения стен
желательно укладывать арматурные сетки. При проек-
тировании фундаментов, возводимых в зимних услови-
ях, должны учитываться указания гл. 17.
Ширина ленточных фундаментов поверху определя-
ется толщиной стены и делается, как правило, на 10—
20 см больше. Размеры подошвы фундамента определя-
ются расчетом в соответствии с указанием СНиП
П-Б.1-62 [7, п. 5.1 и табл. 12].
Назначение предварительных размеров фундамен-
тов зданий и сооружений, а в некоторых случаях так-
же и окончательных (см. СНиП П-Б.1-62, п. 5.28) до-
пускается производить по нормативным давлениям на
грунты RK, приведенным в табл. 12.2. Данными этой
таблицы можно пользоваться для фундаментов с ши-
риной подошвы от 0,6 до 1,5 м и глубиной заложения
от 1 до 2,5 м независимо от наличия в проектируемом
здании подвала.
При центральной нагрузке на ленточный фунда-
мент размер ширины его подошвы b может определять-
ся по формуле
N
Ь =—-г;----- см, (12.1)
Дн-100
где N — нормативная вертикальная нагрузка на
1 пог. м подошвы фундамента, включая его
вес;
Дн — нормативное давление на грунт основания.
При внецентренной нагрузке на подошву фундамен-
та краевое давление определяется по формулам:
N [ 6е0 \ h
Omax = ~ (1 + —Г”) при е0-<-—; (12.2)
F \ h } 6
2 N h h
Omax = 'V • ДГ ’ ------ ПРИ ео > “ ’ (12’3)
3 Г 0,5ft — е0 6
где е0 — эксцентрицитет нагрузки; ft — ширина фунда-
мента (высота сечения)Т F — площадь фундамента;
, N — нагрузка, приходящаяся на эту площадь.
Независимо от расчета фундаментные стены из
। бутобетона принимаются толщиной не менее 35 см, а
размеры сечения столбов не менее 40 см; из бутовой
кладки толщина стен принимается не менее 50 см, а
столбов — не менее 60 см.
II
12.3. СТЕНЫ ПОДВАЛОВ
Стены подвалов следует, как правило, выполнять
сборными из крупных блоков. Могут применяться так-
же кладки из обыкновенных бетонных и природных
камней, бутового камня и отборного, хорошо обож-
женного глиняного кирпича.
Фундамент стен подвалов закладывается на глу-
бине не менее 50 см ниже уровня пола подвального по-
мещения.
Для входа, освещения и перемещения грузов в по-
мещении подвала устраивают приямки, основные типы
которых показаны иа рис. 12.4. Стены, ограждающие
12.3 Стены подвалов
113
Таблица 12.2
Нормативные давления на грунты основания RK
а. Крупнообломочные грунты
Грунты
в кГ]см2
Щебенистый (галечниковый) с песчаным запол-
нением пор................ .....................
Дресвяный (гравийный) из обломков кристал-
лических пород .................................
Дресвяный (гравийный) из обломков осадочных
пород ..........................................
6
5
3
б. Песчаные грунты
Грунты Ян в кГ[см2
плотные средней плотно- сти
Пески крупные независимо от влаж- ности Пески средней крупности независимо от влажности Пески мелкие: маловлажные очень влажные и насыщенные водой Пески пылеватые: малсвлажные очень влажные насыщенные водой . . . 4.5 3,5 3 2.5 2.5 2 1.5 3,5 2,5 2 1.5 2 1.5 1
в. Глинистые грунты
Грунты Коэффициент пористости е в кГ]смг прн консистенции
В = 0 В = 1
Супеси . . . . 0,5 3 3
0,7 2.5 2
Суглинки . . 0,5 3 2,5
0.7 2,5 1.8
1 2 1
Глины 0,5 6 4
0,6 5 3
0,8 3 2
1,1 2,5 1
Примечание. Для глинистых грунтов с проме-
жуточными значениями е и В допускается определять
величины , пользуясь интерполяцией, вначале по е
для значений В==0 н В=1, затем по В между полу-
ченными значениями давления для В=0 и В==1.
приямки, могут основываться на самостоятельных фун-
даментах. В этом случае они должны иметь достаточ-
ное заглубление; устройством швов должна быть обес-
печена их самостоятельная осадка. Стенки неглубоких
приямков могут быть выполнены на консолях, выпу-
щенных из стен дома.
Наружные стены подвалов нагружены боковым дав-
.лением грунта и 'внецентренно приложенной вертикаль-
ной нагрузкой от перекрытия подвального этажа и веса
вышележащей части стены (рис. 12.5).
8 Зак, 805
Рис. 12.4. Приямки у стен подвалов
Рис. 12.5. Схема нагрузок на подвальную стену и
эпюры М
Подвальная стена рассчитывается как простая бал-
ка с двумя неподвижными шарнирными опорами.
Нижняя опора считается шарнирной ввиду малой
жесткости заделки по сравнению с жесткостью стен.
Если бетонного пола нет, то за расчетную высоту
стены II принимается высота подвала до подошвы
фундамента.
Величина временной нагрузки р (уголь, строитель-
ные материалы и .пр.) на поверхности земли вблизи
подвала принимается обычно равной р=1000 кГ/№.
Для удобства расчета временную нагрузку заменяют
добавочным эквивалентным слоем грунта высотой в м:
н _ Р _ 1000
пр Y *
где у — объемный вес грунта в KPh.fi (табл. 12.3).
Эпюра бокового давления грунта иа стену подвала
представляет собой трапецию с верхней -и нижней
ординатами qB и qB.
qB=-nbiHnv^(45(l — ^l2.)-, (12.4)
<7н = nb 7 (Ягр + Нпр ) tg* (45° - т/2), (12.5)
оде п -- коэффициент перегрузки объемного веса грун-
та по табл. '12.4;
высота эпюры давления грунта;
о—•расчетная ширина стены (обычно расстояние
между осями оконных проемов);
<р—расчетный угол внутреннего трения грунта,
принимается по табл. 13 СНиП Н-Б.1-62 [7].
Для приближенного расчета (в запас прочности) мож-
но принять для песчаных грунтов <р= 30°; для гли-
нистых ? определяется в зависимости от влажности.
Стена подвала рассчитывается на внецентренное
сжатие. Моменты в подвальной стене от бокового дав-
ления грунта могут быть определены по формуле
114
Глава 12. Каменные фундаменты. Стены подвалов. Подпорные стены
Таблица 12.3
Объемный вес различных грунтов
Грунт Объемный вес в три*
Песок: крупнозернистый, сухой мелкозернистый, „ „ влажный „ насыщенный влагой .... Галька: угловатая округлая Щебень Насыпной грунт: разрыхленный, сухой „ влажный „ насыщенный влагой утрамбованный, сухой „ влажный Суглинок: разрыхленный, сухой „ влажный , насыщенный влагой утрамбованный, сухой „ влажный Глина: разрыхленная, сухая „ мокрая плотная, влажная 1,5 1.6 1,8 2 1.8 1.9 1,6 1,4 1,6 1,8 1.7 1,9 1,5 1,6 2 1,8 1,9 1.6 2 2.5
1 f ^Р
Мх = —— | (2?в + Ун) х
6 v Н
Г х — /7+Ягр] )
- |3flB + (9н - 9в)----------] (*-Я + ЯГР)2] (12.6)
где Н — расчетная высота стены подвала;
к — расстояние от верха стены подвала до рас-
сматриваемого горизонтального сечения.
Если боковое давление приложено по всей высоте
стены подвала, то приближенно можно считать, что
максимальное значение Мх будет на расстоянии х=
=0,6 //;
Мпах= (0,056 9в +0,064 <?„)№. (12.7)
Если ось вышележащей стены совпадает с осью
стены подвала, то' нагрузка от вышележащих этажей
считается приложенной центрально и в расчете учитыва-
ется только случайный эксцентрицитет, равный 2 см\
этот эксцентрицитет может быть направлен в сторону
внутренней или 'наружной поверхности стены.
Если стена подвала имеет толщину, меньшую, чем
опирающаяся на нее стена первого этажа, то при рас-
чете стены подвала следует учитывать случайный экс-
центрицитет, равный 8 см, этот эксцентрицитет сумми-
руется с эксцентрицитетом продольной силы. Стена,
опирающаяся на более тонкую стену подвала, должна
быть проверена расчетом на местное сжатие в уровне
обреза стены.
Расчетом на внецентренное сжатие проверяют се-
чения стены, в которых моменты или продольная сила
имеют максимальные значения.
Пример 12.1. Проверить несущую способность сте-
ны подвала кирпичного здания. Стена подвала высо-
той /7=3 м выполнена из бетонных пустотелых блоков
толщиной 50 см (ом. табл. 1.9). Расчетная нагрузка на
1 пог. м от кирпичной стены шириной 64 см составляет
7У,=2О т. Стена подвала расположена впецентренио по
отношению к стене дома иа ei=7 см. Расчетная нагруз-
ка на 1 пог. м от перекрытия над подвалом 1V2=1,8 т
(с коэффициентом перегрузки 0,9) передается внецент-
ренно по отношению к стене подвала на е2=20 см. По-
ловина веса стены подвала с коэффициентом перегруз-
ки 1,1 составляет A73=il,2 т/м. Грунт насыпной, разрых-
ленный, сухой у = 1400 кГ/м (см. табл. 12.3). Угол
внутреннего трения грунта <р=30°. Схема нагрузок и
расчетная эпюра моментов приведены на рис. 12.6.
Рис. 12.6. К примеру расчета 12.1 стены
подвала. Схемы приложения вертикаль-
ных нагрузок (а), бокового давления
грунта (б) и эпюр М (в)
Высота эквивалентного слоя грунта от временной
1000
нагрузки р=4000 кГ/м2,Нтр = =0,71 м.
Ординаты эпюры бокового давления грунта иа 1 мР
стены по формулам (12.4) и (12.5)
?в = пб 7 +пр tg2 (45° — <р/2) =
= 1,3-1-1400-0,71 -0,33 =430 кГ/м2;
Ун = nby (Нтр + 7/пр ) tg2 (45° — <р/2) =
= 1,3-1-1400 (3 + 0,71) 0,33 = 2250 кГ/м2.
По формуле (12.6), принимая Нгр — Н, получим 'из-
гибающие моменты от давления грунта в сечении на
уровне х=0,4Н (сверху)
Н (2?в + <7Н) х—
3<7в+(<7н—У в)
М°-^ 6
= ^3 (2-430 + 2250) 0.4-3 —
— |з-430+ (2250 — 430) -у^1,22| = 1340 кГм.
По формуле (12.7) в сечении на уровне х=0,6/7
получим
М0>6 = (0,056?в + 0,064 <?„) № =
= (0,056-430 + 0,064-2250) 9 = 1520 кГм.
Изгибающий момент Мв от вертикальных нагру-
зок у верха стены '(с учетом случайного эксцентриците-
та, равного 8 см) равен
Мв = — М2 = #1 «г — «2 =
12.4. Подпорные стены
115
= 20 000 (0,07 + 0,08) — 1800-0,2 = 2640 кГм.
Ординаты суммарной эпюры моментов
Мо 4 = 2640-0,6+ 1340 = 2920 кОм;
Мо б = 2640-0,4 + 1520 = 2580 кГм.
Проверку стены производим в уровне 0,4 Н, где
стена внецентренно сжата с эксцентрицитетом:
Л1(),4 2920
е,)= A/j + A/s + A'a “ 23000 - 0,127 л—12,7 см.
Высота сечения стены /1 = 50 см, y = /i/2 = 50/2=25 см.
Гак как
Подпорные стены должны быть сконструированы
так, чтобы была -исключена -возможность их опрокиды-
вания и скольжения и чтобы были обеспечены несущая
способность -стены и грунта -в основании стены, а также
в необходимых случаях трещпностойкость (см. п. 4.4.2),
В каменных подпорных стенах выполнение этих уело-,
вий достигается за счет их массивности, а также вы-
бора соответствующей формы.
Подпорные стены могут быть безреберными и реб-
ристыми. Как правило, подпорные стены делают книзу
уширенными, и они могут рассматриваться как консоль-
ные балки прямоугольного .или таврового сечения. Про-
фили подпорных стен могут быть самые разнообразные
(см. рис. 12. 7).
расчет производим по формуле (4.12) для случая боль-
ших эксцентрицитетов:
Л/< <рп R.F Ф,
где по табл 4. 7:
(2в \
1——5-1 = 1,25 (1—0,51) = 0.61.
По формуле (4.13)
ф + фс
<Р« — 2
При марке раствора 100 упругая характеристика
кладки из крупных блоков, изготовленных из тяжелого
бетона (см. табл. 3. 14), «=1500. Гибкость № =300|/50=6.
Высота сжатой зоны по формуле (4.15)
hc = 2с = 2 (Л/2 — е0) = 2 (25 — 12,8) = 24 см-
Рис. 12.7. Подпорные стены разных профилей
а — прямоугольного; 6 — трапецеидального с наклонной
передней гранью; в — трапецеидального с наклонной
задней гранью; г — наклоненного в сторону засыпки;
д — с выступающим передним нижннм ребром; е — сту-
пенчатого; ж — уголкового
По табл. 4. 2 находим для этих значений гибкости
<р=0,98, =0,87.
Откуда
При марке бетона блоков 150 и марке -раствора 50
по табл. 3.4 с учетом примечания 4 к этой таблице на-
ходим R.
При пустотностн блоков 26%:
I F ит \2
МтЧ р-2 = (0,74)а-0.8 = 0,44;
\ гбр j
R = 39-0,44 = 17 кГ]см2-,
F = 5000 см2.
Предельное усилие
Ф = <рнЯГФ = 0,93-17-5000 0,6 = 47300 кГ>23000 кГ.
Прочность стены достаточна.
12 4. ПОДПОРНЫЕ СТЕНЫ
Подпорные стены из каменной кладки целесообраз-
но применять только при относительно небольшой их
высоте. При высоте более 3—4 м рекомендуется исполь-
зовать железобетон.
Фундамент кирпичных подпорных стен выполняется
в виде самостоятельной конструкции из бутовой или
бетонной кладки, выступая за грани стены и образуя
обрезы шириной не менее 15 см и не более высоты
фундамента.
Нагрузки, действующие на подпорные стены, и
соответствующие им коэффициенты перегрузки приведе-
ны в табл. 12.4. Коэффициенты перегрузки, меньшие
единицы, применяются в тех случаях, когда уменьшение
расчетных воздействий вызывает ухудшение работы
конструкций, например при расчете конструкций на
устойчивость положения против опрокидывания, сколь-
жения и т. п.
При расчете подпорных стен учитываются основные,
дополнительные и особые сочетания нагрузок в соответ-
ствии с классификацией, установленной в главах
СНиП П-А.10-62 и СНиП 11-А.11-62.
При дополнительных сочетаниях коэффициенты пе-
регрузки кратковременных нагрузок умножаются на
коэффициент 0,9, а при особых сочетаниях — на ОД
Динамическое действие от нагрузок, передающееся че-
рез грунт, обычно не учитывается.
Суммарное расчетное горизонтальное давление грун-
та Е на подпорную стену любого -очертания и точку при-
ложения силы Е -в общем случае -рекомендуется опреде-
лять по формулам, приведенным в [4 и 10].
При вертикальных стенках (см. -рис. 12.7), если
земля ограничена горизонтальной плоскостью, распреде1-
ление горизонтального давления грунта определяется по
8*
116
Глава 12. Каменные фундаменты. Стены подвалов. Подпорные стены
Таблица 12.4
Нагрузки, (действующие на подпорные стены,
и коэффициенты перегрузки
Нагрузки Коэффициенты перегрузки п
А. Постоянные Собственный вес подпорной стены Давление грунта: скального нескального насыпного ....... Давление, передающееся через грунт от постоянных нагрузок, находящихся на его по- верхности Давление воды прн постоянном ее уровне . Б. Временные Давление, передающееся через грунт от подвижной нагрузки: от автомобильной нагрузки от тяжелых колесных и гусеничных на- грузок от железнодорожного подвижного со- става Давление, передающееся через грунт от различных неподвижных грузов 1,1 или 0,9 1,1 или 0,9 1,2 нли 0,8 1,3 или 0,8 1,2 или 0,9 1,1 или 0,9 1,4 1.1 1,3 Не менее 1,2
формулам (12.4) и. '(12.5). Равнодействующая давле-
ния грунта определяется по формуле
1
Е =в — nyH2tg2(45° — <р/2). (12.8)
Если помимо (грунта имеется еще и временная на-
грузка р, то равнодействующая давления грунта и этой
нагрузки определяется по формуле
£ ^4-/i'7№tg2(45°-f/2) +
+ пр Я2 tg2 (45° — <р/2). (12.9)
Обозначения, принятые в формулах (12.8) и '(12.9),
см. в п. 12.3
Сечения подпорной стены проверяют на внецентрен-
ное сжатие от веса стены и давления грунта.
Расчет оснований подпорных стен производится по
первому предельному состоянию (по 'несущей способнос-
ти) в соответствии со СНиП И-БЛ-62 [7, п. 5.1].
При проверке напряжений в самом грунте под по-
дошвой стенки могут встретиться два ‘случая,
1. Равнодействующая всех вышерасположенных сил
пересекает подошву стенки внутри ядра. В этом случае
грунт под всей подошвой будет сжат и следует прове-
рить условие
N I 6е0 \
RH>— 1+-Л . (12-10)
Ь \ ь / ~ ,
где — нормативное давление на грунт;
N —вертикальная сила на 1 пог. см длины сече-
ния стены;
е0] — эксцентрицитет силы, e0=MjN-,
b — ширина подошвы подпорной стены.
2. Точка приложения силы N выходит за пределы
ядра сечения. В этом случае следует 'проверить условие
2#
(12.11)
тде с—расстояние От точки приложения силы N до наи-
более-сжатой грани сечения подошвы.
Кроме того, при проектировании подпорных стен
должны быть удовлетворены требования устойчивости
стены против скольжения и от опрокидывания. Про-
верка условия устойчивости против скольжения по ос-
нованию стены производится по формуле
EINf^mc , (12.12)
где/— коэффициент трения материала стены по грун-
ту (см. табл. 12,5).
Таблица 42J5
Коэффициенты треиия f кладки и бетона по грунту
Вид грунта Состояние поверхности тре- ния
сухое влажное
Гравий, песок Суглинок . . Глнна 6,6 0,55 0.5 0.5 ОЛ 0,3
Для подпорных стен промышленных, гражданских
и сельскохозяйственных зданий и сооружений можно
принимать пгс—1 при условии введения коэффициентов
перегрузки 0,9 к постоянным нагрузкам.
Проверка условия устойчивости против скольжения
(расчет на срез) по средним сечениям подпорных стен
производится по формуле (4.28). Проверка устойчивос-
ти положения стены против опрокидывания (расчет и а
опрокидывание) производится по указаниям п. 4.2.10
и формуле (4-29), причем коэффициент nil этой форму-
лы принимается для сечений стены у подошвы фунда-
мента на скальных основаниях равным 0,9, а в сечении
у подошвы фундамента на нескальных основаниях—0,8.
'1
Рис. 12.8. Схема подпорной стены (к примеру
расчета 12.2)
12.4. Подпорные стены
117
Пример 12.2. Подпорная стена высотой Н=2 м под-
держивает насыпь с горизонтальной верхней поверхно-
стью. Временная неподвижная нагрузка на поверхности
р=,1000 кГ,]м2, ширина стены у основания 1,2 м. Кладка
стены из бетонных камней марки 150 на растворе мар-
ки 50 (рис. 112. 8). Грунт—-песок мелкозернистый, сухой,
средней плотности, у = 1,6 дби3, угол естественного откоса
<р=30°, RH=2 кЩсм2. Из формулы (12.9) получим
1 Л
Е = — п у И2 tg2 (45° — <р/2) + прН tg2 (45° — <р/2) =
! '2^ 7-92
= — l,2-1600-22-tg2 30° + 1,2-1000-2 tg230° =
= 2040 кГ1п.ог. м.
Изгибающий момент от горизонтальных сил
Мт = 1240 + 800 — 2 = 1630 кГм.
3 2
Расчетная вертикальная сила от собственного веса
стены .и пру-нта с нагрузкей над уступами фундамента,
принимая приближенно, что грунт над уступами сдви-
гается по вертикали, будет:
N = (0,4-2 + 0,20-1,4 4-0,20И+0,2-0,4) 1,1-2200 +
+ (0,2-0,6+ 0,2-1) 1,2-J600 + 0,4-l,2-1000 =
= 4300 + 620 + 480 = 5400 кГ/пог. м.
Изгибающий момент от .вертикальных нагрузок от-
носительно -центра |п-одошвь1 фундамента:
Мв = (0,2-0,4-0,4 + С/,4-2-0,1 —0,2-1,4 • 0,2 —
— 0,2-1-0,4) 1,1-2200 — 620-0,3 — 480-0,3 = —390 кГм
М \ 630 — 390
е0 = — =----------—----= 23 см.
N 5400
Так как ось действия силы /V выходит за пределы
ядра -опорного сечения ;стенки, проверку напряжений в
грунте производим по формуле i(12jL1)
2N 2-5400 '
, = ----~- = 1,33 кГ1см2 < RH = 2 кГ1см2.
ЗсЬ 3(50 — 23) 100 ' '
Прочность кладки проверяем на уровне обреза сте-
ны. Изгибающий момент от горизонтальных сил
r2 1
Л4Г=-—--------- 1920-1,62 tg2 30° +
3 2
+ -у ''1200 • 1,62 tg2 30° = 1050 кГм.
Нормальная* .сила W=5400—0,4- 1 • 1,1 • 2200=4340 кГ.
Изгибающий -момент от вертикальных сил
' Мв = (0,4-1 ,6-0,2 —0,2-1-0,1—0,2-0,6-0,3) 1,1-2200—
— ('3,2-0,6-0,1 —0,2-1-0,3) 1,2-1000 —
. —0,4-1,2-0,2-1000 = — 60 кГм.
1050 — 60
е° = 7Г = ~ 4340 = 23 СМ > °’45У = 18 СМ-
Проверю/ прочности сечения производим по формуле
(4.12) для случая больших эксцентрицитетов
(2е \
1------- =
Л }
/ 46 X
=1,25 1 —------ =0,53,
\ 80;
<Ри= 1.
По табл. 3.4 находим R=26 кЦ'см2; /'=8000 см2;
N = 4340 кГ < 1-26-8000-0,53 кГ.
Проверку устойчивости стены против скольжения по ос-
нованию производим по формуле i(!1I2. 112), принимая f=
=0,6 .по табл. 12^5? Расчетная нормальная сила принима-
ется ,с учетом коэффициента перегрузки 0,9 для собст-
венного веса конструкции; для собственного веса грун-
та, вызывающего как опрокидывающий, так и удержи-
вающий момент, принимается коэффициент 1,2, соот-
ветствующий менее благоприятным результатам рас-
чета
0,9
N = 4300 -уу + 620 + 480 = 4600 кГ;
Е 2040
•— =----------= 0,74 < 1.
Nf 4600-0,6
Устойчивость стены против скольжения обеспечена. Про-
верку устойчивости стены на юпраиидывание производим
по формуле (4.29), принимая «1=0,8:
М 1
ео = -у-<О.8р; р=—= 0,5л;
60-0,9
Мо = 1630 —----- — 190 — 140 = 1250 кГм,
1 1
во второй член входит полученное ранее значение Л4В=
= —60 кГм, причем приближенно в знаменателе при-
нят коэффициент лерегруэкп 1,1,
1250
ев =------— 0,27 м < 0,8 у — 0,4 м.
0 4600
Таким образом, устойчивость стены иа опрокидыва-
ние тоже обеспечена!.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 12
1. Васильев Б. Д., Моиф ред Ю. Б., Шипков В. П.
Фундаменты сборной конструкции, М., 1953.,
2. Иванов И. Г. Сборные фундаменты в жилищно-граж-
данском строительстве, М., 1952.
3. Каплунов 3. В. Сборные крупноразмерные конструк-
ции жилых зданий, Л.—М., 1956.
4. Клейн Г. К. Расчет подпорных стен, М., 1964.
5. Поляков С. В., Ф а л е в и ч Б. Н. Проектирование
каменных н крупнопанельных конструкций, М.. 1966.
6. СНиП II-А. 10-62. Строительные конструкции и основания,
Основные положения проектирования.
7. СНиП П-Б.1-62. Основания зданий и сооружений. Нормы
проектирования.
8. СНиП II-B.1-62., Бетонные и железобетонные конструкции.
Нормы проектирования.
9. СНиП II-B.2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования.
10. Справочник проектировщика. Том «Основания и фунда-_
менты», Стройиздат, 1964. ~
—~TL Справочник по гражданскому строительству, Киев, 196о.
12. Указания по применению сборных ленточных фундамен -
тов, Госстрой СССР, М., 1960.
ГЛАВА 13
КАРНИЗЫ,ПАРАПЕТЫ, АНКЕРЫ
13.1. КАРНИЗЫ И ПАРАПЕТЫ
Карнизы с небольшим выносом, не превышающим
половины толщины стены, выполняются напуском рядов
кладки (рис. 13.1). При этом вынос каждого ряда клад-
ки не должен превышать */з длины кирпича или камня.
Кладка карнизов и парапетов должна производиться на
растворах марки не ниже 25. При выносе карнизов ме-
нее половины толщины стены, но не более 20 см и от-
ношении высоты парапетов к их толщине не более трех
для кладки карнизов и парапетов допускается приме-
нять те же растворы, что и для стен верхнего этажа.
Для устройства карнизов с выносом, превышающим
половину толщины стены, применяются железобетонные
элементы (плиты или балки), заделываемые в кладку, а
в крупноблочных и крупнопанельных зданиях специаль-
ные карнизные блоки.
При больших выносах для уменьшения веса приме-
няются сборные пустотелые железобетонные карнизы
(рис. 13. 2).
В сечении, расположенном непосредственно под кар-
низом (рис. 13.1 и 132, сечение 1—1), стены рассчиты-
ваются на внецентренное сжатие для двух стадий готов-
«ости здания:
1. Для незаконченного здания, при отсутствии кры-
ши и чердачного перекрытия (рис. 13.2,6). В этом слу-
чае учитываются:
а) расчетная нагрузка от собственного веса карниза
(при наличии опалубки, прикрепленной к кладке, следу-
ет также учитывать нагрузку от ее веса);
б) расчетная нагрузка на край карниза 100 кГ на
1 пог. м карниза или на один элемент сборного карни-
за при длине его менее 1 м;
в) нормативная ветровая нагрузка на внутреннюю
сторону стены (положительное давление и отсос), при-
Рис. 13.2. Пустотелый железобетонный карниз
а — в законченном виде; б — в процессе возведения
нимаемая с суммарным аэродинамическим коэффициен-
том 1,4 на уровне выше соседних стен.
2. Для законченного здания (рис. 13.2, а) стены
под карнизами рассчитываются на нагрузки:
а) от -веса карниза и всех опирающихся на него эле-
ментов здания (крыши, чердачного перекрытия и др-),
при этом расчетная нагрузка от веса крыши принимает-
ся уменьшенной на велпчлиу отсоса, от ветровой на-
грузки;
б) от двух блоков подвесной люльки, прикреплен-
ных к краю карниза (или к специальны™ устройствам),
при расчетной нагрузке 500 кГ на один 'ф>лок .и расстоя-
нии между блоками 2 м. Нагрузки от каждого из бло-
ков подвесной люльки могут быть пря расчете распре-
делены на длину карниза до 2 м, если конструкция кар-
низа допускает такое распределение. Для (зданий высо-
той 10 м и менее вместо нагрузки от двух. блоков под-
весной люльки учитывается расчетная нагр-узка на край
карниза, равная 150 кГ на 1 пог. м, или н.-а один эле-
мент сборного карниза при длине его меней I л. При
наличии под карнизом отверстий для выпуска консо-
лей. к которым подвешивается люлька, или других уст-
ройств, обеспечивающих передачу нагрузки <эт люлек
непосредственно на стену, вместо нагрузки от, люлек
учитывается нагрузка на край карниза, принимаемая,
независимо от высоты здания, такой же, как и Для зда-
ний высотой 10 м и менее; \
в) расчетная ветровая нагрузка (отсос), уме. и.шен-
ная на 50%.
О
13.1. Карнизы и парапеты
119
Расчетные нагрузки, повышающие устойчивость
карнизов, принимаются с коэффициентом перегрузки
Ю,9. На снеговую нагрузку карнизы не рассчитываются,
так как эта нагрузка учитывается расчетными времен-
ными нагрузками, приложенными к краю карниза.
Изгибающие моменты от всех действующих на кар-
низ нагрузок определяются относительно оси, проходя-
щей через центр тяжести рассчитываемого поперечного
сечения стены.
Эксцентрицитет равнодействующей всех сил е0=
=M/N (где М и N — суммарные величины изгибающего
момента и нормальной силы) при обеих стадиях расче-
та должен быть не более 0,7 у (где у — расстояние от
оси, проходящей через центр тяжести сечения стены до
края сечения в сторону эксцентрицитета) *. Если вели-
чина эксцентрицитета в сечениях стены, расположенных
под карнизом, превышает 0,7у, то устойчивость карниза
должна быть обеспечена анкерами, устанавливаемыми
в растянутой зоне кладки (см. рис. 13.2). Концы анке-
ров закрепляются в нижних слоях кладки, в которых
возрастает величина нормальной силы за счет собст-
венного веса стены и соответственно уменьшается экс-
центрицитет. w
Заделка анкеров должна быть расположена не ме-
нее чем на 15 см ниже того сечения, где анкеры уже не
требуются по расчету (сечение 2—2 см. рис. 13.2, а).
Если концы анкеров закрепляются отдельными шайба-
ми, то расстояние между анкерами не должно превы-
шать 2 м. При закреплении концов анкеров к прогонам
чердачного перекрытия или к продольным балкам, заде-
лываемым в кладку, расстояние между анкерами может
быть увеличено до 4 м. В тех случаях, когда устойчи-
вость карниза в процессе строительства обеспечивается
нагрузкой от чердачного перекрытия, на чертежах долж-
но быть сделано указание о том, что чердачное пере-
крытие должно быть уложено до установки карниза.
Анкеры, как правило, заглубляют в кладку на 10—
12 см ют внутренней поверхности стены. При расположе-
нии анкеров снаружи кладки мх покрывают цементной
штукатуркой толщиной ие менее 3 см (от поверхности
анкера), защищающей анкеры ют коррозии и огня при
пожаре. При кладке стен на растворах низких марок
(10 и ниже) анкеры должны быть расположены в бо-
роздах, которые заделывают бетоном.
Усилие в анкере может быть определено прибли-
женно по формуле
N М
а 0,85Ло ’
(13-1)
где ho — расстояние от сжатого края сечения стены до
оси анкера (расчетная высота сечения). Сечение анке-
ров определяется при расчетных сопротивлениях стали,
приведенных в табл. 6.1. Величина эксцентрицитета мо-
жет быть уменьшена до значения ео<Д7 у при помощи
обратного напуска кладки со стороны чердака, что в
ряде случаев позволяет отказаться от установки ан-
керов.
Устойчивость парапетов при отсутствии анкеров обе-
спечивается в том случае, если эксцентрицитет нагрузки
от собственного веса при действии расчетной ветровой
нагрузки, определяемой с аэродинамическим коэффици-
ентом 1,4, не будет превышать 0,7 у.
Пример расчета карниза. Рассчитать карниз девяти-
1 При проверке прочности стены под карнизом в незакончен-
иом здании расчетное сопротивление кладки следует прини-
мать прн нулевой прочности раствора (см. таблицы в главе 3)
•с коэффициентом условий работы пг =1,25.
этажного здания, строящегося в Москве. Высота здания
Е9 м. Стены верхнего этажа толщиной Л=51 см выложе-
ны .из семищелевых керамических камней марки 100 на
растворе марки 25 (объемный вес кладки к =1400 кг/м3).
Карниз (см. рис. 13.2.0), выступающий за пределы на-
ружной грани стены на .1 м выполнен из сборных же-
лезобетонных элементов толщиной 6 см и длиной 4 м.
1. Расчет для незаконченного здания
, (рис. 13.2,6)
Размеры карниза: а=1,26 м, 6=0,25 м, с—0,65 м.
Расчетная нагрузка на 1 пог. м ют собственного веса
карниза, принимаемая с коэффициентом перегрузки 1,1.
^ = (1,26 + 0,65)0,06-2500-1,1 =315 кГ.
Расстояние от центра тяжести карниза до оси стены
1,26-0,06-2500 - 1,1 (1,26 — 0,51)0,5 + 0,65 X
61 “ 315
X 0,06-2500-1,1 -(1,26 +0,25-0,5—0,51-0,5)
-------------------—-------------------=0,63 м.
Расчетная нагрузка от веса 1 пог. м кладки над
карнизом высотой 0,8 м, принимаемая с коэффициентом
перегрузки 0,9
М2 = 0.51-0,8-1400-0,9 = 515 кГ.
Расчетная нагрузка на край карниза М3=100 кГ на
1 пог. м. Расстояние от края карниза до оси стены ез=
= 1,26 м. Нормативная ветровая нагрузка на внутрен-
нюю сторону стены (положительное давление и от-
сос [4], табл. 9 и 10).
<7Н = 27-1,55 (0,8 + 0,6) = 59 кГ/м1 * 2.
Изгибающий момент в сечении 1—1 относительно
оси стены на 1 пог. м
59-0,862
М — 315-0,63+ 100-1,26+---------------= 346 кГм.
Нормальная сила в сечении 1—1
N = 315 + 515 + 100 = 930 кГ/м.
Эксцентрицитет приложения нормальной силы в се-
чении 1—1 относительно оси стены
е0 = — =—6—= 37,2 см > 0,7 у = 0,7-25,5=
° М 930
=17,9 см.
Устойчивость карниза .должна быть обеспечена ан-
керами.
2. Расчет для законченного здания
(рис. 13.2, а)
Расчетная нагрузка на 1 пог. м стены от железной
кровли, обрешетки и стропильных ног пролетом 4 м
g=40 кГ^м2, принимаемая с коэффициентом перегруз-
ки 0,9
= 40-4-0,5-0,9 = 72 кГ.
Расчетные нагрузки -на край карниза и на стену от
веса кровли и обрешетки, расположенной над свесом
карнизной плиты g=35 кГ/м2, принимаемые с коэф-
фициентом перегрузки 1,1
А5 = Ne = 35-1 -0,5-1,1 = 19 кГ/пог. м.
Расчетная ветровая нагрузка (отсос) на 1 м2 кро-
Глава 13. Карнизы, парапеты, анкеры
вли при угле наклона кровли а =22°, уменьшенная на
50% ([4], табл. 11)
<7 = 27-1,55-0,4-1,2-0,5 = 10 кГ/м2.
Нагрузки A'i, Ад и А'е, уменьшенные на величину
отсоса от ветровой нагрузки
А4 = 72 —10-4-0,5 = 52 кГ/м;
К5 = Ке= 19— 10-0,5= 14 кГ/м.
Эксцентрицитеты этих нагрузок относительно оси
стены е4=0,18 м, 65=63=-!,26 м; е6=0,21 м.
Расчетная нагрузка на край карниза от блоков под-
весной люльки, распределенная на длину 2 м,
И? = 500 . _ 250 кГ]м~, 67 = е3 = 1,26 м.
Расчетная ветровая нагрузка (отсос) на наружную
поверхность карниза, уменьшенная на 50% 14]:
<7 = 27-1,55-0,6-1,2-0,5= 15 кГ/м2.
Изгибающий момент в сечении 1—1 относительно
оси стены от всех действующих нагрузок на 1 noa.jn
М = 315-0,63 -J- (250+ 14) 1,26+ 14-0,21 +
15-0,652 „
+----------— 52-0,18 = 528 кГм.
~ 2
Нормальная сила в сеченни 1—1
N = 315 + 515 + 250+ 14-2 + 52 = 1160 кГ/м. Л
Эксцентрицитет приложения нормальной силы в се-
чении 1—1 относительно оси стены
М 52 800
еп = •— =-------= 45,5 см > 0,7у = 17,9 см.
° N 1160
Установка анкеров необходима.
Так как в законченном здании величины изгибающе-
го момента и эксцентрицитета больше, чем в процессе
строительства (в незаконченном здании), то расчет ан-
керов производим при усилиях, возникающих -в закон-
ченном здании. Расстояние между анкерами прини-
маем равным 2 м.
Усилие в анкере определяем ию приближенной
формуле (13.1), не учитывающей влияния нормальной
силы, принимая расстояние от сжатого края стены до
оси
анкера /io=O,51—0,-12=0,39 м
528-2
Na =------------ = 3180 кГ.
а 0,85-0,39
Расчетное сопротивление анкеров из стали класса
А-I в кладке, выполненной на растворе марки 25,
=4900 кГ/см2 (табл. 6Л).
Необходимая площадь сечения анкеров с учетом
ЙО 3180
ослабления резьбой для гаек = ~Yqqq = 2>4 см
Принимаем диаметр анкеров г/=18 мм
= 2,54 см2 > 2,4 см2; F™ = 2,54-0,7=1,78 см2.
'Прочность кладки под карнизной плитой проверяем
по формулам для расчета внецентренно сжатых эле-
ментов прямоугольного' сечения с одиночной арматурой
при больших эксцентрицитетах.
При определении ширины сжатой зоны кладки Ь
принимаем, что усилие от анкеров распределяется по
ширине карнизной плиты под углом 45°. При этом 6 =
=2йо=2 • 39= 78 см. Расчетное сопротивление кладки
прн сжатии /?= 13 кЩсм2 (табл. 3.5). Расстояние от ан-
кера до точки приложения 'нормальной силы е=45,5+
+25,5—12=59 см. Высота сжатой зоны кладки х опре-
деляется по формуле (6.37) и табл. 6.4
1,25-13-78 х ^59 —39+-y-j— 1900-1,78-59 = 0,
откуда х = 6,7 см < 0,55 h0 = 21,4 см.
По формуле (6.35) несущая способность сечения
при ф =4:
1,25-13-78-6,7 — 1900-1,78 = 5120 кГ > N =
= 1160-2 = 2320 кГ.
Аналогичным образом, пользуясь формулами (6.37)'
и (6.35), проверяем прочность кладки под карнизной
плитой в незаконченном здании при нулевой прочности
раствора. В этом случае (табл. 3.5) /?=6 1,25=
=7,5 кГ)см2, е=37,Й+05,15—42 =-50,7 см и несущая спо-
собность сечения равна 6040 кГ>А=930 • 2=4860 кГ.
Глубина заделки анкеров определяется из условия,
чтобы в юечен-ии 2—2, расположенном на уровне их за-
делки, соблюдалось требование ео<'0,7г/=17,9 см.
Величина нормальной силы в уровне заделки анке-
ров на .1 пог. м стены должна быть не меньше N—
М 52 800
= —' =~,- „ =2950 кГ. Необходимая дополнительная
17,9
нагрузка ют веса стены -и чердачного перекрытия N'=
=2950—4160=4790 кГ.
Расчетная нагрузка на 1 пог. м стены от веса чер-
дачного перекрытия пролетом 6 м (железобетонные пли-
ты, пенобетон и стяжка нз цементного раствора), при-
нимаемая с 'коэффициентом перегрузки 0,9
(350 + 60 + 30)6-0,5-0,9 = 1190 кГ.
Требуемая дополнительная нагрузка от веса стены
N" = 1790—1190 = 600 кГ.
Высота участка стены, в пределах которого распо-
лагаются анкеры, должна быть -не менее
600
--------------= 0,94 м.
0,51-1400-0,9
Так как заделка анкеров должна быть расположе-
на не менее чем на 45 см Тшже того сечения, где они
уже не требуются то расчету, то анкеры заделываем
под чердачным перекрытием в сечении стены, располо-
женном на. расстоянии 0,94+0,45=4,09 м ниже уровня
опирания карнизных плит (см. рис. 43.1, а).
Площадь шайб .в уровне заделки анкеров опреде-
ляем из условия прочности кладки при местном сжатии
(см. п. 4.2.8).
13.2. АНКЕРЫ
Совместная работа продольных -и поперечных стен
с перекрытиями и покрытиями, а также связь между
элементами каркаса и примыкающими к ним стенами в
каркасных зданиях обеспечивается анкерами1.
Концы прогонов, балок и настилов, перекрывающих
смежные пролеты и опирающихся на внутренние сте-
ны шли столбы, должны быть соединены между собой
стальными накладками. Площадь поперечного сечения
анкеров и накладок должна быть не менее 0,5 см2.
Расстояние между анкерами, -соединяющими опоры
ферм, пр-огомов, балок и настилов перекрытий со стена-
13.2. Анкеры
121
ми, должно быть не более 6 м. Анкеры закладываются в
горизонтальные швы кладки или в борозды, которые
вамоноличиваются раствором или бетоном.
В каркасных зданиях наружные самонесущие стены
крепятся к колоннам каркаса гибкими анкерами, не
препятствующими вертикальным деформациям стен и
обеспечивающими передачу на каркас ветровых на-
грузок и усилий, которые могут (возникнуть при про-
дольном изгибе стен.
Расчет анкеров производится в следующих .случаях:
а) при расстояниях между анкерами более 3 м;
б) при несимметричном изменении толщины стены
или столба в уровне перекрытия;
в) для сильно нагруженных простенков при общей
величине нормальной силы более 100 г.
Расчетное усилие в анкере определяется как сумма
горизонтальной опорной реакции в уровне перекрытия
= М/Яэт (13.2)
и условной опорной реакции, вызванной возможным
производственным отклонением стены от вертикали и
неоднородностью кладки
А2 = 0,01А. (13.3)
Расчетное усилие в анкере
М
A = A1-f-A2 = —-4-0.01А. (13.4)
Пэт
В формулах (13.2), (13.3) и (13.4):
М —изгибающий момент в уровне перекрытия в ме-
стах опирания его на стену на ширине, равной
расстоянию между анкерами |(рис. 13.3,а);
Н9Т — высота этажа;
N — расчетная нормальная сила в сечении стены в
месте установки анкера на ширине, равной рас-
стоянию между анкерами.
При расчете анкера проверяется его сечение .(при
расчетных сопротивлениях стали, приведенных в
табл. 6.1), крепление к балке, колонне или настилу
перекрытия, а также заделка анкера в кладке. Проч-
ность заделки анкера 'в кладке можно проверить исхо-
дя мз сопротивления кладки срезу по горизонтальным
швам, расположенным под анкером и над ним. Рас-
пределение давления в кладке принимается под углом
45° (рис. 13.3, б). Расчетное усилие в анкере должно
при этом удовлетворять условию
А<2а(а + &) (Рср 4-0,8л/<т0), (13.5)
где а — глубина заделки анкера;
b — длина поперечного штыря анкера;
со — среднее напряжение сжатия в кладке при
наименьшей расчетной нагрузке, определяе-
мой с коэффициентом перегрузки 0,9.
Рис. 13.3. К расчету анкера
а — определение усилия в анкере; б — распределение
давления в кладке; 1 — кладка, вовлекаемая в работу
при выдерживании анкера
Остальные обозначения см. формулу i(4.28). Устрой-
ство связей и анкеров в зданиях со стенами из вибро-
кирпичных .панелей производится ® соответствии с
указаниями п. 11.3 и [7], а в зданиях со стенами из
крупных кирпичных блоков по in. 1Л,3 и [6].
Устойчивость стен каменных зданий, возводимых в
зимнее 'время способом замораживания, обеспечивает-
ся в стадии оттаивания аикерными связями в соответ-
ствии с указаниями, приведенными в гл. 17.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 13
1. Дмитриев А. С., С еменцов С. А. Каменные и ар-
мокаменные конструкции. Стройиздат, 1965.
2. О н и щ и к Л. И. Каменные конструкции. Стройиздат,
1939.
3. Поляков С. В., Фалевич Б. Н. Каменные конст-
рукции. Госстройиздат, I960.
4. СНиП II-А.И-62, Нагрузки и воздействия. Нормы проек-
тирования, М., 1962.
5. СНиП II-B.2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования. М., 1962.
6. Технические условия на производство и применение круп-
ных стеновых кирпичных блоков. СН 29—58. Госстройиздат, 1958.
7. Указания по применению виброкирпичных панелей в
строительстве зданий. СН 175—61. Госстройиздат, 1961.
8. Указания по проектированию конструкций крупнопанель-
ных жилых домов. СН 321—65. Стройиздат, 1966.
ГЛАВА 14
ПЕРЕМЫЧКИ И ВИСЯЧИЕ СТЕНЫ
14.1. ПЕРЕМЫЧКИ
Проемы в кирпичных или каменных стенах пере-
крываются сборными железобетонными (рис. 14.1,а),
а также рядовыми (рис. 14.1,6) клинчатыми (рис. 14.1,в)
или арочными (рис. 14.1,г) перемычками. В крупнопа-
нельных зданиях перемычки представляют собой участ-
ки панелей, расположенные над проемами и усиленные
дополнительным армированием.
Рис. 14.1. Типы перемычек
а — сборная железобетонная перемычка сплошного сечения и на
отдельных брусков; б — рядовая перемычка; в — клинчатая пе-
ремычка; г — арочная перемычка
Основным типом перемычек, применяемым в строи-
тельстве, являются сборные железобетонные, имеющие
сплошное поперечное сечение или состоящие из отдель-
ных брусков (см. рис. 14.1,а).
Перемычки в кирпичных или каменных стенах рас-
считываются на нагрузку от веса пояса неотвердевшей
кладки высотой, равной ’/з пролета перемычки, при
кладке, выполняемой при положительной температуре, и
целому пролету для зимней кладки, выполняемой спосо-
бом замораживания (при проверке прочности перемыч-
ки в стадии оттаивания кладки). При расчете перемы-
чек следует учитывать также нагрузку от опирающихся
на них настилов или балок перекрытий в том случае,
если они расположены в пределах квадрата кладки со
стороной, равной пролету перемычки в свету или при
оттаивающей зимней кладке в пределах прямоугольни-
ка кладки с высотой, равной удвоенному пролету пере-
мычки. Прочность кладки под опорами сборных железо-
бетонных перемычек должна быть проверена расчетом
на местное сжатие с учетом как местной нагрузки, так
и суммы местной и основной нагрузки от вышележа-
щей кладки (см п. 4.28). Если несущая способность
сборных железобетонных перемычек или кладки под их
опорами окажутся недостаточными для восприятия уве-
личенных нагрузок в стадии оттаивания зимней кладки,
то перемычки следует поддерживать временными стой-
ками, установленными на клиньях.
Железобетонные перемычки рассчитывают согласно
СНиП П-В.1-62 [7]. Размеры и несущая способность
железобетонных перемычек, применяемых в жилых и
гражданских зданиях, установлена ГОСТ 948—58 [1].
ГОСТ 948—58 предусмотрены брусковые и плитные
перемычки, которые могут нести только нагрузку от са-
мих перемычек и кладки (типы Б, БП и Ш), и перемыч-
ки, способные нести также и нагрузку от перекрытий и
покрытий (типы БУ и ШУ). Длина перемычек установ-
лена (в мм): для брусковых и плитных перемычек ти-
пов Б и БП — от 1200 до 3000; для брусковых типа
БУ —от 1400 до 3200.
Указания по проектированию и расчету каменных
перемычек (рядовых, клинчатых и арочных) приводят-
ся в СНиП П-В.2-62 [8].
В бескаркасных каменных зданиях перемычки в
продольных и поперечных стенах должны быть также
проверены на усилия от воздействия на здание горизон-
тальных нагрузок; ветровых — по п. 8.2, формулы
(8.5)—(8.8), (8.13) и (8.14), сейсмических по п. 16.3.2,
формулы (16.21)—(16.24).
14.2. ВИСЯЧИЕ СТЕНЫ
Висячими называются стены, поддерживаемые фун-
даментными или обвязочными балками, опирающимися
на обрезы столбчатых фундаментов или на колонны.
Висячие стены широко примениются в строительстве
промышленных зданий в виде самонесущих, а также
несущих кирпичных или каменных стен.
В гражданском строительстве висячие стены обыч-
но применяются при размещении в первых этажах мно-
гоэтажных зданий магазинов и других помещений, тре-
бующих больших, не разделенных стенами, площадей,
при устройстве в фасадных стенах больших проемов
для витрин и т. п. Дисячая стена, высота которой обыч-
но значительно преёкшает расстояние мёжду опорами,
рассматривает! как упругое основание, нагруженное
"сосредоточенными силами (реакциями oilop)*. При этом
балКщ поддерживающие висячую стенуГ распределяют
благодаря своей жесткости сосредоточенные нагрузки,
приложенные в местах расположения опор, на некото-
рую длину стены и играют роль распределительных
устройств (см. п. 7.2). Расчет висячих стен заключает-
ся в проверке прочности их при местном сжатии в зоне.
14.2. Висячие стены
123
.расположенной над опорами. Для определения длины
участка, на котором распределяется давление от опо-
ры в горизонтальном сечении, расположенном в плоско-
сти верхней грани балки, и построения эпюры давления
балка заменяется эквивалентным по жесткости условным
поясом кладки (см. п. 7.2), высота которого определя-
ется по формуле (7 7):
где Ер Jp — жесткость балки;
Е—модуль деформации кладки, принимаемый
равным 0,5 Ес-,
d — толщина стены.
При определении высоты условного пояса кладки
йэкв допускается при железобетонных балках прини-
мать предвари дельно их жесткость без учета раскрытия
трещин по формуле (170) СНиП П-В.1-62 [7]
Вк=Ер/р = 0,85Еб(14.1)
где Еб — начальный модуль упругости бетона;
— момент инерции приведенного поперечного
сечения балки с учетом всей продольной ар-
матуры, если площадь ее поперечного сечения
Еа составляет более 0,008 от площади попе-
речного сечения балки Еб .
Если фактическая жесткость балки, определенная с
учетом раскрытия грещин, будет составлять менее 70%
от величины, определенной по формуле (14.1), то про-
изводится повторное определение величины Лэкв и проч-
ности кладки при местном сжатии. Жесткость железо-
бетонных балок и модуль деформаций кладки опреде-
ляются без учета длительности приложения нагрузки.
При неразрезных балках размеры участков в каж-
дую сторону от грани опоры, в пределах которых рас-
пределяется давление на висячую стену, определяются
по формуле (7.1) принимая h=h9KB:
s = 1,57 h9KB,
длина эпюры давления, а следовательно
смятия, определяется по формуле
=ао + 2s.
(14.2)
и площади
(14.3)
где ао—ширина опоры.
В зависимости от ширины опоры очертание эпюры
давления при неразрезных балках принимается по тре-
угольнику (при о0<^2 s, рис. 14.2,а) или по трапеции
(при a0>2s, рис. 44.2,6).
Максимальная величина напряжения смятия в клад-
ке с0 (высота треугольника или трапеции) определяет-
ся по формулам табл. 7.1:
при треугольной эпюре давления (afJ<C2s) по фор-
муле табл. 7.1 (строка 3), принимая b=aD; qa0 = N,
, s
9КВ== 1,57 '
о = ~ -----------= ——----------; (14.4)
d r.h (a04-2s)d
1+ ао
при трапециевидной эпюре давления по формуле
табл. 7.1 (строка 4)
Рис. 14.2. Распределение давления в кладке висячих
стен
а — при a0<2s; б — при a Q>2 s
I)
В формулах (14.4) и (14.5)
Л—опорная реакция за вычетом нагрузки от соб-
ственного веса балки;
•7 — нагрузка на единицу ширины опоры.
При однопполетных балках, а также над крайними
опорами нсразрезных балок можно принимать треуголь-
ную эпюру распределения давления (рис. 14.2,в) с ос-
нованием, равным (приближенно)
1см — s— 1’2/гэкв-
В этом случае максимальное напряжение
кладке
_ 2/V }’&7N
sd ~h9KBd
(14.G)
смятия в
(14.7)
При однопролетных балках с раздвинутыми кон-
цами (см. рис. 14.2,в) опорные реакции N определяют-
ся от нагрузок, расположенных в пределах длины балок
без учета их собственного веса.
Прочность кладки висячих стен при местном сжа-
тии в зоне, расположенной над опорами, проверяется
согласно указаниям, приведенным в п. 4.2.8.
Расчетная площадь сечения F при расчете висячих
стен на местное сжатие принимается: в зоне, располо-
женной над промежуточными опорами многопролетных
балок, как для кладки загруженной местной нагрузкой
в средней части сечения (см. рис. 4.18.а), а в зоне над
опорами однопролетных балок или крайними опорами
неразрезных балок — как для кладки, загруженной на
краю сечения (см. рис. 4.18.6). Коэффициент полноты
эпюры давления [см. п. 4.2.8 и формулу (4.20)], имею-
щей треугольное очертание, принимается р-=0,5, а при
трапециевидном очертании (при со>2 s)
1 .А" (!4-8)
1 -f-
оо
124
Глава 14. Перемычки и висячие стены.
Наличие в висячих стенах проемов, расположенных
непосредственно над балками, в зонах, примыкающих к
опорам, увеличивает величины напряжений в стенах и
, ухудшает условия работы фундаментных и обвязочных
балок. Поэтому проемы рекомендуется располагать в
одном вертикальном ряду только в пределах среднего
участка между опорами. Для построения эпюры давле-
ния в висячих стенах с проемами можно пользоваться
следующим приемом, предложенным проф. Л. И. Они-
щиком. Сначала, при построении эпюры давления, вли-
яние проема не учитывается, затем площадь части эпю-
ры давления, находящейся в пределах проема, заме-
няется равновеликой площадью параллелограмма, кото-
рая добавляется к остальной части эпюры (рис. 14.3,о).
Рис. 14.3. Распределение давления в кладке ви-
сячих стен с проемами
а— при дверном проеме; б — при окоииом проеме
1
Если над балкон находятся не дверные, а оконные
проемы, то следует также проверить прочность простен-
ков, расположенных над опорами в уровне нижней гра-
ни проемов. В этом случае при вычислении длины
участка, в пределах которого учитывается влияние мест-
ной нагрузки, в формулах (14.2) и (14.6) вместо высо-
ты условного пояса кладки й9кв, эквивалентного по
жесткости балке, принимается Лэкв+ hi, где h\ — высота
пояса кладки от верхней грани балки до нижней грани
проемов (рис. '1'4.3, б).
Если прочность висячей стены при местном сжатии
окажется недостаточной, то кладка из кирпича или ке-
рамических камней может быть усилена сетчатым арми-
рованием, при этом величина расчетного сопротивления
кладки при местном сжатии R^. принимается равной
расчетному сопротивлению кладки с сетчатым армиро-
ванием Ra к по формуле (6.6). Для определения высоты
зоны кладки, которая должна быть усилена сетчатым
армированием, проверяется прочность кладки при мест-
ном сжатии в горизонтальных сечениях, расположен-
ных выше верхней грани рандбалки. Высота зоны клад-
ки, усиленной сетчатым армированием, ограничивается
сечением, в котором прочность неармированной кладки
окажется достаточной.
При недостаточной прочности висячей стены, вы-
ложенной из бетонных или природных камней с высо-
той ряда более 150 мм, для которых усиление сетчатым
армированием является мало эффективным, следует
повысить жесткость обвязочных балок, что увеличит
длину площади смятия.
Помимо проверки прочности висячей стены при
местном сжатии следует также проверить прочность
кладки или бетона при местном сжатии под опорами
обвязочных балок. Расчет балок, поддерживающих ви-
сячие стены, производится на два случая загружения:
1) на нагрузки, действующие в период возведения
стен. Эти нагрузки при кирпичных и каменных стенах
принимаются такими же, как при расчете перемычек
(см. п. 14.1). При кладке стен из крупных блоков (бе-
тонных или кирпичных) высоту пояса кладки, на на-
грузку от которого должны быть рассчитаны балки,
следует принимать равной х/2 пролета балок, но не
менее высоты одного ряда блоков. При жестких в своей
плоскости крупнопанельных стенах с длиной панели,
равной пролету балки, при расчете балок на нагрузки,
действующие в период возведения стен, учитывается
только собственный вес балок, а также нагрузка от
перекрытия в том случае, если оно опирается на балки.
При наличии проемов и высоте пояса кладки под
проемами менее ’/з пролета балки следует учитывать
также нагрузку от веса пояса кладки и простенков до
уровня верхней грани железобетонных перемычек
(рис. 14.4). При каменных перемычках учитывается вес
кладки простенков до уровня, превышающего отметку
верха проема на '/з его ширины.
Рис. 14.4. Схема нагрузки на
балку, поддерживающую вися-
чую стену при наличии проема
в стене
1 — нагрузка на фундаментную бал-
ку; 2 — железобетонная перемычка
Для сокращения количества арматуры в балках,
определенного при расчете на нагрузки, действующие в
период возведения стен, допускается уменьшать пролет
балок путем установки временных поддерживающих
стоек на клиньях, которые удаляются после того, как
раствор приобретает проектную прочность;
2) на нагрузки, действующие в законченном здании.
Эти нагрузки определяются эпюрами давления в сече-
нии, расположенном в уровне верхней грани балок
(см. рис. 14.2 и 14.3). Количество и расположение ар-
матуры в балках устанавливаются по максимальным
величинам изгибающих моментов и поперечных сил,
определенных по указанным выше случаям загружения.
При возведении висячих стен в зимних условиях
способом замораживания следует в период оттаивания
и первоначального твердения кладки уменьшать рас-
четный пролет балок, поддерживающих степы, путем
установки временных стоек на клиньях.
Пример расчета висячей стены. Проверить проч-
ность наружной висячей кирпичной стены промышлен-
ного здания толщиной 51 см, опирающейся на
железобетонные однопролетные фундаментные балки
(рис. 14.2,в). Стена выложена из глиняного кирпича
пластического прессования марки 100 на растворе мар-
ки 50. Фундаментные балки, изготовленные из бетона
марки 200, имеют трапециевидное поперечное сечение
высотой 45 см. Длина балок, уложенных на обрезы
железобетонных фундаментов стаканного типа, 5,95 м.
14.2. Висячие стены
125
Спорные реакции фундаментных балок за вычетом на-
грузки от их собственного веса 7V=85 т.
По формуле (7.7) определяем высоту пояса кладки
Лэкв, эквивалентную по жесткости фундаментной балке.
Жесткость фундаментных балок определяем по форму-
ле (14.1). Для бетона марки 200 Е6 =265 • 103 кГ/см2-,
Jn =348 • 103 см4; Вк =0,85 • 265 • 103 348 • №=783 X
X № кВ/см2.
Расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпи-
ча марки 100 на растворе марки 50 (см. табл. 3.5)
15 кГ!см2, нормативное сопротивление кладки 7?н=
=2Р=30 kFJcm2. Упругая характеристика кладки (см.
табл. 3.14) а=1000. Модуль деформаций кладки [по
^формуле (3.3)] Е=0,5 Ес=0,5 • 1000 • 30 = 15000 кГ'!см2.
, Г 783-108
^кв-2]/ 15.10з,51 — 93,бои.
Длину эпюры давления для однопролетной ранд-
балки определяем по формуле (14.6)
= 1,2-98,6= 112 см.
Площадь смятия
Ргы = 112-51 =5710 см2.
СМ
Расчетная площадь сечения при местном сжатии
(при приложении нагрузки на краю сечения) по
п. 4.2.8 (случай «б»)
F = 51 -51 + 5710 = 8310 см2.
Расчетное сопротивление кладки прн местном сжа-
тии по формуле (4.21).
8 /83ТО
^см = 15]/ 5716= 17 kF/см2 =
= 1,2-15= 18 кГ/см2.
Коэффициент полноты эпюры давления (при треуголь-
ной эпюре) р=0,5. Коэффициент а=1,5—0,5 • 0,5= 1,25.
Несущая способность кладки при местном сжатии
по формуле (4.20)
Есм = 0,5-1,25-17-5710 = 60 600 кГ<85000 kF.
Так как несущая способность кладки недостаточна,
то повышаем марку раствора в нижней зоне висячей
стены до 100. При этом расчетное сопротивление клад-
ки увеличится до /?=18 kF'Icm2 и несущая способность
18
кладки возрастет до 60 000 —г =72 700 кГ
(незначи-
тельное уменьшение величин Лэкв и F^, вызванное по-
вышением модуля деформаций кладки, не учитываем).
Поскольку повышение марки раствора не обеспечивает
требуемой несущей способности кладки, усиливаем ее
в зоне над опорами сетчатым армированием.
Как видно из формул (6.1) и (6.2), кладка с сетча-
тым армированием и неармированная кладка имеют
одинаковый модуль деформаций, поэтому величины h3KB
и Есм нё изменяются.
Требуемое расчетное сопротивление армированной
кладки
85000
Ra-K~ 0,5-1,25-5710 = 23’8 кГ/см2-
Из формулы (6.6) определяем
2 р. 7?я
-^5^ = ^а.к-^ = 23-8-’5 = 8.8 кГ/см2-
Для сетчатого армирования принимаем обыкновен-
ную арматурную проволоку с расчетным сопротивлени-
ем Ra —1800 кГ1см2 (см. табл. 6.1). Определяем про-
цент армирования кладки по объему
8,8-100
2 • 1800
0,245%.
Принимаем диаметр проволоки 4 мм (/а=0,126 см-).
Сетки с квадратной ячейкой укладываем через два ря-
да кладки по высоте, при этом расстояние между сет-
ками з=16 см. Из формулы (6.8) размер ячейки
2-0,126
с = -———— 100 = 6,4 см.
0,245 • 16
Принимаем с=6 см, при этом по толщине стены
размещается девять стержней сетки. Площадь смятия
при которой несущая способность неармированной клад-
ки будет достаточной (при определении площади смя-
тия принимаем .в запас прочности 7?СМ=Д=15 кГ!см2)
85 000
0,5 • 1,25-15
= 9050 см2.

Длина площади смятия
/см = 9050/51 = 178 см.
Высота зоны кладки hi, расположенной над фун-
даментными балками, которая должна быть усилена
сетчатым армированием, может быть определена
'см =1.2 (/1ЭКВ + М = 178 см.
„ 178- 1,2-93,6
Откуда «j = ------j—------- — 55 см
(примерно семь рядов кладки).
Длину зоны сетчатого армирования кладки прини-
маем равной длине площади смятия, т. е. 178 см от
кондов балки в каждую сторону от опоры.
Расчет фундаментных балок и определение их жест-
кости с учетом раскрытия трещин в настоящем примере
не приводятся. Согласно этому расчету жесткость ба-
лок с учетом раскрытия трещин составляет
Вк = 590- 108 кГ-сл«2> 0,7-783-108 =
= 548 -108 кГ-см2,
поэтому повторной проверки
изводим.
прочности кладки не про-
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 14
1. ГОСТ 948—58. Перемычки железобетонные сборные для
жилых и гражданских зданий.
2. Дмитриев А. С., Семенцов С. А. Каменные и
армокаменные конструкции. Стройиздат, 1965.
3. Жемочкин Б, Н. Расчет рандбалок и перемычек.
Госстройиздат, 1960.
4. О н и щ и к Л. И. Каменные конструкции. Стройиздат,
1939.
5. Пнльднш М. Я-, Поляков С. В. Каменные и армо-
каменные конструкции зданий. Госстройиздат, 1*955.
6. П о л я к о в С. В., Ф а л е в и ч Б. Н. Каменные конст-
рукции. Госстройиздат, i960.
7. СНиП П-В. 1-62. Бетонные и железобетонные конструкции.
Нормы проектирования, М., (962.
8. СНиП П-В.2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования, М., 1962.
ГЛАВА 15
КАМЕННЫЕ ТОНКОСТЕННЫЕ ПОКРЫТИЯ
(СВОДЫ ДВОЯКОЙ
КРИВИЗНЫ)
15.1. ОБЩИЕ ДАННЫЕ
В современном строительстве каменные покрытия
применяются в виде тонкостенных сводов двоякой кри-
визны 1 из кирпича, бетонных или пиленых природных
камней. Эти своды применяются для устройства покры-
тий промышленных, гражданских, сельскохозяйствен-
ных, складских и тому подобных зданий.
Преимуществами каменных сводов двоякой кривиз-
ны по сравнению с покрытиями из сборного железобе-
тона являются возможность использования местных
строительных материалов, меньшая стоимость и значи-
тельное сокращение расхода стали и цемента, недостат-
ком — увеличение трудоемкости возведения.
15.2. КОНСТРУКЦИЯ СВОДА
Своды двоякой кривизны имеют волнообразную по-
верхность, обладающую большой жесткостью, что поз-
воляет резко уменьшить их толщину и увеличить раз-
меры перекрываемых пролетов по сравнению со стары-
ми типами массивных каменных сводчатых покрытий
(рис. 15.1).
1 — затирка раствором; 2— свод толщиной в */« кирпича
В зависимости от величины перекрываемого проле-
та, нагрузки и стрелы подъема свода в ключе (см.
п. 15.5 — расчет сводов) кирпичные своды двоякой кри-
визны имеют толщину в '/« кирпича (6,5 см) или в
*/г кирпича (12 см), при пролетах до 21 м толщина сво-
дов в большинстве случаев принимается ]/< кирпича
(см. табл. 15.3). Перевязка кладки кирпичных сводов
Рис. 15.2. Перевязка кладки сводов
1 Предложение каид. техн, наук А. И. Рабиновича.
а — толщиной в Ч, кирпича: б — толщиной в /, кирпича; в-—
из камней толщиной 9 см
15.4. Проектирование сводов
127
показана на рис. 15.2, а, б. Своды выкладывают из цело-
ю кирпича, приколка кирпича по месту производится
только при замыкании волн свода в ключе. На
рис. 15.2,в показана также перевязка кладки сводов
толщиной 9 см, выкладываемых из сплошных бетонных
или природных камней с размерами 390X188X90 мм
, (размеры камней приняты по ГОСТ 6928—54). Толщина
сводов, выкладываемых из камней, изготовленных из
керамзитобетона, автоклавного цементного ячеистого
бетона (пено- или газобетона), а также других видов
легких бетонов совмещающих несущие и термоизоля-
ционные функции, определяется обычно в зависимосгн
от требуемого термического сопротивления покрытия.
Ширина волн сводов принимается в пределах от
1,5 до 2,5 м (обычно 2 м) при толщине в ’/< кирпича и
До 3 м при большей толщине. Для сокращения коли-
чества передвижек подмостей и ускорения возведения
сводов принимать ширину волн менее 2 л не рекомен-
дуется. Высота волн сводов составляет от 1/2,6 до */s
ширины волны. Стрелу подъема сводов в ключе прини-
мают от '/г Д° ’/т величины перекрываемого пролета
в зависимости от назначения перекрываемого помеще-
ния, способов восприятия -распора, архитектурных тре-
бований и других условий.
Для лучшего заполнения швов верхнюю поверх-
ность сводов при их толщине в '/< кирпича в процессе
кладки затирают раствором. В сводах толщиной в ’/г
кирпича, а также в сводах из камней толщиной 9 см
и более вместо затирки швы кладки дополнительно за-
ливают жидким .раствором.
15.3. ПРИМЕНЯЕМЫЕ МАТЕРИАЛЫ
Кладка сводов двоякой кривизны производится из
обыкновенного глиняного кирпича, силикатного кирпи-
ча. камней из тяжелого, легкого или автоклавного це-
ментного ячеистого бетона (пено- или газобетона), а
также природных пиленых камней прямоугольной фор-
мы. Применение бетонных камней, изготовленных на
топливных шлаках от сжигания бурых и смешанных уг-
лей, для кладки сводов не допускается.
Для кладки сводов, перекрывающих помещения с
повышенной влажностью воздуха (более 60%), не до-
пускаются к применению: силикатный кирпич, глиняный
кирпич полусухого прессования, шлаковый и трепель-
ный кирпич, камни из ячеистого бетона и шлакобетона
на котельных шлаках.
Каменные материалы, применяемые для кладки
сводов, должны выдерживать не менее 15 циклов замо-
раживания и оттаивания, а камни из ячеистого бетона
не менее 25 циклов.
Материалы, применяемые для кладки сводов, долж-
ны иметь марку:
кирпич — не ниже 75, а при пролетах сводов более
18 м не ниже 100;
камни из тяжелого бетона — не ниже 100, из лег-
кого бетона и природные камни — не Ниже 50, а камни
из ячеистого бетона — не ниже 35;
при пролетах сводов до 12 м допускается примене-
ние природных камней марки не ниже 25, толщина сво-
дов должна быть при этом не менее 9 см;
раствор — марки не ниже 50, а для сводов толщи-
ной '/< кирпича (6,5 см) при пролетах сводов более
18 м не ниже марки 75.
Кладку сводов следует вести на цементных рас-
творах с пластифицирующими добавхам ’ (известь или
глина). Пяты сводов (карниз и верхняя часть стены) до
сечения, расположенного на шесть-семь рядов кладки
ниже уровня примыкания свода, выкладываются на
растворе марки не ниже 50.
Для кладки сводов и их пят применяются растворы
на обычном портландцементе. Шлаковый и пуццолано-
вый портландцементы, а также другие виды цементов,
медленно твердеющих при пониженных положительных
температурах, применять не рекомендуется.
15.4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СВОЦОВ
Распор сводов, опирающихся на стены или колонны,
воспринимается стальными затяжками (рис. 15 3 а),
контрфорсами или поперечными стенами помещений,
примыкающих с обеих сторон к перекрываемому сводом
пролету (рис. 15.3,6). В складских зданиях и в некото-
рых типах производственных помещений целесообразно
опоры сводчатых покрытий, имеющих большую стрелу
подъема, располагать в уровне земли, при этом распор
воспринимается фундаментами или затяжками, распо-
ложенными в плоскости пола (рис. 15.3,в).
Рис. 15.3. Схемы зданий, пере-
крываемых сводами
а — распор сводов воспринимается
затяжками; б — поперечными сте-
нами помещений, примыкающих к
перекрываемому пролету; в — фун-
даментами или затяжками, рас-
положенными в плоскости пола
Пяты свода имеют наклонные поверхности, нор-
мальные к оси свода в опорных узлах (рис. 15.4). Они
образуются путем ступенчатой кладки кирпичей или
камней, которая затирается раствором в местах примы-
кания свода.
Опорные узлы сводов во всех случаях должны
иметь выносные пяты, образующие карниз с внутренней
стороны помещения. Выносные пяты повышают устой-
чивость опорных узлов при действии распора сводов.
При восприятии распора затяжками в опорных уз-
лах под гранями волн свода должны быть установлены
сборные железобетонные элементы с отверстиями,
сквозь которые пропускаются концы затяжек, закрепляе-
мые с наружной стороны шайбами, установленными на
цементном растворе, гайками и контргайками (см.
рис. 15.4).
Железобетонные элементы изготовляются из бетона
марки не ниже 200 и армируются конструктивной арма-
турой диаметром 6—8 мм, размеры их должны быть
кратны высоте рядов кирпичной или каменной кладки.
Ширина железобетонных элементов в направлении
вдоль стеиы при кирпичной кладке принимается рав-
ной: 51 см при ширине волн 2 м и 64—77 см при ши-
рине волн соответственно 2,5 и 3 л. При наличии же-
лезобетонных элементов может быть увеличен вынос
пят сводов и благодаря этому улучшены условия рабо-
ты верхних частей стен. Размеры выносных пят в сво-
128
Глава 15. Каменные тонкостенные покрытия
Рис. 15.4. Конструкция опорных узлов сводов двоякой кривизны
•а — опорный узел свода, распор которого воспринимается контрфорсами; б, в — опорные узлы сводов с затяжками; г—,
опорный узел свода над промежуточными опорами; / — рулонный ковер; 2 — цементная или асфальтовая стяжка;’3 —
утеплитель; 4 — пароизоляцня; 5 — кладка свода; 6 — затяжка свода; 7 — железобетонный элемент; 8 — стяжная муфта; 9_
железобетонные элементы с установленными заранее концами затяжек, гайки которых дополнительно закрепляются сваркой;
10— полоска толя, рубероида и т. п., перекрывающая паз; // — подъемные петли; /2—паз для затяжкн; 13 — конструк-
тивная арматура 6—8 мм; 14 — отверстие для затяжки
15.4. Проектирование сводов
129
дах с затяжками определяются расчетом по формулам,
приведенным в 15.5.
Затяжки изготовляют, как правило, из круглой ста-
ли класса А-I или из стали периодического профиля
классов А-П .или А-Ш и располагают под гранями
воли свода (см. рис. 15.5).
При отсутствии для затяжек стали требуемого диа-
метра, а также при ширине волн сводов более 2 м до-
пускается установка парных затяжек, располагаемых
симметрично относительно граней примыкания смеж-
ных волн свода.
можность укладки их по криволинейной поверхности
свода. При достаточной прочности и жесткости плитных
утеплителей (армопенобетонные, фибролитовые и тому
подобные плиты) их можно укладывать по гребням
волн свода (рис. 15.6). При этом выравнивается верх-
няя поверхность сводчатого покрытия, что упрощает
устройство кровли.
Пролет плит утеплителя может быть уменьшен пу-
тем установки промежуточных опор в виде кирпичных
столбиков. До укладки утеплителя верхняя поверхность
Для облегчения транспортирования и упрощения
установки затяжек они изготовляются из нескольких
звеньев, шарнирно скрепленных между собой при помо-
щи приваренных к ним петель (рис. 15.5). Крайние уко-
роченные звенья затяжек, ослабленные нарезкой для
гаек, а также петли для шарнирных стыков изготовля-
ют из стали класса А-1. При пролете сводов более 18 м
затяжки поддерживаются двумя подвесками (рис. 15.5).
Крайние волны сводов вплотную примыкают к тор-
цовым стенам, которые сначала выкладывают только
з.о уровня пят сводов. Крайние затяжки находятся в
плоскости торцовых стен. Фронтоны закладывают после
возведения примыкающих к торцовым стенам волн сво-
да и передвижки опалубки.
Своды, выложенные из кирпича или камней, изго-
товленных из тяжелого бетона, утепляют плитными тер-
моизоляционными материалами или засыпками (керам-
зитовый гравий, шлак и т. п.). Плитные утеплители
должны иметь небольшие размеры, обеспечивающие воз-
Рис. 15.6. Укладка жестких плитных утеплителей по по-
верхности свода
1— рулонная кровля; 2— цементная или асфальтовая стяжка;
3 — плиты утеплителя; 4 — пароизоляция; 5 — свод; 6 — кир-
пичные столбики; 7—раствор
Рис. 15.5. Затяжка свода
а — затяжка; б — деталь стыка затяжки; в — конец затяжки у промежуточных опор миогопсо летных зданий; г—подвеска-
1 — квадратная шайба 10 мм-, 2 — утолщенный конец затяжки; 3— петли; 4—затяжка; 5—сварка; 6—стяжная муфта;
7—правая резьба; 8— левая резьба; 9— шайба с=5-?6 мм; 10 — отверстие для подвески оставляется при кладке свода;
11 — подвеска 0 10—12 мм
9 Зак. 805
130
Глава 15. Каменные тонкостенные покрытия
свода покрывается пароизоляцией (обычно битумная
обмазка).
Примерный раскрой и порядок наклейки рулонных
кровельных материалов по волнистой поверхности свода
показан на рис. 15.7. Наряду с рулонными кровлями
для гидроизоляции сводов допускается применение ма-
стичных кровель.
Рис. 15.7. Примерный
раскрой и порядок на-
клейки рулонных кровель-
ных материалов по по-
верхности свода
1 — надкарнизная полоса в
три слоя; 2 — ендовы в три
слоя (полосы шириной в */2
рулона); й — подтяжки ши-
риной 20—25 см («/,—*/* РУ"
лона); 4 — рядовое покры-
тие короткими кусками в
пределах ширины волны (в
два слоя)
В многопролетных зданиях, перекрытых сводами
двоякой кривизны, воду отводят в ендовы между свода-
ми, которым при помощи забутки придают 1,5—2%-ный
продольный уклон для отвода воды наружу (к торцам).
При большой длине ендов воду в отапливаемых зданиях
можно отвести к воронкам внутренних водостоков. В
сводах двоякой кривизны допускается устройство про-
емов в пределах всей ширины волны для поперечных
фонарей верхнего света. Такие проемы следует распола-
гать не чаще чем через две смежные волны свода, при
этом края волн, примыкающие к проемам, должны
быть усилены арматурой, расположенной в швах клад-
ки, перпендикулярных к проему, и продольной армату
рой, расположенной по краям проема. В сводах с опо-
рами в уровне земли можно устраивать проемы для во
рот в пределах ширины одной или двух волн свода. При
этом должна быть обеспечена передача усилий, дейст-
вующих в ослабленных проемами волнах, на стены,
окаймляющие проем. Проемы небольших размеров для
вентиляционных шахт, вытяжных труб и т. п. устраива-
ют в средней части поперечного сечения волн сводов и
окаймляют рамками из стальных уголков.
Затяжки сводов, перекрывающих помещения с по-
вышенной влажностью воздуха (более 60%), следует
защищать от коррозии путем периодической окраски их
масляной краской, асфальтовым лаком, каменноуголь-
ным лаком и т. п. или, что более надежно,— покрытием
их тонким слоем алюминия или цинка, который нано-
сится путем металлизации распылением в мастерских,
изготовляющих затяжки.
Своды двоякой кривизны могут применяться также
в виде комплексной конструкции с заполнением пазух
между волнами тяжелым бетоном марок 100—150
(рис. 15.8), если такая конструкция позволит умень-
шить толщину свода (например, с 1/з до !/г кирпича) и
будет экономически оправдана
Своды двоякой кривизны допускается применять в
сейсмических районах для покрытий одноэтажных зда-
ний при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов (см.
п. 3.60 СНиП II-A.12-62 [6]). При расчетной сейсмичности
7 баллов высота перекрываемых помещений (от пола
до пят свода) должна быть не более 8,5 м и пролет не
более 18 м, а при расчетной сейсмичности 8 баллов вы-
сота не более 7 м и пролет не более 12 м. В сводах,
строящихся в сейсмических районах, выносные Пяты вы
полняются в виде железобетонных поясов, являющихся
одновременно антисейсмическими. Устройство фонарей
Тяжелый бетон
Рис. 15.8. Своды комплексной конструкции
в сводах, возводимых в сейсмических районах, не допу-
скается.
15.5. РАСЧЕТ СВОДОВ
Своды двоякой кривизны рассчитываются по услов-
ной расчетной схеме как плоские двухшарнирные арки.
В расчет вводится поперечное сечение одной волны
свода.
Своды, перекрывающие однопролетные здания, рас-
считывают на основные сочетания расчетных нагрузок:
постоянной (собственный вес свода, утеплителя, гид-
роизоляционного ковра и т. п.) и односторонней времен-
ной нагрузки от снега (рис. 15.9), определяемой со-
гласно СНиП II-A.11-62 [7]. Сводчатые покрытия много-
пролетных зданий рассчитывают на снеговую нагрузку,
распределенную по покрытию неравномерно, согласи»
табл. 7 СНиП 1I-A.11 -62 [7].
Рис. 15.9. Расчетная схема свода
При расчете сводов расчетная постоянная нагрузка
определяется при коэффициенте перегрузки 0,9 (СНиП
II-B.2-62, п. 9.72 [9]).
При расчете затяжек и опорных узлов, а также
контрфорсов и других элементов, воспринимающих
опорные реакции сводов, снеговая нагрузка принимает-
ся равномерно распределенной по всему пролсту свода,
а расчетная нагрузка — от собственного веса свода с
коэффициентом перегрузки 1,1, нагрузка от термоизо-
ляционных плит и засыпок—-с коэффициентом 1,2.
Ветровую нагрузку следует учитывать лишь для
сводов с большой стрелой подъема при а также
при больших величинах скоростных напоров ветра (для
IV—VII районов).
Расчет сводов на температурные воздействия не
производится.
Сосредоточенные нагрузки от вентиляционных шахт,
вытяжных труб и т. п. условно распределяют на две
ьолны свода.
При расчете сводов со стрелой подъема в ключе
fulfil следует учитывать вызываемое уклоном покры-
тия увеличение постоянной нагрузки, распределенной
по горизонтальной проекции свода, в направлении от
15.5. Расчет сводов
131
05.1)
:нагруз-
оси
(см.
ключа к пятам (см. рис. 15.9) по закону кривой
( 1 \
ёх = ё ------~ 1 •
\ cos <р /
где g — постоянная нагрузка в ключе свода;
ёх —• ординаты дополнительной постоянной
ки, вызываемой уклоном покрытия;
ср - угол наклона к горизонту касательной
свода в рассматриваемом сечении
рис. 15.9).
Очертание оси или граней примыкания смежных
волн для сводов с отношением стрелы подъема к про-
лету f/Г^'рекомендуется принимать по цепной линии.
Очертание сводов при распор которых
обычно воспринимается затяжками, принимают по дуге
окружности. Очертание поперечного сечения волн сво-
дов принимают по квадратной параболе. Величины ор-
динат цепной линии, окружности и квадратной парабо-
лы через '/so пролета, а также тангенсы углов наклона
касательных к этим кривым (см. рис. 15.9) приведены в
табл. 15Л.
Формулы для определения опорных реакций в
двухшарнирной арке параболического очертания при
равномерно распределенной, параболической1 и одно-
сторонней нагрузке приведены в табл. 15.2. Для сво-
дов, очерченных по окружности и по цепной линии,
величины опорных реакций принимают как для сводов
параболического очертания. При других случаях за-
гружения сводов распределенными и сосредоточенными
нагрузками опооные реакции можно определять по таб-
лицам, приведенным в [10].
Изгибающие моменты и нормальные силы в попе-
речных сечениях свода определяют по формулам:
/И = /Ио — Ну, (15.2)
N = Qo sin <р + Н cos <р, (15.3)
где Л/о и Qo — изгибающий момент и поперечная сила
1 В табл. 15.2 косинусоидальная нагрузка, определяемая
формулой (15.1), заменена близкой к ней параболической.
в соответствующем сечении простой балки пролетом Z;
у и tp— ордината и угол наклона к горизонту касатель-
ной к оси свода в рассматриваемом сечении (см.
рис. 15.9).
Изгибающие моменты и поперечные силы в простой
балке от параболической нагрузки в сечении, располо-
женном на расстоянии я от левой опоры (см. табл. 15.2),
определяются для сводов с отношением fll>4s по фор-
мулам:
+ (15.4)
Qt-Vj- ex + (15.51
Величина gi определяется по формуле (15.1) при
значении <р в опорном сечении; =0/167 gtl (см.
табл. 15.2); величина gi — gx вычисляется по формуле
Прочность свода при односторонней снеговой на-
грузке проверяют в двух сечениях, расположенных в
обеих четвертях пролета, а при наличии сосредоточен-
ных нагрузок — в сечениях с наибольшими положитель-
ными и отрицательными изгибающими моментами.
При устройстве в сводах фонарей верхнего света-
изгибающие моменты и нормальные силы от нагрузок в
волнах, ослабленных проемами, учитывают при расчете
смежных цельных волн свода. Поперечные сечения сво-
да рассчитывают на внецентренное сжатие по форму-
лам, приведенным в п. 4.2.6.
Наибольшая величина эксцентрицитета в сводах
e0=M/N не должна превышать: для основных сочета-
ний нагрузок 0,71/, для дополнительных и особых 0,8//,.
где у — расстояние от оси, проходящей через центр
тяжести сечения до края сечения в сторону эксцентри-
цитета.
Расчетные характеристики различных поперечных
Таблица 15.1
Координаты х и у и тангенсы tg<p углов, образуемых касательными с горизонталью, для различных точек
оси свода при очертании ее по цепной линии, по окружности и по квадратной параболе
fH Значения у и tg ф при х[1, равном Множи- тель
0 0,05 0,1 0,15 0,2 0,25 0,3 0,35 0,4 0,45 0,5
1/2 */ = 0,00 0,22 П о 0,40 цепне 0,55 эй ли 0,68 НИИ 0,79 0,87 0,93 0,97 0,99 1,00 f
fg ф = 2,44 2,04 1,70 1,40 1,14 0,90 0,70 0,51 0,33 0,16 0,00
1/3 у = 0,00 0,21 0,39 0,54 0,67 0,77 0,85 0,92 0,96 0,99 1,00 f
1g <р = 1,49 1,29 1,10 0,93 0,78 0.63 0,49 0,36 0,24 0,12 о.оо
1/4 у = 0,00 0,20 0,38 0,53 0,66 0,76 0,85 0,92 0,96 0,99 1,00 f
tg ip — 1,07 0,94 0,82 0,70 0,59 0,48 0,38 0,28 0,19 0,09 0,00
1/5 */ = 0,00 0,20 0,37 0,52 0,65 0,76 0,85 0,91 0,96 0,99 1,00 f
tg <р = 0.85 0,75 0,65 0,56 0,48 0,39 0,31 0,23 0,15 0,08 0,00
1/6 у = 0,00 0,209 П с 0,386 окру 0,538 ж н о с 0,665 т и 0,770 0,854 0,918 0,964 0,991 1,00 f
tg ip = 0,75 0,641 0,547 0,464 0,386 0,315 0,247 0,183 0,121 0,061 0,00
1/7 у = 0,00 0,202 0,379 0,530 0,658 0,765 0,850 0,917 0,963 0,991 1,00 f;
tgq> = 0,621 0,540 0,467 0,399 0,335 0,274 0,216 0,16 0,107 0,053 0,00
У = 0,00 П 0,19 о к в а 0,36 др атн 0,51 ой па 0,64 р а б о j 0,75 е 0,84 0,91 0,96 0,99 1,00 f
tg ф = 4,00 3,60 3,20 2,80 2,40 2,00 1,60 1,20 0,80 0,40 0,00 tH
9*
132
Глава 15. Каменные тонкостенные покрытия
Таблица 15.2
Опорные реакции в двухшариириой арке
параболического очертания
Схемы загружения
I I
Вертикальные реакции
ГА= l B = °’Sfi/| VA = VB =
Распор
H = 0,125«- k | и = о,О238 k I
f I f I
V =375 pl-.
A
IZ =0,125 pl;
t>
nli
m~ 0,0625]——Ji
f
При наличии затяжек коэффициент k учитываем вли-
яние упругого удлинения затяжек и обжатия свода?
При отсутствии затяжек коэффициент k учитывает
влияние смешения опор и обжатия свода
/2ДЕ
14-1,876 — ------!
/’ \ I
где F и J —площадь (см2) и момент инерции (см*) попе-
речного сечения свода;
^кл ~~модуль Деформаций кладки свода в кг[см2
(£кл = 0’5£°):
Рг и Es — площадь (с№) поперечного сечения и модуль
упругости (кГ1смг) затяжки;
п — коэффициент, принимаемый в зависимости от
подъема свода в ключе
При приложении силы W выше оси хо—х0, прохо-
дящей через центр тяжести поперечного сечения волны
свода (положительный изгибающий момент,
рис. 15.10,а), площадь Гс определяется как разность
площадей, ограниченных параболами 1, 2, 3 и 4, 5, 6 *.
При определении площади Гс задаются двумя-
тремя значениями расстояния от нижней грани сечения
до границы сжатой зоны у;. Для первого приближения
можно принять (/1 = 2,8 Со. При расчете сечения прини-
мают то значение Fc, при котором расстояние от ниж-
ней грани сечения до центра тяжести площади Рс z ~
~Уо“1"ео-
Рис. 15.10. Сжатая зона поперечного сечения сво-
да при е0>0,45 у
а — при приложении нормальной силы выше оси, про-
ходящей через центр тяжести сечения; б — при прило-
жении нормальной силы ниже оси, проходящей через
центр тяжести сечения
fU 1/2 1/3 1/4 1/5 1/6 1/7
п 0,554 0,696 0.785 0,843 0,881 0,911
Д — горизонтальное смещение опоры у пяты свода
(см) при Н — 1 кГ.
Примечания: 1. При нагрузке от собственного
веса кладки свода принимается й=1.
2. Для сводов с отношением стрелы подъема к про-
лету fjl > опирающихся на фундаменты, при всех
нагрузках принимается k= 1.
сечений сводов из кирпича и камней приведены в
табл. 15.3. Так как радиусы инерции поперечных сече-
ний сводов во всех случаях более 9 см, то влияние пол-
зучести на несущую способность сводов не учитывается
и коэффициент тдл принимается равным единице (см.
п. 4.2.2).
При больших эксцентриситетах e0=M/NXj,45 у
реличину площади сжатой зоны сечения Гс определяют
из условия совпадения центра тяжести площади Гс с
точкой приложения нормальной силы W (рис. 15.10).
Величина z определяется как отношение разности
статических моментов площадей, ограниченных парабо-
лами 1, 2, 3 и 4, 5, 6, относительно иижней грани сече-
ния волны свода к площа'Ди сжатой зоны Fc**.
При приложении силы W ниже оси х0—х0 (отрица-
тельный изгибающий момент, рис. 15.10,6) обычно
е0<0,45 у. В случае е0>0,45 у площадь' Fc и статиче-
ский момент ее относительно нижней грани сечения оп-
ределяют как сумму и разность следующих площадей и
их статических моментов: 1, 2, 4, 5,(прямоугольник) +
-1-2, 3, 4—6, 3, 74-8, 9, 10—4, 9, 5. Принимается то зна-
чение Fc, при котором z~y0—<?о- Размеры оснований
парабол определяются по формулам:
b1= b 1/1— А ; (15.7)
' То
/>2=/, (15.8)
Обозначения приведены на рис. 15.10. Угол « опре-
деляется по величине tg а =4 fajb.
* Площадь параболы равна 2/3 произведения основания па-
раболы на ее высоту.
** Расстояние центра тяжести параболы ©т ее основания
равно 0,4 высоты параболы.
15.5. Расчет сводов
133
Таблица 15.3
Расчетные характеристики поперечных сечеиий сводов
Тип сводов Расчетное сечение свода _ (размеры в см) Площадь попереч- ного сечения F в см2 Положение центра тяжести сечения Уо в см Момент инерции сечения относительно" нейтральной' оси хо— J в см4 Радиус инерции сечения г в см Полная высота сечения свода h в см । Предель- ные ’ пролеты свода в м
Хо
с 1
ь
ь h 8 —
Своды кирпичные 150 200 200 250 200 250 200 250 40 40 50 50 60 60 70 70 6,5 6,5 6,5 6,5 6,5 6,5 6,5 6,5 1130 1410 1470 1780 1540 1830 1610 1900 29 29,4 35,4 35,7 41,5 42,1 47 48,2 164 700 204 000 344 000 409 000 503 700 592 200 726 400 844 500 12,1 12 15,3 15,2 18,1 18 21,2 21,1 46,5 46,5 56,5 56,5 66,5 66,5 76,5 76,5 12 12 15 15 18 18 21 21
200 250 300 70 70 70 12 12 12 2980 3500 4040 50,4 51 51,8 1 299 000 1 556 400 1 825 000 20,9 21,1 21,3 82 82 82 24 24 24
Своды из тяжелых бетон- ных и природных камней 200 250 200 250 200 250 300 50 50 60 60 70 70 70 9 9 9 9 9 9 9 2040 2460 2130 2530 2230 2600 3040 36,9 37,1 43 43,3 48,6 49,5 49,5 463 600 566 600 694 700 842 600 976 500 1 159 200 1 336 500 15,1 15,2 16,1 18,2 20,9 21,1 21 59 59 69 69 79 79 79 15 15 18 18 21 21 21
Своды из камней, изго- товленных из легкого или ячеистого бетона Примечание. Прив однопролетные здания, пр сосредоточенных нагрузок, и снеговой нагрузке для 200 250 200 250 250 300 300 еденные и отноше» 1рн норма 11 район* 50 50 60 60 70 70 80 табл. 1 ши стрел! тивной не 1. 16 16 16 16 16 16 16 5.3 величин л подъема грузке от 3630 4360 3800 4520 4670 5400 5550 ы предельн! сводов к г пароизоляц] 41,1 41,1 47,6 47,3 54 54 60 лх пролетов f ролету — 1 л оттого ело 854 500 1 037 100 1 237 500 1 488 000 2 129 000 2 421 000 3 169 000 сводов у станет - = — , отсутс 7 я, утеплителя. 15,3 15,4 18,1 18,1 21,1 21,2 23,9 лены для твии фона{ стяжки и 66 66 76 76 86 86 96 сводов, пере )ей верхнегс кровли до 15 15 18 18 21 21 24 крывающих света и 150 кг!м2
При определении коэффициента продольного изги-
ба 9 расчетная длина свода 10 принимается равной
0,5 S, где S — длина оси свода, определяемая по
табл. 15.4.
Таблица 15.4
Длина оси свода S
ш 1/2 1/3 1/4 1/5 1/6 1/7
S 1,50/ 1.25/ 1,151 1,101 1,07/ 1,051
Для промежуточных значений отношения f/l значе-
ние S определяют по линейной интерполяции. Коэффи-
циенты продольного изгиба 9 определяются по
табл. 4.2. В случае больших эксцентриситетов вычисля-
ют 9 с по формуле (4.13), причем ?с для сжатой зоны
сечения Fc определяют с учетом упругого защемления
свода в опорных узлах, принимая в этом случае рас-
четную длину /о=О,5 /о = 0,25 S. Радиус инерции сжа-
той зоны сечения Fc принимают равным гс~0,25 йс,
где hc — высота сжатой зоны сечеиия.
При расчете сводов коэффициент условий работы
кладки тк принимают равным единице независимо от
площади сечения волны.
При расчете затяжек расчетное сопротивление ста-
ли принимают по СНиП П-В.1-62 [8]. Площадь сечения
одной ветви петель в стыках затяжек определяют по
усилию, составляющему 0,7 от усилия в основных эле-
ментах затяжек. Размеры шайб определяют из условия
прочности бетона при местном сжатии по СНиП
II-B.1-62, но не менее 150X1150 мм.
При расчете сечений сводов комплексной конструк-
ции расчетное сопротивление бетона в запас прочности
принимается равным расчетному сопротивлению кирпич-
ной или каменной кладки свода.
При расчете опорных узлов сводов, распор которых
воспринимается затяжками, следует учитывать изгиба-
ющий момент М=Нс, где И — усилие в затяжке; с —
смещение затяжки относительно пересечения осей свода
и стены (рис. 15.11), определяемое по формуле
с = - ^° - — atg<p + 4r- (15.9}
cos <р z
134
Глава 15. Каменные тонкостенные покрытия
Рис. 15.11. Расчетная схема опорного узла свода двоя-
кой кривизны
По 1-1
I—
ШМ
I—ось, проходящая через центр тяжести поперечного сечения
свода; 2— ось стены; 3 — расчетное сечение стены; 4— очерта-
ние пяты между железобетонными элементами (см. рис. 15.4,в)
В расчетном сечении стены 3—3, расположенном под
затяжками, величина эксцентриситета приложения нор-
мальной силы e0=MIN—HclN (где N — вертикальная
опорная реакция свода и вес верхней части стены, рас-
положенной выше расчетного сечения) должна быть не
более 0,7:/, где у — расстояние от оси стены до ее на-
ружной грани. При этом условии вынос опорных желе-
зобетонных элементов относительно оси стены а опреде-
ляется по формуле
Уо 0,7yN
sin ср Н tgcp
^1
2tg<p
(15.10)
Вынос пяты свода на участках между опорными
железобетонными элементами относительно оси стены
определяется по формуле
аг = а — а% = а
4f0bD(b-bD) .
--------------sin <р (15.11)
№
(обозначения см. на рис. 15.11).
Прочность стены в расчетном сечении должна быть
проверена по формулам внецентренного сжатия, при-
веденным в п. 4.2.6.
При отсутствии затяжек опоры, воспринимающие
, распор сводов, должны быть рассчитаны на внецентрен-
ное сжатие и на срез по горизонтальным неперевязан-
ным швам кладки. При внецентренном сжатии с боль-
шими эксцентриситетами (<?о>0,45//) в расчетную пло-
щадь среза включается только площадь сжатой зоны се-
чения Гс, определяемая при расчете на внецентрен-
ное сжатие.
При расстояниях между поперечными стенами, не
превышающих приведенных в табл. 8.2, и. Б, сводчатые
покрытия рассматриваются как жесткие опоры для про-
дольных стен или колонн. При больших расстояниях
между поперечными стенами продольные стены зданий
со сводчатыми покрытиями рассчитываются как стой-
ки рам, заделанные в грунт и шарнирно связанные
сводчатым покрытием. )В этом случае сводчатое покры-
тие является упругой опорой для стен.
15.6. ВОЗВЕДЕНИЕ СВОДОВ
Своды двоякой кривизны выкладывают на пере-
движной инвентарной металлодеревянной или деревян-
ной опалубке, служащей для кладки двух волн свода.
Общий вид деревянной опалубки показан на рис. 15.12.
Рис. 15.12. Общий вид передвижной опалубки для кладки свода
1 — передвижные шаблоны; 2 — несущие арки; S’—лотки нз гнутых реек; 4— обвязочный брус
15.7. Технико-экономические показатели
135
Опалубка состоит из двух соединенных между собой
поперечными связями несущих трехшарнирных арок с
затяжками.
По нижнему ряду связей укладывается дощатый
настил, на котором стоят каменщики, ведущие кладку
свода. К верхнему ряду поперечных связей пришива-
ются три лотка из гнутых реек, поддерживающих ниж-
ние грани выкладываемых волн свода. Волны свода вы-
кладывают по передвижным шаблонам, служащим для
кладки одного ряда кирпичей или камней и представля-
ющим собой сегмент, изготовленный из досок (см.
рис. 15.12) . Шаблоны устанавливают на клиньях и пе-
редвигают по направляющим из гнутых досок, приши-
тых к верхнему ряду поперечных связей параллельно
лоткам.
Распор волн свода в поперечном направлении, воз-
никающий в процессе кладки до замыкания волн в
ключе свода, передается на лотки из гнутых реек, в ко-
торые упираются края выкладываемых волн, и воспри-
яимается верхним рядом поперечных связей, играющих
.в этом случае роль затяжек. После замыкания кладки
волн в ключе свода и опускания опалубки усилия пере-
распределяются, при этом—волны свода начинают рабо-
тать только в направлении перекрываемого пролета и
перестают давать распор в поперечном направлении.
При опирании сводов на стены опалубка поддержи-
вается стопками, установленными вдоль внутренней
грани стен, с уложенными по ним обвязочными брусья-
ми, по которым передвигают опалубку на переставных
катках над затяжками вдоль перекрываемого здания
[1] по мере возведения волн свода (см. рис. 15.12).
Стойки следует устанавливать на небольшой длине пе-
рекрываемого здания и переставлять их по мере пере-
движки опалубки.
При небольшой высоте стен, в частности в сельско-
хозяйственных постройках, вместо стоек рекомендуег-
ся применять переставные рамы длиной, равной ширине
спа лубки. При этом у каждой стены устанавливается
по две рамы.
Каждый ряд кирпичей или камней, укладываемых
по передвижным шаблонам, распалубливается немед-
ленно по окончании кладки. Законченные кладкой вол-
ны свода выдерживаются на опалубке в течение 12 ч
при температуре +10°С и выше. При более низкой по-
ложительной температуре продолжительность выдержи-
вания сводов на опалубке увеличивают до 18—24 ч. Ко-
роткие сроки выдерживания волн свода на опалубке
обеспечивают быстроту возведения сводчатых покры-
тий.
15.7. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗА ТЕЛИ
Расход основных материалов (в деле без учета по-
терь) для кладки кирпичных сводов, а также собствен-
ный вес сводов приведены в табл. 15.5.
Выработка звена каменщиков (звено в составе од-
Таблица 15.5
Расход основных материалов на 1 м2
поверхности кирпичного свода
Толщина свода Расход кирпи- ча в шт. Расход цемента марки 400 в кГ при марке раствора Вес 1 м* свода в кГ
в кирпи- чах в см 75 50
Ч* 6,5 29 4,5 3 125
12 50 7,5 5 215
Примечания: 1. При определении среднего ра-
схода материалов и веса на 1 л«2 горизонтальной про-
екции данные, приведенные в табл. 15.5, следует уве-
личить путем умножения на произведение двух коэффи-
циентов, принимаемых по табл. 15,4, в зависимости от
стрелы подъема свода и стрелы подъема волн.
2. При восприятии распора сводов затяжками расход
стали составляет 3—4 кГ/м* горизонтальной проекции
свода.
3. Расход пиломатериалов на один комплект пере-
движной опалубки для двух волн свода, в зависимо-
сти от величины пролета свода, составляет от 3 до 9 м%.
4. Прн кладке сводов из камней расход материалов
определяется в зависимости от размеров и типов кам-
ней.
пого каменщика и одного подручного) по кладке кир-
пичных сводов составляет в среднем 600—800 кирпичей
в рабочую смену, что в зависимости от толщины свода
соответствует 20—27 м2 свода толщиной в /< кирпича
и 12—16 м2 свода толщиной в ’/а кирпича.
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 15
1. Инструкция по проектированию и возведению каменных
сводов двоякой кривизны (И 133-56 МСПМХП). Госстройиздат,
1957.
2. П о л я к о в С. В., Ф а л е в и ч Б. И. Каменные конст-
рукции. Госстройиздат, 1960.
3. Рабинович А. И. Каменные своды двоякой кривизны
в сельском строительстве. Изд-во «Московский рабочий», 1955.
4. Рабинович А. И. О применении тонкостенных сво-
дов двоякой кривизны, «Строительная промышленность»,
1'952, № 5.
5. Р а б и и о в и ч А. И. Опытное исследование тонкостен-
ных сводов двоякой кривизны. В сб. «Исследования по камен-
ным конструкциям». Стройиздат, 1949.
6. СНиП II-А. 1’2-62. Строительство в сейсмических районах.
Нормы проектирования, М., 1963.
7. СНиП II-A.1I-62. Нагрузки и воздействия. Нормы проек-
тирования, М., 1962.
8. СНиП П-В. 1-62. Бетонные и железобетонные конструкции.
Нормы проектирования, М., 1962.
9. СНиП П-В 2-62. Каменные и армокаменные конструкции.
Нормы проектирования, М., 1962.
10. Справочник проектировщика промышленных, жилых и
общественных зданий и сооружений. Расчетно-теоретический
том. Госстройиздат, 1960.
ГЛАВА 16
ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КАМЕННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ДЛЯ СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНОВ СССР
16.1. ОБЩИЕ ДАННЫЕ
Районы с сейсмичностью от 6 до 9 баллов состав-
ляют примерно l/s всей территории СССР. Они распо-
лагаются в основном вдоль южных границ: в Молда-
вии, в Крыму, на Кавказе, захватывают все республики
Средней Азии и заканчиваются на Камчатке.
Районы с сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов, учитывае-
мой в расчетах зданий и сооружений, занимают пло-
щадь около 10% территории страны, в том числе с сей-
смичностью 7 баллов — 5,7%, 8 баллов-—2,6%, 9 бал-
лов — 1,4%.
В отличие от обычных условий работы стен зданий,
когда они в основном воспринимают статически дейст-
вующие сжимающие нагрузки при незначительных экс-
центриситетах, при землетрясениях в стенах возникают
самые разнообразные сочетания нагрузок, в том числе
вызывающие изгиб и растяжение, причем эти нагрузки
воздействуют динамически.
Для повышения сопротивляемости конструкций дей-
ствию сейсмических нагрузок, возникающих при земле-
трясениях, предусматриваются специальные антисей-
смические мероприятия.
Анализ последствий землетрясений показывает, что
конструкции, запроектированные и, что не менее важно,
выполненные с учетом требований, предъявляемых к
сейсмостойкому строительству, как правило, хорошо пе-
реносят даже сильные землетрясения. Проектирование
зданий и сооружений для строительства в сейсмических
районах должно проводиться с соблюдением всех тре-
бований СНиП 1I-A.12-62 [1].
Сила землетрясения оценивается в баллах по шка-
ле ГОСТ 6249—52 [8]. Сейсмичность пункта строитель-
ства принимается по картам сейсмического райониро-
вания СССР. В семибалльных районах сейсмичность
площадки строительства может уточняться в сторону
уменьшения или увеличения на один балл по данным
общих инженерно-геологических и гидрогеологических
изысканий по согласованию с утверждающей проект
инстанцией.
Расчетная сейсмичность сооружений зависит от
сейсмичности района и назначения сооружения. Для
обычных жилых и общественных зданий расчетная сей-
смичность совпадает с сейсмичностью территории. Для
монументальных зданий и сооружений расчетная сей-
смичность назначается на один балл выше сейсмичности
района. Для зданий, разрушения которых не связаны с
гибелью людей и порчей особо ценного оборудования,
а также для временных построек учет сейсмических
воздействий не производится. Указания по определению
расчетной сейсмичности объектов строительства приве-
дены в [1, п. 3.1].
16.2. КОНСТРУКТИВНЫЕ УКАЗАНИЯ
Общая компоновка зданий, проектируемых для»
строительства в сейсмических районах, распределение-
жесткостей их несущих конструкций и масс должны
удовлетворять требованиям симметричности относитель-
но центральных осей и равномерности распределения в
плане сооружения. При этом должно выполняться тре-
бование облегчения веса конструкций и понижения их
центра тяжести.
Размеры жилых и общественных зданий в плане и
по высоте не должны превышать указанных в табл. 16.1.
Предельные размеры промышленных зданий и сооруже-
ний и их отсеков не устанавливаются и ограничиваются
только требованиями расчета на сейсмические нагрузки.
Наиболее желательной для сейсмостойкости здания»
является простая форма его плана без выступающих и
западающих участков. В том случае, когда оказывается
необходимой сложная форма плана здания или прц
резко отличающихся конструкциях отдельных его участ-
ков, а также при размерах здания в плане, превышаю-
щих указанные в табл. 16.1, здание должно быть по
всей высоте разделено антисейсмическими швами на от-
дельные отсеки простой формы, размеры которых не-
должны превышать указанных в табл. 16.1.
Антисейсмические швы для зданий высотой до 5 м
должны иметь ширину не менее 3 см. На каждые сле-
дующие 5 м высоты ширина шва увеличивается на»
2 см. В каркасных зданиях высотой более пяти этажей
ширина антисейсмических швов, кроме этого, не долж-
на быть меньше удвоенной суммы максимальных гори-
зонтальных смещений элементов здания, разделенных
швом. В зданиях с несущими стенами антисейсмические
швы осуществляются постановкой парных стен. Темпе-
ратурные и осадочные швы следует выполнять как ан-
тисейсмические швы.
Сейсмостойкость каменных конструкций в большой-’
степени зависит от способности кладки сопротивляться
расслаиванию при действии сдвигающих усилий в рас-
творных швах, а при недостаточной прочности камня —
и в сечениях, проходящих по камню. Учитывая это,
нормы подразделяют все кладки на четыре категории.
При равных качествах кладки по их монолитности-,
предпочтение отдается кладкам с меньшим объемным-
весом.
К 1-й категории отнесены кладки из прочных
камней на цементно-известковых растворах (сплошные-
кладки из обожженного красного полнотелого и дырча-
того кирпича марки не ниже 75, из бетонных и природ-
ных камней марки не ниже 50). К 1-й категории кладки
относятся и стены из монолитного и крупнопористого»
бетона объемным весом 7^'1800 кг/м3 при марке бе-
16.2. Конструктивные указания
137
Таблица 16.1
Предельные размеры жилых и общественных зданий
Характер конструкций Длина в м | Высота зданий в м*
расчетная сейсмичность
зданий 1 111
7—8 | 9 | 7 | 8 1 9
С железо- По требо ваниям для По требова-
бетонным кар- касом и ка- менным запол- нением несейсмических районов нням для смических нов несен- райо-
! Со стена- ми комплек- сной конст- рукции С несущи- ми каменными стенами при кладке кате- гории: По требо- ваниям для несейсмических районов По требо- ваниям для несейсмиче- ских районов, ио не более 80 22/7 16/5 | 13/4
1-й То же То же, но не более 60 16/5 13/4 10/3
2-й То же, но не более 40 13/4 10/3 7/2
З-й То же 10/3 7/2 —•
4-й 4/1 — —
* В знаменателе указана предельная этажность.
Примечания: 1. Высота зданий принимается
равной расстоянию от отметки спланированной площад-
ки до верхнего уровня кладки наружных стен. В слу-
чае переменной высоты здания за высоту здания при-
нимается наибольшая. При этом не учитываются воз-
вышающиеся над чердачным перекрытием части здания
(парапеты, фронтоны, башни и т. п.).
2. Высота зданий с несущими стенами из сырцовых
материалов или из природных камней неправильной
формы должна быть не более 4 м.
3. Этажность зданий больниц, школ, детских садов
и ясель при расчетной сейсмичности 8 и 9 баллов огра-
ничивается тремя этажами.
тона 75 и выше, а также для у <1800 кг!'мъ пр,и мар-
ке бетона 50 и выше.
Ко 2-й категории отнесены кладки на раство-
ре марки 50 из крупных бетонных блоков, из силикат-
ного кирпича, из пустотелых бетонных камней марки
50 и выше, из крупных блоков и камней-ракушечников,
и известняков марок 25 и выше, а также стены из мо-
нолитного тяжелого и легкого бетонов при их марке 35
и выше, из крупнопористого бетона 7> 1800 марки 50
и у <1800 кг/Ьи3 марки 35.
К 3-й категории относятся кладки при рас-
творе марки 25 из крупных блоков ракушечников и из-
вестняков марки 25 и выше, из силикатного кирпича, из
сплошных бетонных камней марки 25—35 и пустотелых
бетонных камней марки 25—35 и др.
К 3-й категории кладки относятся также крупнопо-
ристый бетон 7> 1800 кг)м3 и кладка из бетона с «изю-
мом» (до 25%) п,ри марке 35 и бутобетон (50% бута)
при марке 50 и выше.
К 4-й категории относятся кладки, выполнен-
ные на бесцементных растворах, и другие кладки, отли-
чающиеся пониженной монолитностью.
Категория несущих каменных кладок, кроме их ти-
па и прочности материалов, должна удовлетворять сле-
дующим требованиям по величине Rp—нормативного
сопротивления осевому растяжению по неперевязанным
швам (нормальное сцепление): для кладки 1-й катего-
рии 1,8 кЦсм2, для 2-й — 1,8> 1,2 кПсм2, для
3-й—1,2>7?”>0,6, для 4-й — 0,6>/?р>0,3 кГ]см2.
Требуемая величина Я” должна быть указана в
проекте и систематически контролироваться при строи-
тельстве. При расчете каменных конструкций величину
7?р следует принимать по фактическим результатам ис-
пытаний, проводимых при возведении зданий в данном
районе строительства. При отсутствии опытных данных,
подтверждающих возможность получения в конкретных
условиях строительства величины 7?”, соответствующей
1-й пли 2-й категории кладки, при расчетах следует ис-
ходить из величины нормативного сцепления в кладке
7?р не более 0,6 кГ1см2.
В зданиях с несущими каменными стенами высотой
четыре этажа при расчетной сейсмичности 8 баллов, а
также высотой три этажа при расчетной сейсмичности
9 баллов следует применять вертикальное армирование,
осуществляя его в виде железобетонных включений,
располагаемых в местах пересечения стен или по гра-
ням проемов. Вертикальная арматура должна связы-
ваться с арматурой антисейсмических поясов, образуя
единую систему усиления.
При кладке 3-й категории ее усиление следует про-
ектировать в виде железобетонного каркаса с учетом в
его работе на горизонтальные' сейсмические нагрузки
кладки как заполнения. В кирпичной кладке должна
быть обеспечена перевязка тычковыми рядами не реже
чем через три ложковых.
Снижение категории крупноблочной кладки по
сравнению с кладками из аналогичных по материалам
мелкоштучных камней связано с ненадежностью обес-
печения монолитности крупноблочной кладки в местах
образования различных стыков между блоками. При
усилении связи между блоками путем сварки заклад-
ных деталей, устройства шпонок, введения в горизон-
тальные швы продольной арматуры с одновременным
вертикальным армированием простенков категория
крупноблочной кладки повышается на одну ступень. В
углах, примыканиях и пересечениях крупноблочных
стен должна предусматриваться перевязка с помощью
тавровых или угловых блоков. Углы примыкания и пе-
ресечения стен из кирпича, камней и крупных блоков
должны усиливаться арматурными сетками при расчет-
ной сейсмичности 9 баллов во всех сопряжениях; при
расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов — во всех сопря-
жениях наружных стен и в примыканиях внутренних
степ к наружным. Эти сетки должны располагаться по
высоте через 0,5—0,7 м и заходить на глубину 1,2—
1,5 мв каждую сторону.
Сейсмостойкость кладок первой и второй категорий
из кирпича, камней и крупных блоков, выполненных в
зимнее время методом замораживания, на обыкновен-
ных растворах при среднесуточной температуре до
—15°С снижается на одну ступень, и на две ступени —
при температуре ниже —15°С. В зданиях с расчетной
сейсмичностью 9 баллов кладка методом заморажива-
ния не допускается.
В зависимости от категории кладки установлена
область ее применения (табл. 16.2), а также введен ряд
конструктивных ограничений, обеспечивающих надеж-
ность совместной работы всех элементов, создающих
пространственную коообку здания (табл. 16.1, 16.3 и
16.4).
Террасы, как правило, должны возводиться на са-
мостоятельных фундаментах и обладать пространствен-
ной жесткостью. Устройство лоджий допускается толь-
ко в том случае, если они необходимы по климатичес-
138
Глава 16. Особенности проектирования для сейсмических районов
Таблица 16.2
Область применения каменных, бетонных
и бутобетоиных кладок
Категория кладки Расчетная сейсмичность в баллах
1-я и 2-я 3-я 4-я 7. 8 и 9 7 и 8 7
Таблица 16.3
Предельные расстояния между осями стен
(или заменяющих стены рам и контрфорсов)
/о в м, предельные значения высоты этажа Но
в ж и отношения высоты этажа Н к толщине
стены а каменных зданий
Категория кладки Расчетная сейсмичность
7 8 9
А Яо Ща ^0 Щ Ща ^0 щ Н/а
1-я 16 8 16 12 1 14 10 6 12
2-я 12 7 14 10 6 12 8 5 9
3-я 10 6 12 8 5 9 — —
4-я 8 5 9 — — — — — —
Пр
1. Для стен с
и м е ч
пилястрами
за
н и я:
следует принимать величину « — 3,5 г,
инерции таврового сечения стены.
с проемами предельное отношение Ща
а
толщину стены
где г— радиус
2. Для стен
следует умножать на коэффициент 1/ ^нт.
V
бр
и принимаются для горизонтального сечения стены.
где FHT
Таблица 16.4
Минимальные или максимальные размеры
некоторых элементов стен каменных зданий*
Характеристика элемента стены Расчетная сейсмич- ность
7 8 9
1. Минимальная ширина простенка в м: для категории кладки
1.Й 0,64 0,9 1,16
2-й 0,77 1,16 1,55
3-й 0,9 1,55
4-й 2. Ширина простенка должна состав- 0,9 — —
лять от ширины проема не менее .... 3. Максимальная ширина проемов в м при категории кладки: 0,33 0,5 0,75
1-й и 2-й 3,5 3 2,5
3-й и 4-й 2.5 2
4. Минимальное расстояние от угла Принимается по п. 1
до крайнего проема 5. Максимальный вынос в м: с увеличением на 0,25 м
а) балконов б) поясков, карнизов из мате- 1,5 1,25 1
риалов стен 0,18 0,18 0,18
* При специальных мероприятиях по армированию
приведенные значения размеров могут быть несколько изменены [1].
ким условиям. Лоджии должны располагаться симмет-
рично обеим осям здания. Боковые стенки лоджий
должны являться продолжением поперечных стен зда-
ния, углы и сопряжения стен в пределах лоджий необ-
ходимо армировать. При расчетной сейсмичности 9 бал-
лов устройство лоджий не рекомендуется. Устройство
эркеров запрещается.
Под несущие стены следует применять ленточные
фундаменты. При использовании крупных блоков долж-
на быть обеспечена перевязка кладки в каждом ряду на
глубину не менее '/3 высоты блока, а также во всех
углах и пересечениях.
При скальных, крупнообломочных и плотносцемен-
тированных галечных грунтах в зданиях с расчетной
сейсмичностью 9 баллов рекомендуется усиливать со-
пряжения сборных ленточных фундаментов и стен под-
валов арматурными связями. При малосжимаемых
плотных глинистых, суглинистых, песчаных и супесча-
ных грунтах по верху сборных фундаментов по всему
периметру стен в слое раствора марки 50 должны укла-
дываться четыре продольных стержня диаметром 8 мм
в зданиях с 7—8-балльной расчетной сейсмичностью и
диа'метром 10 мм— при 9-балльной расчетной сейсмич-
ности. Продольные стержни должны связываться через
30—40 см поперечными стержнями диаметром 6 мм. В
зданиях с расчетной сейсмичностью 9 баллов, кроме
этого, должны быть армированы сетками все сопряже-
ния крупноблочных стен подвалов.
При просадочных, рыхлых песчаных и насыпных
грунтах по верху сборных фундаментов устраивается
аналогичное армирование с увеличением диаметра про-
дольной арматуры для зданий 8- и 9-балльной расчет-
ной сейсмичности соответственно до 10 и 12 мм.
Междуэтажные перекрытия и покрытия играют
роль горизонтальных диафрагм, обеспечивающих про-
странственную жесткость здания и способствующих
распределению общей сейсмической силы, действующей
на здание, между его вертикальными несущими конст-
рукциями. Они должны быть по возможности более же-
сткими в горизонтальной плоскости. В связи с этим
сборные железобетонные перекрытия и покрытия необ-
ходимо замоноличивать. Для увеличения сопротивляе-
мости швов отрыву и сдвигу элементы сборных пере-
крытий должны иметь боковые поверхности с пазами
или рифлением, а также стальные закладные детали
или выпуски арматурных стержней.
Глубина опирания перекрытий в крупноблочных и
каменных зданиях на наружные стены должна быть не
менее 25 см, а на внутренние не менее 12 см.
В каменных и крупноблочных зданиях по всем
внутренним и наружным стенам устраиваются железо-
бетонные, армокирпичные и армокаменные антисейсми-
ческие пояса, которые располагаются в уровне пере-
крытий. Продольное армирование антисейсмических по-
ясов должно быть непрерывным по всему периметру и
иметь не менее 4 0 10 при расчетной сейсмичности 7 и
8 баллов и 40 12 при расчетной сейсмичности 9 бал-
лов. Ширина пояса должна быть, как правило, равна
толщине стены. При толщине последней 50 см и более
ширина железобетонного пояса может быть меньше
толщины стены на 12 см. Высота антисейсмических по-
ясов должна быть не менее 15 см для железобетонных,
не менее четырех рядов для армокирпичных и не менее
трех рядов кладки для эрмокаменных (при высоте ря-
да до 25 см).
В зданиях с несущими каменными стенами моно-
литные или сборные железобетонные перемычки долж-
ны устраиваться на всю толщину стены. Рекомендуется
использовать в качестве перемычек железобетонные
пояса. Антисейсмические пояса могут выполняться так-
16.3. Указания по расчету
139
же из сборных железобетонных элементов, надежно
соединенных между собой и с кладкой. В крупноблоч-
ных зданиях рекомендуется использовать в качестве
антисейсмических поясов армированные блоки-перемыч-
ки, соединенные между собой и с кладкой в двух уров-
нях сваркой закладных частей или выпусков арматуры.
Рекомендуется применение крупнопанельных перегоро-
док, которые должны быть связаны со стенами и с пе-
рекрытиями.
При устройстве лестниц необходимо обеспечить на-
дежную связь маршей с лестничными площадками и
последних с кладкой.
Для повышения сейсмостойкости зданий целесооб-
разно использование штучной кирпичной кладки также
в качестве заполнения в каркасных стенах, которые,
как показывает опыт, наиболее хорошо переносят земле-
трясения. При устройстве заполнения каркаса из штуч-
ной кладки во избежание ее выпадания при толчках
последняя должна быть связана с каркасом арматурой
диаметром 4—6 мм, укладываемой через 50—70 см по
высоте в горизонтальных швах с заведением ее в каж-
дую сторону от стойки на длину не менее чем на 70 см.
При расчетной сейсмичности 9 баллов арматуру реко-
мендуется закладывать по всей длине заполнения. При
длине заполнения 3 м и более оно должно быть соеди-
нено с верхним ригелем каркаса выпусками арматуры
через 1,5—2 м по длине стены. Весьма эффективными
как по сейсмостойкости, так и по экономическим пока-
зателям являются каркасные стены при условии запол-
нения их бетонными или виброкирпичными панелями и
кладками толщиной до 25 см с эффективным утеплите-
лем. В этом случае резко снижается вес стены, а это
приводит к соответствующему снижению сейсмических
нагрузок и, как следствие, к облегчению элементов кар-
каса. Крупные панели могут быть использованы в кар-
касных зданиях в качестве жестких вертикальных ди-
афрагм.
Самонесущие стены каркасных зданий могут вы-
полняться только из кладки 1-й и 2-й категорий. Высо-
та самонесущих стен при расчетной сейсмичности 7, 8
и 9 баллов не должна превышать 18, 16 и 9 м. При
высотах самонесущих стен соответственно более 12, 8
и 6 м должно быть предусмотрено их конструктивное
армирование. Применение в каркасных зданиях самоне-
сущих стен следует считать наименее желательным, так
как оценка их участия в совместной работе с каркасом
весьма затруднительна.
16.3 УКАЗАНИЯ ПО РАСЧЕТУ
При расчете конструкций зданий и сооружений,
проектируемых для строительства в сейсмических райо-
нах, должны быть кроме обычных нагрузок учтены и
сейсмические нагрузки. Сейсмические силы в сочетании
с другими силами и нагрузками относятся к особым
воздействиям (СНиП II-A.12-62) [1]. Ветровая нагрузка,
динамическое воздействие оборудования, тормозные и
боковые усилия от движущихся кранов при расчете на
сейсмические силы не учитываются. При проектирова-
нии зданий высотой восемь этажей и выше, а также
сооружений, для которых ветровая нагрузка является
основной (башни, дымовые трубы и т. п.), последняу
учитывается в размере 30% от расчетной. Сейсмические
нагрузки, как правило, принимаются действующими го-
ризонтально в направлениях продольной и поперечной
осей зданий. Действие сейсмической нагрузки в обоих
направлениях учитывается раздельно. При расчете сое-
динений, связывающих между собой отдельные элемен-
ты здания (анкерные болты, связи и т. п.), сейсмиче-
ские силы считают направленными так, что они вызы-
вают срез и растяжение этих соединений.
После установления сейсмичности пункта строи-
тельства и расчетной сейсмичности здания расчет его
на сейсмические нагрузки проводится в следующей по-
следовательности:
а) определяются расчетные значения вертикальных
и действующих на все здание горизонтальных (сейсми-
ческих) нагрузок;
б) производится распределение сейсмической на-
грузки между отдельными плоскими вертикальными
конструкциями (несущими стенами, рамами и т. п.),
расположенными в рассматриваемом направлении дей-
ствия горизонтальной нагрузки;
в) производится проверка несущей способности
стен зданий, их элементов, стыков, креплений.
16.3.1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СЕЙСМИЧЕСКОЙ
НАГРУЗКИ
В СССР принят динамический метод определения
сейсмических нагрузок, при котором для оценки вели-
чины инерционных сил, кроме ожидаемой интенсивности
землетрясения, учитываются динамические характери-
стики зданий1. По этому методу максимальная величи-
на расчетной сейсмической нагрузки S£k в какой-либо
точке сооружения k, где сосредоточена масса весом
Qk (рис. '16.1), соответствующая какому-то i-му тону
свободных колебаний2, определяется по формуле
Sik = QkKc^£Tl£k, (16.1)
где Qk— вертикальная нагрузка, вызывающая инерци-
онную силу. Она складывается из собствен-
ного веса элементов сооружения с коэффи-
циентом перегрузки «=1, временной и снего-
вой нагрузок с коэффициентом перегрузки
п=0,8. Нагрузка Qk считается приложенной
в уровне соответствующего fe-.ro перекрытия
и собирается в пределах половины высоты
выше и ниже расположенных этажей;
Кс— коэффициент сейсмичности, определяющийся
расчетной сейсмичностью сооружения. При
7-, 8- и 9-балльной расчетной сейсмичности
значения Кс соответственно принимаются
равными 0,025; 0,05 и 0,1;
Рг- — максимальная величина коэффициента дина-
мичности при i-й форме колебаний, завися-
щего от периода свободных колебаний Т£
сооружения. Значение коэффициента дина-
мичности определяется по графику, показан-
ному на рис. 16.2, или по формуле
₽г=^— • (16.2)
При этом ₽ принимается в пределах 0,8^<р< 3. При
1 При определении сейсмической нагрузки на здание необ-
ходимо руководствоваться указаниями (Ц и J2],
2 Высокие сооружения, высота которых превышает меньший
размер в плане не менее чем в 5 раз, а также каркасные зда-
ния, имеющие период основного тона колебаний больше 0,5 сек
следует рассчитывать с учетом высших форм колебаний (как
правило, не более трех). Все другие здания и сооружения
рассчитываются с учетом только основного (первого) тона сво-
бодных колебаний (/=1).
140
Глава 16. Особенности проектирования для сейсмических районов
Рис. 16.1. Схема к определению сейсмических на-
грузок Sik по формуле (16.1)
Таблица 16.5
Величины произведений коэффициентов ['
Этажи Количество этажей в здании
1 2 3 4 5
1 3,4 2,7 1,9 1.3 1
2 — 3,8 3,3 2,4 1,8
3 — — 3.8 3,2 2,5
4 — — 3,4 2,9
5 — — — — 3
Примечание. Для подвальных этажей, неза-
висимо от этажности здания, принимается 0 ^ == 1.
Рис. 16.2. График значений коэффициента
динамичности ₽
расчете каркасов зданий, в которых стеновое заполне-
ние не оказывает существенного влияния на деформа-
тивность сооружения, и при отношении высоты стоек к
их поперечному размеру Hid не менее 25, коэффициент
₽, определенный по графику на рис. 16.2, увеличивает-
ся в 1,5 .раза. Если коэффициент ₽ не увели-
чивается. При промежуточных значениях Hjd значения
Р принимаются по интерполяции;
Vtk—коэффициент формы колебаний сооружений, учи-
тывающий форму деформаций сооружения при его сво-
бодных колебаниях по i-й форме и место расположения
нагрузки Q. Значение находится по формуле
п
^2 Qjxh
rllk= ~ , (16.3)
2о/4
Г 7=1
где Xik и — отклонения при свободных колеба-
ниях в рассматриваемой точке k, в которой сосредото-
чена нагрузка Qk, и во всех точках j, где в соответст-
вии с расчетной схемой сосредоточены нагрузки Q/
При расчете каменных зданий высотой до пяти эта-
жей, а также каркасных зданий с большим количест-
вом элементов заполнения значения коэффициентов
могут быть приняты по табл. 16.5.
При расчете жестких зданий высотой до пяти эта-
жей со сложной конструктивной схемой, для которых
определение коэффициентов р и представляет
большие трудности, нормы разрешают принимать
р=3 и
п
Qjhj
, (16.4)
У. Q//
/=1
где hk и hj— высоты от основания до уровней рас-
положения соответствующих точек приложения сосре-
доточенной нагрузки.
Период основного тона собственных колебаний Т
и амплитуды Хь колебаний каркасных зданий могут
определяться по следующим приближенным формулам:
(16.5)
п
xk=^kjQj-, (16-6)
/=i
1 п
где V = ——2 QjX2j— величина, характеризующая кипе-
2,8 /=1
тическую энергию сооружения
при колебаниях по первой форме,
в кГсм сек2; g — ускорение си-
лы тяжести;
1
П = "^“2 tyXi— потенциальная энергия сооруже-
1 /=1
ния в кГ см;
Zkj — перемещения в уровне k под дей-
ствием горизонтальной единичной
силы, приложенной в каждом
уровне где сосредоточена мас-
са весом Qj, в см!кГ.
Перемещения рам и каркасов с жесткими узлами,
имеющих заполнение, в предположении абсолютно же-
стких ригелей могут быть определены по формуле
k Л-
^=2-—-— (16-7>
где hj— высота соответствующего у-го яруса рамы в
см;
fj_..сумма погонных жесткостей стоек каждого,
у-го яруса в кГ см,
16.3. Указания по расчету
141
fj = ~ У EJZ; (16.8)
hJ S
Vj — величина, характеризующая общую жесткость
заполнения j-го яруса каркаса или рамы, в
кГсм. Значение Vj определяется по формуле
m
=0,83 (hFGinp)jz, (16.9)
г=1
где h и F — высота и площадь сечения каждой панели
z стенового заполнения /-го яруса в см и
см1;
m — число панелей в ярусе;
G—модуль упругости заполнения при сдвиге
в кПсм2;
1пр— коэффициент, учитывающий снижение же-
сткости панели вследствие наличия прое-
мов
(16.10)
здесь /пр—ширина проема;
/г— длина панели заполнения.
Для зданий выше пяти этажей сейсмические на-
грузки увеличиваются: на 10% —- для шестиэтажного
здания, 20%—семиэтажного, 30%—восьмиэтажного,
40% — девятиэтажного и 50% — для десятиэтажных и
более высоких зданий.
16.3.2. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ СЕЙСМИЧЕСКОЙ
НАГРУЗКИ МЕЖДУ ЭЛЕМЕНТАМИ ЗДАНИЯ
После определения сейсмических нагрузок дальней-
шие расчеты ведутся в предположении статического
действия этих нагрузок на здание. Распределение гори-
зонтальной нагрузки 5* между отдельными стенами,
расположенными вдоль ее действия (рис. 16.3), произ-
водится по формуле
Skn = mi [>.кп S,, + m2 qk l'n , (16.11)
Рис. 16.3. Схема к распределению сейсмической на-
грузки между вертикальными элементами здания Skn по
формуле (16.11)
где nii и тг — коэффициенты, зависящие от вида пере-
крытия. Для каменных зданий при монолитных пере-
крытиях /«1=0,9 и т2 = 0,1; при сборных перекрытиях с
монолитными обвязками mi = 0,6; т2 = 0,4,
1п=-----g----,где 1п_х н1п — расстояния между рас-
сматриваемой и соседними справа и слева стенами;
— коэффициент, зависящий от соотношения жест-
костей стен рассматриваемого направления;
1
рлп —------1------; (16.12)
£п> — горизонтальные прогибы л-й и лг-й стен в
уровне fe-ro перекрытия относительно основания, вызван-
ные равномерно распределенной по высоте этих стен
нагрузкой интенсивностью 1 (<7=1).
В случае равномерного расположения стен в зда-
нии допускается определение по приближенной фор-
муле
где F п и Fm— площади горизонтального сечения соот-
ветственно л-й и m-й стен (для случая,
если стены выполнены из разного ма-
териала, вместо Fn и Fm принимаются
соответственно FnEn и FmEm );
t — общее число стен рассматриваемого на-
правления;
qk— погонная сейсмическая нагрузка qk=
= Sk/L (L — длина отсека).
Распределение суммарной величины расчетной по-
перечной силы, приходящейся на п-ю стену в уровне
k-ro этажа P*n=S Skn между отдельными простенка-
ми (рис. 16.4) производится в предположении одина-
ковой величины их перемещений, вызываемых изгибом
и сдвигом, по формуле
Рис. 16.4. Схема к подсчету Ркпт по формуле
(16.14)
________ bkm Фип Pkn_________________
bkm „ \ ЖЛ ksdks
~ wkm + 5 X -y-o---------------г-----
&km I ^4 I hks \
' s=l I wks + 6 hks
\bks )
~^tnPknt (16.14)
142
Глава 16. Особенности проектирования для сейсмических районов
где bkm; dkm\ hkm—ширина, толщина и высота (в пре-
делах проема) m-го простенка п-й
стены k-ro этажа;
bks; dks; hks—• то же, простенка s;
wps— коэффициенты, учитывающие дефор-
мации междуоконных поясов, под-
считываемые по формуле
+ 1, (16-15)
hkm , Л
5 I
b\m J
3
Wkm=------------
hkm
1+2,33 -----
*nep.m|^T^+5 lbkm
\ akm J
где /перти am —пролет и высота вертикального сечения
перемычки.
В том случае, когда к простенку примыкают прое-
мы разной высоты, разрешается принимать среднее зна-
чение hm. Если жесткости перемычек с двух сторон
простенка неодинаковы, в формулу (16.15) следует под-
ставлять величины, соответствующие наиболее жесткой
из двух перемычек. Для крайних простенков, учитывая
их совместную работу с простенками торцовых стен,
величину Pknm, определяемую по формуле (16.14),
умножают на коэффициент 1,5. Для случая, когда все
простенки в стене одинаковы, (г— количество
простенков)
Pknm = —. (16.16)
г
В каркасных зданиях небольшой высоты сейсмиче-
ские силы Sk можно распределять между отдельными
конструкциями (рамами, стенами и т. п.) пропорцио-
нально их жесткостям. Сейсмическая сила Skn в раме
(стене) номер п определяется по формуле
$kn= tCkn Sk, (16.17)
где
1 1
ckn = ~ 11 ckm = —-------->
hkk n bkk m
®А/г/1—перемещение рассматриваемой конст-
рукции номер т или п на уровне k от
горизонтальной единичной силы, прило-
женной в том же уровне;
t — количество отдельных конструкций.
При расчете зданий, у которых все перекрытия мо-
гут быть приняты как жесткие диски, В** п и 8** т мо-
гут учитываться лишь на высоту одного рассматривае-
мого этажа k и определяться по формулам
Ъкк =------- в рамах без заполнения
12/д
или
4
окк = --------- при наличии заполнения;
12 fk + vk
(16.7')
—по формуле (16.8) ; vk по —-(16.9).
16.3.3. ПРОВЕРКА НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ
Поперечные стены и несущие простенки продольных
стен обычных кирпичных зданий должны быть провере-
ны расчетом на главные растягивающие напряжения и
иа внецентренное сжатие по формулам, аналогичным
формулам (8.9) и (8.10):
Pknm<-RcpLd ; (16.18>
Pknm — поперечная сила по формуле (16.14)
А<ткр?7?Гф, (16.19)
где
Яср =1Хл(«гл + а0)</?ср +O,8fao; (16.20).
Р— расчетное сопротивление кладки сжатию;
^ср— расчетное касательное сцепление;
Ргл— расчетное нормальное сцепление;
р.—'Коэффициент неравномерности распределе-
ния касательных напряжений в сечении
[см. формулу (8.12)];
L— длина поперечной стены;
d— толщина поперечной стены;
ткр=1,2—коэффициент, учитывающий кратковремен-
ность нагрузки;
Ф—'Коэффициент продольного изгиба по гибко-
сти из плоскости стены;
ф— коэффициент (принимаемый по табл. 4.7),
учитывающий величину эксцентриситета
продольной силы N относительно центра
тяжести сечения стены, равного MJ-.N, где
М — расчетный изгибающий момент от го-
ризонтальных сил Skn (Sknm ); остальные
обозначения соответствуют принятым в
гл. 8.
Далее проводится проверка перемычек по стадии
трещинообразования при изгибе стен. Расчетная попе-
речная сила в перемычках определяется по формулам:
а) для стен с малым количеством проемов и ши-
рокими простенками
б) для стен с частым и равномерным расположени-
ем проемов
(16.22)
ьпр
где Ачт— высота этажа между перекрытиями;
L — длина стены;
£пр — расстояние между осями смежных проемов.
При расположении проемов вне средней трети дли-
ны стены коэффициент р разрешается уменьшать на
15%.
Перемычки рассчитываются на скалывание и на из-
гиб по формулам (16.23) и (16.24), причем принимается
меньшая из двух величин:
2
<2<— 'ПтрЯгл^пер; (16.23).
1 а
0 < О ттр Лр.и-^пер ~j > (16.24)
3 КГ 4пер
где и— расчетное сопротивление кладки растяже-
нию при изгибе по перевязанному сечению;
а и /пер — высота и пролет перемычки;
16.3. Указания по расчету
143
Епер— поперечное сечение перемычки;
ттр — коэффициент условий работы кладки по рас-
крытию трещин по табл. 4.12. При ^Пер^
<С3000 см2 «гр снижается на 20%.
Если сопротивление кладки недостаточно, перемыч-
ка должна быть усилена продольным армированием
или железобетонными балками, рассчитываемыми на
изгиб и скалывание на момент M = Qlj2 и поперечную
силу Q.
В случае, если прочность перемычки или кладки в
местах опирания перемычки недостаточна, т. е. если не
может быть обеспечена совместная работа участков
стены, разделенных проемом, необходимо произвести
проверку прочности стены при условии раздельной ра-
боты ее участков. При этом каждый из участков стены
(простенков) рассматривается как консоль, заделанная
на уровне того перекрытия, ниже которого несущая
способность стены достаточна. Если такая проверка по-
кажет достаточную прочность всех участков стены, то
проверку прочности перемычек на восприятие сейсмиче-
ских сил можно не производить.
Кроме проверки прочности стен на действие сил в
их плоскости, должна быть проведена проверка прочно-
сти на случай действия сейсмических сил из плоскости
степ. В этом случае стену рассматривают как простую
балку с опорами —• междуэтажными перекрытиями, рав-
номерно загруженную горизонтальными сейсмическими
силами и вертикальными продольными силами.
При расчете перекрытий в их плоскости поперечные
силы и изгибающие моменты в сечениях определяются
по схеме балки, загруженной распределенной поэтажной
сейсмической нагрузкой и реакциями S*n, подсчитан-
ными по формуле (16.11). По этим расчетным нагрузкам
производится проверка прочности стыков между от-
дельными плитами перекрытия, между перекрытиями и
стенами, прочности самих панелей перекрытий.
В каркасных зданиях усилия в элементах рам
складываются из усилий, возникающих в рамах от ча-
сти нагрузки, действующей непосредственно на каркас,
и усилий, передающихся на раму от элементов запол-
нения. Заполнение каркаса в направлении из своей пло-
скости рассчитывается на сейсмическую нагрузку только
от собственного веса.
В каркасных зданиях, имеющих заполнение в виде
кладки из кирпича и мелких камней, расчетная гори-
зонтальная сила для какой-либо панели заполнения,
расположенной в уровне k, определяется по формуле
РЫ = Vpk- -i Dk (16.25)
где
и для всех прочих панелей этого этажа
<pz- — характеристика деформативности рассматривае-
мой панели
птв. Ez
zzdhnP
(16.27)
1£ и d£ — длина н толщина рассматриваемой панели
в слг;
пшв — коэффициент, зависящий от высоты ряда
кладки йр и равный
пшв = 7-5//гР (А1> Б СМУ’
—коэффициент, определяемый по рис. 16.5 и
зависящий от отношения длины и высоты
заполнения панели ^nk=li /^z •
Рис. 16.5. График значений коэффи-
циента ег- для определения дефор-
мативности заполнения
Расчетная поперечная сила, приходящаяся на кар-
кас в уровне k, определяется формулой
t
Qknp — pk Pkz- (16.28)
z=l
Вертикальная поперечная сила, передающаяся панелью
заполнения на ригели рамы в их опорных сечениях,
определяется формулой
QBp = (0,6 4-0,8) Р&г —— . (16.29)
»г
При определении продольной силы в стойках кар-
каса величина <2вр учитывается полностью без снижаю-
щего коэффициента (0,6—0,8). На стойки в их опор-
ных сечениях от панели заполнения передается горизон-
тальная поперечная сила, равная
<2Г с = (0,6 4-0,8) Pkz. (16.30)
Расчетная несущая способность панели заполнения при
действии горизонтальной силы равна:
Яср ZZ <*Z (’ ~ 0,1 \nk}
(16.31)
где Тпр—коэффициент, учитывающий влияние прое-
мов на прочность панелей; для глухих панелей 7пр=
= 1; при наличии проемов 7пр вычисляется по формуле
(16.32)
применимой при следующих ограничениях: 0,8 <T)nii -%2
/пр <0,6/t- ; йпр<0,65Лй,
где % и /пр — соответственно высота и ширина про-
ема; Л*—высота заполнения панели.
144
Глава 16. Особенности проектирования для сейсмических районов
Учет несущей способности заполнения с проемами
при расчете на сейсмические нагрузки допускается для
стен, имеющих в плане в данном ярусе не менее 30%
глухих панелей.
Если повреждение сооружения не представляет
опасности для людей и ценных материалов, допускает-
ся повреждение кладки и, следовательно, каркас зда-
ния должен быть проверен на случай повреждения па-
нелей заполнения. При этом расчетная нагрузка на
каркас определяется по следующей формуле:
S^ = (0,2+0,8Хж)5*, (16.33)
где — отношение жесткости каркаса с поврежден-
ным заполнением к жесткости здания с неповрежден-
ным заполнением. Жесткость поврежденных элементов
заполнения можно считать равной 25% от их первона-
чальной жесткости; значение Хж не принимается мень-
шим 0,35.
Полученная по формуле (16.33) нагрузка не долж-
на быть меньше, чем нагрузка, вычисленная для карка-
са без учета жесткости заполнения при обычном значе-
нии определяемого по формуле (16.2) коэффициента ди-
намичности ₽ (без коэффициента 1,5).
Примеры расчетов каменных и каркасных зданий
па сейсмические воздействия имеются в литературе [3,
4, 5].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 16
1. СНиП II-А. 12-62. Строительство в сейсмических районах
Нормы проектирования. М., 1963.
2. Инструкция по определению расчетной сейсмической на-
грузки для зданий и сооружений. Госстройиздат, 1961.
3. Основы проектирования зданий -в сейсмических районах.
Госстройиздат, 1*961.
4. Пример расчета на прочность каменных несущих стен зда-
ний, возводимых в сейсмических районах, и указания к при-
меру расчета. Госстройиздат, 1958.
5. Пример расчета многоэтажного каркасного здания со
стеновым заполнением и без него на сейсмические воздействия
и указания к примеру расчета. Госстройиздат, 1961.
6. Исследование по сейсмостойкости крупнопанельных и ка-
менных зданий, Госстройиздат, 1962.
7. Сейсмостойкость сборных крупноэлементных зданий. Гос-
стройиздат, 1963.
8. ГОСТ 6249—52. Шкала для определения силы землетрясе-
ния в пределах от 6 до 9 баллов.
ГЛАВА 17
УЧЕТ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ ОСОБЕННОСТЕЙ РАБОТЫ
СТЕН, ВОЗВОДИМЫХ В ЗИМНИХ УСЛОВИЯХ
17.1 СПОСОБЫ ВОЗВЕДЕНИЯ И ОБЛАСТЬ
ПРИМЕНЕНИЯ
Каменные, крупноблочные <и крупнопанельные кон-
струкции в зимних условиях возводятся различными
способами, а именно:
а) способом замораживания на обыкновенных
растворах, при котором допускается естественное за-
мерзание и оттаивание конструкций;
б) способом замораживания на растворах с до-
бавками поташа при. среднесуточной температуре воз-
духа не ниже —30°С или нитрита натрия при темпера-
туре ие ниже —15°С, обладающих свойством интенсив-
ного твердения в условиях отрицательной, знакопере-
менной и положительной температуры, при этом спосо-
бе также допускается естественное замерзание и оттаи-
вание конструкций (составы растворов с химическими
добавками см. п. 1.2.5);
в) способами, указанными в пп. «а» и «б», при. ко-
торых допускается естественное замерзание конструк-
ций, дополняемое в последующем искусственным пол-
ным и частичным оттаиванием кладки зимою, с целью
получения дополнительного упрочнения ее до периода
естественного оттаивания;
г) способами, обеспечивающими тачальное тверде-
ние раствора при искусственно созданной положитель-
ной температуре (электродный прогрев, обогрев через
поверхности конструкций, тепляки) до тех пор, пока он
не наберет прочность в размере не менее 20% от мар-
ки— для кирпичной и крупноблочной кладок.
Большинство перечисленных способов вызывает
временное снижение несущей способности конструкций
из кладки, блоков и крупных панелей в период их от-
таивания. Поэтому при проектировании таких конст-
рукций необходимо предусматривать мероприятия,
обеспечивающие их достаточную прочность и устойчи-
вость, например «водить ограничение нагрузок, дей-
ствующих на конструкции, усиливать их армированием
пли устанавливать временные крепления на период от-
таивания и т. п., согласно расчетной проверке несущей
способности иа этот период.
Учитывая значительное 'снижение несущей способ-
ности зимней кирпичной кладки, выполненной спосо-
бом замораживания на обыкновенных растворах, в пе-
риод оттаивания (в 2—2*/2 раза) применение ее целе-
сообразно допускать только для зданий не выше трех—
пяти этажей (в зависимости от марки кирпича и ве-
личины армирования кладки). Возведение стен зданий
большей этажности целесообразно вести способом за-
мораживания на растворах с добавками поташа или
нитрита натрия, а также в отдельных случаях с приме-
нением своевременного (до перегрузки конструкций) ис-
кусственного оттаивания для упрочнения кладки ниж-
ю Зак. 805
них этажей. Целесообразность применения искусствен-
ного отогревания должна быть обоснована данными
технико-экономических расчетов.
Способом замораживания на 'Обыкновенных раст-
ворах не допускается возводить 'конструкции.:
а) из бутобетона и рваного бутового камня;
б) подвергающиеся в стадии оттаивания воздей-
ствию вибрации или значительных динамических нагру-
зок;
в) свободно стоящие с расчетными эксцентрисите-
тами в стадии оттаивания 'более 0,25 у и имеющие верх-
нюю опору с эксцентриситетами более 0,7 у. где у —
расстояние от центра тяжести до более сжатого края
сечения;
т) подвергающиеся в стадии оттаивания .воздейст-
вию поперечных нагрузок, величина которых превы-
шает 0,1 от продольных. Не допускается применение
метода замораживания при строительстве крупнопа-
нельных зданий высотой более пяти этажей (15 м).
Способом замораживания на растворе с добавка-
ми поташа или нитрита натрия не допускается возво-
дить конструкции:
а) фундаментов, не защищенных гидроизоляцией,
подземных частей зданий, работающих .во влажных ус-
ловиях;
б) наружных стен зданий с влажным и мокрым
режимами помещений;
в) подвергающиеся воздействию блуждающих то-
ков;
г) работающие ,в агрессивных средах пли при тем-
пературах выше 60°С.
Применение поташа не допускается также в клад-
ке из силикатных материалов (кирпича, блоков, пане-
лей). Хлористые соли (хлористый кальций, хлористый
натрий и др.) имеют ограниченную область примене-
ния (см. п. 17.3).
17.2. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ КОНСТРУКЦИЙ,
ВОЗВЕДЕННЫХ СПОСОБОМ ЗАМОРАЖИВАНИЯ
НА ОБЫКНОВЕННЫХ РАСТВОРАХ, И ИХ УЧЕТ
В ПРОЕКТИРОВАНИИ И ПРОИЗВОДСТВЕ РАБОТ
Для зимней кладки, выполняемой способом замора-
живания на обыкновенных растворах, должны приме-
няться цементные или сложные растворы. Марки раст-
воров должны быть не ниже: для стен и фундаментов
из .кирпича и камней правильной формы — 10, из бу-
тового постелистого камня—25, для кладки столбов
соответственно—26 и 50, для кладки карнизов и рядо-
вых перемычек из кирпича —50.
Каменные кладки, выполненные методом замора-
живания, при быстром замерзании раствора приобре-
146
Глава 17. Учет особенностей работы стен, возводимых в зимних условиях
тают высокую прочность, которая сохраняется до мо-
мента оттаивания. В период оттаивания прочность ра-
створа приближается к нулю и, соответственно, проч-
ность зимней кладки уменьшается до минимума и за-
тем по мере твердения оттаявшего раствора при поло-
жительной температуре повышается, но все же не до-
стигает к месячному возрасту после оттаивания проч-
ности летней кладки.
Прочность оттаявшей зимней кирпичной кладки
зависит от начальной среднесуточной температуры воз-
духа, при которой она возводилась. Чем ниже была эта
температура воздуха в течение первых суток, тем мень-
ше конечная прочность зимней кладки [1].
На рис. 17.1 показана конечная прочность зимней
кирпичной кладки, возводившейся при разных темпера-
турах воздуха, по данным опытов ЦНИИСК.
Рис. 17.1. Влияние начальной температуры замерза-
ния зимней кладки на ее прочность в возрасте одно-
го месяца после оттаивания
Недобор конечной прочности зимней кладки обычно
компенсируется при производстве работ повышением
марки применяемого раствора по сравнению с маркой
pacTiBOipa, необходимой для получения требуемой проч-
ности кладки, выполненной в летних условиях. Повы-
шение марки раствора производится по следующим .пра-
вилам:
Отрицательная
температура, при ко-
торой выполнена клад-
ка ................
Степень использо-
вания несущей способ-
ности кладки ......
Повышение марки
зимнего раствора по
сравнению с маркой
летнего ...........
t<— 20сС
Менее Более
85% 85%
Менее От 70 Более
70% до 85% 85%
Нет На
1 сту-
пень
Нет На На
1 сту- 2 сту-
пень пени
4 " t>—20е С
Значение упругой характеристики зимней кладки
at в месячном -возрасте после оттаивания может опре-
деляться по формуле
2
1 —0,3/
а а,
(17.1)
где at — расчетное значение упругой характеристики
зимней кладки в месячном возрасте после
оттаивания;
а — значение упругой характеристики летней
кладки на растворе той же .марки (см.
табл. 3.14);
t — среднесуточная отрицательная температура,
при которой производилась кладка;
Расчетное сопротивление зимней кладки из круп-
ных кирпичных .блоков, изготовленных при положитель-
ных температурах, ,в месячном возрасте после оттаива-
ния монтажных швов принимается по указаниям п. 3.2
с коэффициентом условий работы тзимн = 0,9.
В связи с пониженным сцеплением раствора с кам-
нем и арматурой, остающимся в зимней кладке при рас-
чете ее прочности через месяц после ее оттаивания
вводятся дополнительные коэффпциенты условий рабо-
ты тк и та, указан тые в табл. 17.1.
Таблица 17.1
Дополнительные коэффициенты условий работы
кладки и арматуры для зимней кладки в месячном
возрасте после ее оттаивания
Условие работы кладки Значения коэффи- циентов условий работы
кладки т к арматуры
Сжатие кладки из кирпича и других камней правильной формы Сжатие бутовой кладки из постелистого камня Растяжение, изгиб и срез по швам клад- ки всех видов Использование сетчатого армирования кирпичной кладки и из других камней правильной формы Примечание. На коэффициент ся значения и д»1* в формулах (€ (6.11) н (6.12). 1 0,8 0,5 wa Умно -3), (6.6), 0,7 жают- (6.7),
Указанные выше особенности работы зимней клад-
ки in узлов панельных стен учитываются при проекти-
ровании путем дополнительной проверки ее несущей
способности в месячном возрасте после оттаивания при
действии расчетных нагрузок и воздействий.
Кроме того, при проектировании должна произво-
диться дополнительная .расчетная проверка достаточ-
ности несущей способности зимней кладки и узлов па-
нельных стен, выполненных способом замораживания на
обыкновенных растворах, на период их оттаивания
при действии фактических нагрузок. Если несущая спо-
собность оттаивающих конструкций недостаточна., в
проектах указываются способы усиления конструкций и
сроки их выполнения.
Расчетный предел прочности зимней кладки из
камней правильной формы и из постелистого бутового
камня в период оттаивания определяется по табл. 3.4—
3.9 с принятием расчетной прочности раствора в зави-
симости от вида примененного в растворе цемента и
размеров поперечного сечения комспрукшш, а именно:
а) 2 кГ!см2 — при растворе на портландцементе
марки 25 и .выше для стен и столбов толщиной 38 см
и 'более;
б) 'нулевой прочности — во ®сех остальных слу-
чаях, а также при растворах на пуццолаиавом, шлако-
вом и других видах портландцементов, медленно твер-
деющих при пониженной температуре и не успевающих
набрать повышенной прочности в процессе оттаивания
17.2. Конструкции, возведенные способом замораживания на обыкновенных растворах
147
независимо от расчетной марки раствора и размеров
поперечного сечения конструкций.
При определении несущей способности зимней
кладки в стадии оттаивания, если она в течение зимне-
го периода подвергалась воздействию оттепелей, выз-
вавших частичное твердение ее раствора, разрешается
принимать фактическую прочность последнего по дан-
ным испытаний образцов раствора, отобранных из го-
ризонтальных швов кладки. Испытания производятся
по указаниям п. 1.2 8.
Несущая способность зимней кладки, усиленной
сетчатым армированием, снижается особенно сильно в
период оттаивания. Поэтому расчет ее производится
с пониженным расчетным сопротивлением сжатию клад-
ки ® этот период по формуле (17.2) при центральном
сжатия и по формуле (17.3) при внецентренном сжатии:
+ (17-2)
1UU
где Ra к от и Rm — соответственно расчетные сопро-
тивления сжатию армированной и
неармированной кладок в стадии
оттаивания;
R5o — расчетное сопротивление летней
кладки на растворе марки 50;
Ra—расчетное сопротивление при рас-
тяжении арматуры (см. табл. 6.1);
(J- —-процент армирования;
е0 — -расчетный эксцентриситет.
Расчетные сопротивления кладки из крупных кир-
пичных блоков в стадии оттаивания монтажных швов
определяются по указаниям табл. 3.3 с умножением на
коэффициент условий работы тоТ =0,6.
Расчет узлов -опирания перекрытий на крупнопа-
нельные стены, выполненные способом замораживания
при платформенном опирании, определяется с учетом
коэффициента тш, вычисленного по формуле (11.5),
и (ili.6), при прочности раствора, равной нулю.
На рис. 17.2 приведены сравнительные величины
расчетных сопротивлений сжатию неармированной и
армированной (р=0,5%) зимней кирпичной кладки из
кирпича марки 100 на растворе марки 50 в период от-
таивания, выраженные в процентах от расчетного со-
противления сжатию таких же кладок, выполненных в
летних условиях на растворе марки 100, при марке кир-
пича 100.
При расчете несущей способное™ кладки опор в
стадии оттаивания при местном сжатии (смятии) ее
прочность принимается такой же, как и при централь-
ном сжатии, т. е. с коэффициентом 7 = 1. В тех слу-
чаях, когда несущая способность кладки под подушка-
ми прогонов .и балок оказывается в стадии оттаивания
недостаточной, рекомендуется вместо увеличения раз-
меров подушек устанавливать под конструкции вблизи
опор временные разгрузочные стойки на клиньях или
армировать кладку опор сетками.
Балки, несущие нагрузку от каменных стен, выпол-
ненных способам замораживания, рассчитываются ®
период оттаивания на нагрузку от веса кладки стены,
имеющей высоту, равную пролету балки. В связи -с
этим при большом пролете балок вместо увеличения их
сечения и армирования на период оттаивания рекомен-
дуется под ними устанавливать временные поддержи-
10*
личной неармированной и армированной сетками
зимней кладки на обыкновенных растворах в
стадии ее оттаивания с прочностью летней кладки
Рис. 17.2. Сравнение прочности при сжатии кир-
вающие стойки на клиньях или укреплять их -в проле-
те подвесками, связанными со стойками каркаса.
Свободная высота стен и столбов из зимней клад-
ки в -период оттаивания не должна превышать разме-
ров, указанных в табл. 8.3 для IV группы кладок с коэф-
фициентами /г<П по табл. 8.4. оолее высокие стены и
столбы на период оттаивания должны укрепляться вре-
менными подкосами, расчалками и тому подобными
удерживающими их конструкциями.
Для предупреждения случаев недостаточной проч-
ности и устойчивости конструкций из зимней кладки в
период оттаивания 'в рабочих проектах -необходимо ука-
зывать:
а) предельные высоты стен и нагрузки на перекры-
тия, которые могут быть допущены в период оттаива-
ния и начального твердения раствора кладки;
б) способы повышения несущей способности кон-
струкций, если -необходимость этого будет установлена
расчетом в стадии оттаивания;
в) временные крепления или другие мероприятия
(если они необходимы), обеспечивающие устойчивость
конструкций ,в процессе оттаивания кладки.
Конструкции из зимней кл-адки в период . первого
ее оттаивания дают осадку, величина которой зависит
от толщины горизонтальных швов -кладки, скорости от-
таивания, степени нагруженносги и ряда других фак-
торов. Средняя величина расчетной осадки стен при ка-
честве кладки, удовлетворяющей требованиям норм,
принимается на 1 м высоты равной: 0,5—«1 мм для
кладки из кирпича и бетонных камней, 1—2 мм — для
бутовой кладки.
Вследствие -этого в местах примыкания стеи из
зимней кладки к элементам каркаса и другим конструк-
циям постоянной высоты должны устраиваться осадоч-
ные швы или плоскости скольжения кл-адки по бетону.
Крепления этих стен к элементам каркаса допускается
осуществлять посредством гибких связей диаметром не
более 10 мм или в виде скользящих анкеров, не препят-
ствующих свободной осадке кладки.
Стены и столбы каменных зданий, возводимых
способом замораживания, должны дополнительно
укрепляться в поперечном направлении:
а) укладкой стальных связей диаметром 8—10 мм
148
Глава 17. Учет особенностей работы стен, возводимых в зимних условиях
иа уровне междуэтажных перекрытий в углах, местах
примыканий и пересечений стен; связи должны заде-
лываться в каждую из примыкающих стен на длину
1—1,5 м и заканчиваться на концах отгибами или за
крспляться анкерами. При .высоте здания до четырех
этажей связи допускается устанавливать через один
этаж; при более высоких зданиях, а также при высоте
этажа более 4 м—в уровне перекрытий каждого этажа;
б) своевременной укладкой настилов, балок или
прогонов перекрытий и покрытий сразу же после окон-
чания кладки каждого этажа. Ликеры балок и прогонов
перекрытий должны отстоять друг от друга на расстоя-
нии не более 10 h (где h—толщина стены). Анкеры
прогонов и ферм верхних покрытий при стенах толщи-
ной до 40 см должны отстоять друг от друга не более
6 м, а при более толстых стенах на расстоянии не более
15 h. При монолитных железобетонных внутренних кон-
струкциях, бетонируемых после воэведения стен, необ-
ходимо своевременно устанавливать опалубку, которая
должна связываться анкерами со стенами;
в) прикреплением свободно стоящих стен, опертых
«а собственные фундаменты или рандбалки, к эле-
ментам каркаса гибкими или скользящими связями,
устанавливаемыми не реже чем через 8 А по высоте.
При кладке кирпичных заполнений по ригелям каркаса
стойки последнего должны связываться не реже, чем
через 1 м по высоте, с кладкой проволочными выпуска-
ми, заделываемыми в стены или при стенах из панелей
и блоков сваркой закладных деталей, которые предва-
рительно должны быть защищены от коррозии;
г) установкой в стенах облегченных кладок, вы-
полняемых без тычковой перевязки, дополнительных
поперечных стальных связей (помимо устанавливаемых
в углах, примыканиях и пересечениях стен), распола-
гаемых по длине не реже чем через 1,5 м и по высоте
не реже 0,5 м, пли укладкой стальных сеток, распола-
гаемых по высоте не более 1 м одна от другой.
Ригели каркаса, опирающиеся одним концом на
кирпичные стены или столбы, возведенные способом
замораживания, рекомендуется выполнять разрезными
для возможности их свободного поворота при оттаи-
вании кладки.
Карнизы и пояса с вывосом до 20 см могут выкла-
дываться на растворе марки 25 и выше тычковыми ря-
дами, с постепенным напуском их за линии стен не бо-
лее 8 см.
Карнизы с большим выносом необходимо выклады-
вать по железобетонным плитам или балкам, надежно
закрепленным в кладке анкерами, сваркой и т. п. Не
рекомендуется делать рядовые перемычки из зимней
кладки, их следует выполнять по брусковым железобе-
тонным сборным балкам. Не рекомендуется устраивать
местные утолщения стен из зимней кирпичной кладки,
выступающие над нижележащими конструкциями бо-
лее 4 см.
В случае устройства местных утолщений размером
более 4 см во избежание раннего трещинообразования
в таких стенах в период оттаивания при 'определении
их расчетной несущей способности необходимо послед-
нюю умножать на дополнительный коэффициент. тОт=
=0,4 при утолщениях из обыкновенного кирпича марки
75—400 и тат =0,75 при утолщениях из щелевого ли-
цевого кирпича с прочностью черепка 150—200 кГ/см2-,
перевязку утолщений с основной кладкой стен реко-
мендуется делать двухрядной.
При возведении способом замораживания камен-
ных стен с одновременной облицовкой их камнями .или
плитами, жестко связанными с основной кладкой кон-
структивной перевязкой, следует, учитывая различную
осадку кладки и облицовки, предусмотреть мероприятия,
обеспечивающие совместную работу их как в период
оттаивания, так и при эксплуатации зданий.
Последующая облицовка стен плоскими плитами
может производиться только после оттаивания и окон-
чания осадки кладки, -но не ранее 6 месяцев.
17.3. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ КОНСТРУКЦИЙ,
ВОЗВЕДЕННЫХ СПОСОБОМ ЗАМОРАЖИВАНИЯ
НА РАСТВОРАХ С ЦО Б АВ К AM И ПОТАША
ИЛИ НИТРИТА НАТРИЯ, И ИХ УЧЕТ
В ПРОЕКТИРОВАНИИ И ПРОИЗВОЦСТВЕ РАБОТ
Растворы с добавками поташа или нитрита натрия
в количествах и при температуре, указанных в п. 1.2.5,
обладают свойствами интенсивного твердения при от-
рицательной температуре без прогрева [2].
Таблица 17.2
Расчетная прочность раствора
на портландцементах с добавками поташа или нитрита
натрия
Участок конструкции, в которую уложен бетон или раствор Добавка в бетоне или растворе Принимаемые расчет- ные сопротивления при сжатии раствора или бетона (в % от их марки), твердевшего на мо- розе без прогрева в течение
7 суток 28 суток
Швы кирпичной и бу то-
вой кладки Поташ 15 45
Монтажные горизонталь- ные швы крупноблочных Нитрит натрия 10 30
и крупнопанельных стен Поташ 20 60
Вертикальные стыки крупнопанельных и крупно- Нитрит натрия 15 40
блочных стен Поташ 25 60
Нитрит натрия 15 40
Растворы с добавками поташа или нитрита натрия
главным образом должны приценяться для возведения
каменных, крупноблочных и крупнопанельных конст-
рукций, от которых требуется повышенная прочность в
период оттаивания, т. е. для кладки и стыков, несущая
способность которых при обыкновенных растворах ока-
зывается при оттаивании недостаточной.
Растворы с добавкой поташа или нитрита натрия
не допускается применять без .защитных мероприятий
для кладки наружных стен помещений с повышенной
эксплуатационной влажностью, а также ib фундамен-
тах во влажных грунтах и во всех конструкциях, рабо-
тающих в агрессивных для щелочей средах, при высоких
температурах и ,в непосредственной близости к источ-
никам тока высокого напряжения (вероятность появле-
ния блуждающих токов).
Прочность растворов с добавками поташа и нитри-
та натрия, накапливаемая ими на морозе, зависит от
ряда факторов — вида цемента, водо-цементного отноше-
ния, количества добавки, способов укладки и др. По-
этому прочность раствора с указанными добавками,
уложенного в швах кирпичной и крупноблочной кладки,
в монтажных горизонтальных швах крупнопанельных
П.4. Конструкции, возведенные способом замораживания, с последующим их отогреванием
149
конструкций или вертикальных стыках крупнопанель-
ных конструкций накапливается на морозе в неодина-
ковых размерах.
В дальнейшем, после оттаивания и твердения этих
растворов в условиях положительной температуры, рас-
счетная прочность их достигает значений, близких к
проектной марке, вследствие чего повышение марки
зимних растворов с добавками по сравнению с их летней
маркой не является обязательным [3].
Ориентировочные величины расчетной прочности
раствора на портландцементах с добавками поташа или
нитрита натрия, накапливаемые ими на морозе без про-
грева, приведены в табл. 17.2.
Во избежание ошибок при оценке расчетной несу-
щей способности кладок на растворах с добавками по-
таша или нитрита .натрия в период оттаивания конст-
рукций необходимо при их возведении .изготовлять конт-
рольные образцы бетонов или растворов в количестве
не .менее 6 шт. в каждую рабочую смену и выдержи-
вать их в тех же условиях, что и конструкции.
После 7- и 28-дневного выдерживания образцов на
морозе их 'испытывают через 3—5 ч после внесения в
теплое помещение. Если "фактическая прочность раство-
ров с добавками оказывается меньше ориентировочно
принятой по табл. 17,2, то необходимо произвести допол-
нительный расчет фактической несущей способности
кладки с принятием расчетных пределов ее прочности
при сжатии по табл. 3.4—3.9 по определенной испыта-
ниями образцов фактической прочности раствора.
В зависимости от результатов расчета должна оп-
ределяться возможность дальнейшего монтажа здания
в зимних условиях и устанавливаться необходимость и
способы усиления .возведенных перепруженных конструк-
ций.
При получении более высоких результатов испы-
таний прочности раствора, чем ориентировочные по
табл. 17.2, могут .приниматься фактические прочности
растворов.
Расчетное сопротивление сжатию зимней кладки
из кирпича или керамических камней, армированной
сетками, выполненной способом замораживания на раст-
ворах с добавками поташа или нитрита натрия, может
определяться в момент оттаивания через месяц после
пребывания ее на морозе, по формулам (17.2) и (17.3),
принимая Кот равным расчетному сопротивлению ие-
армированной кладки на растворе, прочность которого
составляет 30—45% ют его марки; эта прочность ра-
створа должна быть подтверждена испытанием конт-
рольных образцов или приниматься равной факти-
ческой.
На рис. 17.3 приведены сравнительные величины
расчетных сопротивлений сжатию эталонной неармцро-
ванной летней кладки из кирпича марки 100 на раство-
ре марки 100 и таких же зимних неармированной и
армированной сетками (р= 0,5%) кладок месячного
возраста (на морозе), выполненных на растворах с до-
бавками поташа или нитрита натрия.
Значение упругих характеристик а ,в стадии от-
таивания принимается по табл. 3.44, в соответствии с
фактической прочностью раствора в этой стадии, т. е.
ориентировочно в размере 30—45 % от его марки.
Расчетное сопротивление,кладки в этой стадии при
местном сжатии (смятии) производится в соответствии
с общими указаниями с учетом фактической или ориен-
тировочной прочности раствора, определенной по табл.
17.2.
Деформации зимней кладки на растворах, твердею-
щих яа морозе, определяются в месячном возрасте пос-
Рис. 17.3. Сравнение прочности зим-
ней кладки при сжатии на растворах
с химическими добавками, выдер-
жанной 28 дней на морозе и испы-
танной в момент оттаивания, с проч-
ностью летней неармированной
кладки
ле оттаивания по общим правилам с принятием упру-
гой характеристики а по табл. ЗЛ4 в соответствии "с
фактической прочностью раствора в этой стадии, т. е.
как для летней кладки.
Необходимость временного усиления конструкций в
стадии оттаивания должна определяться в зависимости
от результатов расчета их несущей способности.
Несущая способность опорных узлов в-ибропанель-
ных стен, выполненных на растворах с химическими до-
бавками, с платформенным опиранием на них перекры-
тий определяется в стадии .оттаивания по указаниям
п. 11.5 с учетом фактической или определяемой по
табл. 17.2 прочности раствора.
Растворы с добавками хлористого кальция, хлори-
стого натрия, хлористого аммония и других хлористых
солей в количестве до 5% от веса цемента придают
кладке большую монолитность после оттаивания, но не
набирают на морозе значительной прочности. Поэтому
проверка прочности и деформативности кладок на та-
ких растворах производится так же, как для кладок на
обыкновенных растворах. Растворы с добавками солей
имеют повышенное влагосодержание в затвердевшем
виде и могут вызвать появление пятен (высолов) па
поверхности кладки; хлористые соли ускоряют также
коррозию стали. Поэтому растворы с добавками хло-
ристых солей разрешается применять только для неар-
мированной кладки фундаментов, подпорных стен, на-
ружных и внутренних стен . складских зданий с нор-
мальной эксплуатационной влажностью воздуха поме-
щений и т. п.
17.4. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ КОНСТРУКЦИЙ,
ВОЗВЕДЕННЫХ СПОСОБОМ ЗАМОРАЖИВАНИЯ,
С ПОСЛЕДУЮЩИМ ИХ ИСКУССТВЕННЫМ
ОТОГРЕВАНИЕМ
С целью повышения несущей способности стен
150
Глава 17. Учет особенностей работы стен, возводимых в зимних условиях
нижних этажей многоэтажных зданий, выполненных
способом замораживания, может применяться искус-
ственное отогревание при помощи систем отопления ка-
лориферов и других нагревательных установок. Отогре-
вание стен ® этих случаях должно проводиться до все-
ведения верхних этажей здания пли сооружения, соз-
дающих перегрузки конструкций нижних этажей из
зимней кладки, находящейся в стадии оттаивания. Для
осуществления отогревания внутренний объем здания в
нижних этажах изолируется от наружной отрицательной
температуры, для чего закрывают изоляционными ма-
териалами оконные, дверные и другие отверстия в на-
ружных стенах, а перекрытие, отделяющее отогревае-
мую часть здания от неототреваемой, утепляют.
Внутри изолированного объема устанавливают на-
гревательные приборы или установки, достаточные для
нагрева воздуха в нем до принятой расчетной темпера-
туры в течение установленного расчетам времени. При
прогреве виуфениие стены оттаивают полностью, а на-
ружные — лишь с внутренней стороны на определенную
глубину, величина которой .зависит от перепада тем-
ператур внутреннего .и. наружного воздуха, а также от
температуропроводности наружных стен в период их
оттаивания. Находясь в условиях положительной тем-
пературы, раствор в оттаявшей части кладки твердеет.
По мере твердения раствора возрастает несущая спо-
собность кладки отогретых стен: в наибольшей степени
во внутренних стенах, которые отогревались с двух
сторон, и в наименьшей степени в наружных стенах,
которые отогревались с одной внутренней стороны, в то
время как их .наружная сторона оставалась замерзшей.
Применение искусственного отогревания для по-
вышения несущей способности кладки приводит к зна-
чительным затратам тепла .и вызывает дополнитель-
ные расходы на устройство теплоизоляции проемов в
наружных стенах и утепление перекрытия, на установку
и эксплуатацию нагревательных приборов и агрегатов.
Поэтому целесообразность его применения должна
предварительно обосновываться технико-эконо-
мическими расчетами и допускаться, как правило, толь-
ко для кладок на растворах высоких марок с приме-
нением портландцементов. Рекомендуется использовать
искусственное отогревание одновременно для проведения
внутренних отделочных работ, сушки и упрочнения
кладки стен.
Данные по определению несущей способности клад-
ки при искусственном отогревании см. в СНиП П-В.2-62
[4, раздел 10].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 17
1. Бюро технической информации. Строительство и сушка
зданий, сдаваемых в эксплуатацию в зимних условиях, М.., 1966.
2. ЦНИИСК- Анализ причин аварий и повреждений строи-
тельных конструкций (способы восстановления и усовершенство-
вания), вып. 3, М., 1965, гл. Ш.
3. Госгражданстрой СССР. Нормы проектирования. Указа-
ния по проектированию и устройству стыков крупнопанель-
ных жилых зданий, М„ 1966.
4. СНиП П-В.2-62. Каменные и армокаменные конструкции,
М., 1962.
ГЛАВА 18
ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КАМЕННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ НАД ГОРНЫМИ ВЫРАБОТКАМИ
&18.1Л КРАТКИЕ СВЕДЕНИЯ О ДЕФОРМАЦИЯХ
ЗЕМНОЙ ПОВЕРХНОСТИ, ВЫЗЫВАЕМЫХ
ГОРНЫМИ ВЫРАБОТКАМИ, И ОБ ИХ
ВЛИЯНИИ НА ЗДАНИЯ [11, 13," 14, 19}
В результате выемки утля на земной поверхности
появляется чашеобразная впадина, называемая муль-
дой сдвижения. Размер мульды .сдвижения в плане и ее
глубина зависят от ряда горногеологических факторов:
мощности т, угла падения а и глубины разработки
Н пласта, длины лавы, характеристик коренных по-
крывающих пород пл наносов и т. д.
Для представления о характере мульды сдвижения
и .компонентов ес деформаций на рис. 18.1 приводятся
два вертикальных разреза геологической толщи. Грани-
цы кривой мульды по главным осям строятся по углам
Го. 7 о и ®о> которые различны для разных бассейнов
страны.
Величина максимального оседания .мульды т\т (1)
в большой степени зависит от способа управления
Рис. 18.1. Мульда сдвижения и компоненты деформаций
« — разрез вкрест простирания пласта; б — разрез по прости-
ранию; в — план; г — схема прохождения мульды сдвижения
под зданиями; 1 — оседание земной поверхности (в увеличен-
ном масштабе); 2— наклоны; 3—кривизиа; 4— относительные
горизонтальные деформации; 5 — абсолютные горизонтальные
сдвижения; 6 — угольный пласт; ба.— очистная выработка; 7 —
граница края мульды сдвижения; 8 и 9— направление движе-
ния забоя и края мульды; А, Б, В—положение зданий; 10 —
здание на выпуклой части мульды — в зоне растяжения; II—
здание на вогнутой части мульды - в зоне сжатия
кровлей и достигает 50—00% от мощности пласта. При
Применении закладки выработанного пространства по-
родой, доставленной с поверхности, оседание земной по-
верхности может быть уменьшено в лучшем случае до
10% от вынимаемой мощности пласта.
Помимо оседаний мульда сдвижения характери-
зуется наклонами (2), кривизной (3) или обратной ей
величиной — радиусом кривизны, относительными го-
ризонтальными деформациями (4) и абсолютными го-
ризонтальными сдвижениями точек земной поверхности
(5).
Относительные горизонтальные деформации и кри-
визна имеют два знака—положительный (растяжения
и выпуклость) на краях и отрицательный (сжатия и
вогнутость) -в средней части мульды сдвижения.
При выемке нескольких лав или пластов деформа-
ции земной поверхности приобретают более сложный ха-
рактер. Максимальные величины деформаций земной
поверхности от выемки отдельной лавы или овиты
пластов определяются маркшейдерскими расчетами.
Эта параметры деформаций задаются проектировщи-
кам и являются исходными для проектарования зданий
и сооружений.
Пределы изменения деформаций земной поверхно-
сти на площадках, пригодных для застройки, а также
ориентировочная зависимость между компонентами
деформаций приводятся в табл. 18.1.
Таблица 18.1
Распределение подрабатываемых территорий
по группам в зависимости от ожидаемых
деформаций земной поверхности
Г руппа территорий Ожидаемые деформации [земной поверхности
относительные горизонталь- ные, £>.10® (или мм/м) радиусы кривизны (неравномер- ные оседания) R в км наклоны земной поверхности, ZX108 (или мм]м}
I 12—8 1—3 20—10
II 8—5 3—7 10—7
III 5—3 7—12 7—5
IV 3—1 12—20 5—3
При небольших деформациях основания (/?>40 км,
е<0,5 мм/м), как показывает опыт подработки, спе-
циальные меры защиты зданий и сооружений -в боль-
шинстве случаев не требуются. На площадках, где ожи
даемый радиус кривизны меньше 1 км, осуществлять
строительство, как правило, нецелесообразно.
152
Г лава 18. Особенности проектирования каменных конструкций над горными выработками
Вследствие неравномерных оседаний земной поверх-
ности, вызываемых горными .выработками, в конструк-
циях обычных сооружений появляются значительные
дополнительные усилия и деформации, иногда приво-
дящие к разрушениям. Например, здание Л, находящее-
ся на главной оси мульды сдвижения по простиранию
(см. рис. 18.1, в) при прохождении под ним горных вы-
работок, последовательно попадет сначала на выпуклую
и растянутую, затем иа вогнутую и сжатую часть
(см. рис. 18.1, г). В сечении вкрест простиранию здание
Б после прохождения под ним мульды сдвижения оста-
нется или на выпуклой или на вогнутой части мульды.
Неблагоприятным для здания является его положение
под углом к краю мульды (здание В), так как в нем
появятся дополнительные усилия, вызывающие круче-
ние и перекос конструкций.
Благодаря контакту грунта с фундаментом гори-
зонтальные относительные деформации основания вы-
зывают в фундаменте через трение, сцепление и боковое
давление растяжение или сжатие (рис. 18.2), а в фун-
даментах, перпендикулярных направлению деформа-
ций, поперечный изгиб.
Наклоны мульды, а следовательно, и наклоны са-
мих зданий, как видно из табл. 18.1, не превышают 1 —
2%, поэтому их учет имеет значение только для соору-
жений башенного типа с небольшой площадью опоры и
для статически неопределимых систем.
Рис. 18.2. План здания. Схемы нагрузок,
вызываемых горизонтальными деформация-
ми в фундаментно-подвальной части зда-
ния в зоне растяжения (при расположении
в зоне сжатия направления усилий меня-
ются на обратное)
•с — сдвигающие силы по подошве фундаментов;
— силы сцепления по боковым поверхностям;
Ттп—сдвигающие силы по подошве фундамен-
тов примыкающих стен; 'Ед — дополнительное
давление грунта на примыкающие стены
18.2. СПОСОБЫ И ПРИНЦИПЫ ЗАЩИТЫ
ЗДАНИЙ ОТ ВЛИЯНИЯ ГОРНЫХ ВЫРАБОТОК
[11, 13, 19}
Защита зданий от влияния горных .выработок мо-
жет быть осуществлена горными и строительными ме-
роприятиями комплексно или раздельно. Горные меро-
приятия применяются для уменьшения деформаций зем-
ной поверхности. Назначение строительных мероприя-
тий сводится к выполнению двух задач: уменьшению
дополнительных усилий, появляющихся в конструкциях
под влиянием деформаций основания, и к учету в кон-
струкциях дополнительных усилий, возникающих при
подработке зданий.
Здание может проектироваться с жесткой конст-
руктивной схемой, с податливой или со смешанной схе-
мой (например, надземная часть проектируется по
жесткой схеме на воздействие неравномерных верти-
кальных оседаний, а подземная —иа воздействие го-
ризонтальных деформаций по податливой схеме, пли
наоборот).
При разработке конструктивной схемы следует стре-
миться к тому, чтобы как по длине, так и по высоте
здания элементы конструкций имели одинаковые или
мало отличающиеся между собой жесткости. Проемы
для окон в лестничных клетках рекомендуется распола-
гать -в одном уровне с окнами этажей.
В зданиях, строящихся на подрабатываемых тер-
риториях, элементы сборных перекрытий с помощью
связей и соответствующего замоноличивания между со-
бою и со стенами должны быть превращены в жесткие
горизонтальные диски. Глубину заложения фундаментов
следует принимать минимально допустимой, подвалы
располагать под всей площадью здания (отсека).
Самым радикальным конструктивным мероприятием
по уменьшению в каменных конструкциях дополнитель-
ных усилий, вызываемых горными выработками, являет-
ся разрезка зданий на отсеки с устройством между ни-
ми деформационных швов. Целесообравной длиной от-
сека для жилых каменных зданий является длина от-
дельных секций, которые, как правило, должны прини-
маться в пределах .12—20 м. При легких условиях под-
работки (III и IV труппы по табл. 18.1) длину отсека
целесообразно принимать большей. При выборе длины
отсеков должны учитываться характеристики прочности
и податливости основания.
Деформационные швы ‘Следует осуществлять в зда-
ниях с несущими каменными стенами устройством пар-
ных стен толщиной не менее 25 см; в зданиях с несу-
щими колоннами или стенами с контрфорсами — поста-
новкой парных рам или контрфорсов.
Ширина зазоров деформационного шва определяет-
ся по формулам:
а) в уровне фундаментов
ан = т, г Lo; (18. la}
б) в уровне карниза
н
aB = aH + nkmk — Lo, (18.16)
где п,; nk\ m,;mk — коэффициенты перегрузки и коэф-
фициенты условий работы по
табл. 2 и 3 3 СН 289—-64 [19];
е — ожидаемая относительная горизон-
тальная деформация земной по-
верхности;
R—ожидаемый радиус кривизны (зна-
чения е и R принимать по дан-
ным маркшейдерского расчета);
Н — высота здания от подошвы фунда-
ментов до карниза;
Го— для бескаркасных зданий — рас-
стояние между центральными ося-
ми смежных отсеков.
Сооружения башенного типа небольшой площади в.
плане легко переносят влияние кривизны (неравномер-
ных оседаний) и горизонтальных деформаций основа-
ния.
Сооружения с конструкциями, позволяющими IB
известной мере свободную осадку опор (разрезные бал-
ки, рамы с шарнирно опертыми иа стойки ригелями и
18.3. Учет влияния горных выработок при расчете
15»
г. д.), реагируют на влияние деформаций основания по
принципу .податливой конструктивной схемы.
Для жилых и гражданских каменных зданий, а
также промышленных зданий в качестве защиты несу-
щих конструкций от воздействия горных выработок
можно применять переносные домкраты, которые сле-
дует на уровне цоколя устанавливать в соответствую-
щие гнезда или упоры для .периодического выравнива-
ния зданий во время подработки. При применении дом-
кратов в каменных зданиях необходимо предусматри-
вать железобетонные обвязки для распределения сос-
редоточенных натрузок. Более подробно о применении
домкратов см. (4].
Расчет конструкций зданий должен осуществляться
по первому предельному состоянию, в необходимых
случаях они должны проверяться по второму и третье-
му предельным состояниям (например, при проектирова-
нии по податливым конструктивным схемам).
Проверку конструкций с учетом усилий, вызывае-
мых горными выработками, следует рассматривать как
особое сочетание нагрузок.
18.3. УЧЕТ ВЛИЯНИЯ ГОРНЫХ ВЫРАБОТОК
ПРИ РАСЧЕТЕ КОНСТРУКЦИЙ ЗДАНИЙ
Расчет дополнительных усилий в конструкциях
зданий на основании принципа независимости действия
осуществляется раздельно на воздействие неравномер-
ных вертикальных оседаний (кривизну), горизонталь-
ных деформаций основания и наклонов мульды сдви-
жения. При этом должны учитываться невыгодные со-
четания основных и дополнительных нагрузок с на-
грузками, вызываемыми горными выработками.
Порядок учета дополнительных усилий для разных
типов зданий виден из табл. 18.2.
Таблица 18.2
Учет дополнительных усилий для разных типов
зданий
Дополнительные усилия от
воздействия
Тип здания
неравно-
мерных
оседаний
(кривизны)
Жесткие здания ба-
шенной конструкции на
сплошных фундаментах
Здания с несущими
каменными стенами из мо-
нолитной кладки, круп-
ноблочные и крупнопа-
нельные с жесткой нлн
податливой схемой
Не учитываются
Учитываются раз-
дельно по максималь-
ной величине
горизон-
тальных
деформа-
ций
наклонов
Учитываются
При высо-
те до пяти-эта-
жей включи-
тельно не учи-
тываются
18.3.1. УЧЕТ ВЛИЯНИЯ НЕРАВНОМЕРНЫХ
ОСЕДАНИИ ОСНОВАНИЯ (КРИВИЗНЫ)
18.3.1.1. Расчет коробки здания,
проектируемой по жесткой конструктивной
схеме |[9, 11, 13, 19]
Расчет конструкций каменных зданий, проектируе-
мых по жесткой конструктивной схеме, при воздействии
неравномерных оседаний, вызываемых горными выра-
ботками, представляет собой сложную задачу. Трудно-
сти возникают при определении перераспределения от-
пора грунта под зданием в условиях деформирующего-
ся упруго-пластического основания; в необходимости
учета пространственной работы, ослабленной проемами
коробки здания, выполненной из материала, не являю-
щегося изотропным, упругие свойства которого изме-
няются под нагрузкой, и т. д.
Особенность работы каменных конструкций над
горными выработками заключается в том, что помимо
преобладающего центрального или внецентренного сжа-
тия с эксцентриситетами из плоскости стены, характер-
ных для обычных условий, им приходится дополнитель-
но. работать на изгиб в плоскости стены, на внецентрен-
ное растяжение и сжатие поэтажных поясов кладки, а
при действии деформаций иод углом к продольной
оси — также на кручение. Поэтому известные в настоя-
щее время методы расчета каменных зданий с жесткой
конструктивной схемой над горными выработками ос-
нованы на тех или иных допущениях и являются при-
ближенными.
В целях уменьшения дополнительных усилий, по-
являющихся в вертикальной плоскости жестких зданий
при подработке, должны приниматься повышенные нор-
мативные давления на основание для ленточных фунда-
ментов, чтобы при выключении части фундаментов из
работы грунт быстрее переходил в пластическое состоя-
ние. Коэффициенты повышения нормативных давлений
ф принимаются по табл. 6 СН 289-64 [19] в зависи-
мости от условной жесткости здания, характеризуемой
отношением длины отсека L к его высоте И, при нали-
чии армокаменных или железобетонных поясов в стенах
и замыкающих стен у деформационных швов. Для раз-
личных грунтов коэффициент ф принимается от 1 до
2,5.
Для строительства на подрабатываемых террито-
риях допускается применять клиновидные фундаменты,
метод расчета «х несущей способности излагается в ра-
ботах [1, 2, 5].
При расчете конструкций стен в вертикальной
плоскости принимаются следующие допущения:
а) искривление основания происходит по цилиндри-
ческой поверхности с условным радиусом кривизны
(Дж), который больше радиуса кривизны по маркшей-
дерскому расчету, за счет учета собственного прогиба
здания; определяется по формуле (10) СН 289-64
[>19];
б) основание считается упругим с заданным коэф-
фициентом постели;
в) эпюра отпора грунта по подошве фундаментов
при подработке определяется из условия врезания
абсолютно жесткого здания в искривленное основание
с радиусом /?ж;
г) здание, являющееся пространственной коробкой,
условно разрезается на плоские жесткие стены, загру-
женные вертикальными нагрузками и реакцией грунта.
Коробка здания рассчитывается в предположении
искривления основания кривизной выпуклости и вогну-
тости в продольном и поперечном направлениях.
Порядок расчета дополнительных усилий, возникаю-
щих при подработке, в стенах зданий, проектируемых по
жесткой конструктивной схеме, поясним следующим при-
мером.
Пример 18.1. Для наружной стены отсека пяти-
этажного крупноблочного дома длиной 1=15 м с на-
грузкой на основание ^=В8 т1пог.м с четырьмя примыка-
ющими стенами, имеющими тяготеющие длины 1-п =3 м
154
Глава 18. Особенности проектирования каменных конструкций над горными выработками
и погонные нагрузки </i=16 т]пог. м и q<z= 12 т!пог.м (рис.
18. 3, а) определить дополнительные усилия при подра-
ботке. Условный радиус кривизны выпуклости, опреде-
ленный по формуле (10) СН 289-64 [19] 1?ж = +6 км,
нормативное давление на основание—пылеватые пески
R”p = l,2 кГ1см\ коэффициент повышения нормативно-
го давления по табл. 6 СН 289-64 при отношении дли-
ны отсека к его высоте ////<1,5 ф =й; средний коэф-
фициент пастели основания для отсека, определенный по
2 р. k.
формуле k=^---— =2500 т/ж3 [где Ft и S Ft —пло-
щадь фундамента под ьй -стеной и сумма площадей
фундаментов всех стен отсека; k£ —коэффициент посте-
ли основания под /-й стеной, определяется по формуле
(5) СН 289-64].
Рис. 18.3. Перераспреде-
ление отпора гранта под
жестким зданием на кри-
визне выпуклости
а — план здания (расчетная
стена с участками примы-
кающих стен заштрихова-
на); б — врезание фундамен-
тов в основание; в —эпюры
нагрузок и отпора грунта в
зоне ненарушенного контакта
с основанием
Суммарная вертикальная активная нагрузка на ос-
нование рассчитываемой стены с учетом примыкающих
стен:
N = ql + SNn;
= 16-3 = 48 т; 7V2 = 12-3 = 36 г;
W = 28-15+ 2-48-1-2-36 = 588 т.
Максимальная ордината треугольной части эпюры
огпо>ра грунта при искривленном вииклеровском основа-
нии под расчетной стеной при радиусе кривизны 7?ж =
= 6000 м (рис. 18.3, бив) и ширине фундамента Ьф
о /2
p = fc A8iK = _L (18.2)
Ф^гр 8/<К
28 152
D =------- 2500 ------= 13,6 т1пог.м.
2-12 8-6000 '
Ординаты треугольной части эпюры отпора грунта
под примыкающими стенами
2а„ 2-6
Pi = 0; t>2 = р ---= 13,6 —— = 10,9 т/пог. м.
I 15
Приведенные длины примыкающих стен
<71 16 12
= /п—= 3 — = 1,71 м; /2п=3--------------=
1п п q 28 2п 28
= 1,29 м.
Полная приведенная длина
/пр = 15+1,71-2+1,29-2 = 21 м.
Отпор грунта под примыкающими стенами от треу-
гольной эпюры
Р1тР = °; Р2тр= 10,9-1,29= 14 т.
Суммарный отпор грунта под <всеми стенами от тре-
угольной эпюры
Ртр= 13,6-7,5 + 2-14= 130 г.
Ордината прямоугольной части эпюры отпора под
рассчитываемой стеной
, N — P 588— 130
Р ----------=----------=21,8 т/пог. м.
*пр 21
Полный отпор грунта под примыкающими стенами
Pi = (21,8 + 0) 1,71 =37,2 т;
Р2= (21,8 + 10,9) 1,29 = 42,2 т.
Поперечная сила и изгибающий момент в любом се-
чении х определяются по формулам:
0—х
Л1х = 5 (Nn~pn) (х-ап) +
0—х
х2
+ (q — р ) --— ------.
7 2 3/
/ 28 — 21,8
— =----------— 7,5=3,42 м;
2 13,6
П Ч — Р
При х = ------
р
Стах = (48 — 37,2) + (28 — 21,8) 3,42 —
= 21,4 т.
В середине здания при x=LC=7,5 м
Мшах = (48 - 37,2) 7,5 + (& -42,2) (7,5-6) +
„„ 7,52 13,6-7,5=
+ (28-21,8) ’ =118,8 тм.
«5 10
На действие поперечной силы и изгибающего момен-
та проверяются сечения стены по проемам. При этом
максимальная поперечная сила Qmax распределяется
по поэтажным поясам кладки пропорционально их
площади по формуле
On — Р Стах, (18.4)
где ₽ —коэффициент, принимаемый равным 0,6 для по-
ясов, расположенных в верхней и н-ижией четвертях сте-
ны, и 1,4—для поясов, расположенных в средней по вы-
соте половине стены; для зданий высотой более пяти
этажей для карнизного пояса Р =0,4; для фундаментно-
го или пояса иад швом скольжения ₽ =0,8;
18.3. Учет влияния горных выработок при расчете
155
Fn и S Fn —-соответственно площадь рассматриваемого
п-г-о тюяса и сумма площадей всех поясов стены.
Если поэта-жные пояса из разных материалов, то их
приводят к однородному сечению исходя из отношений
модулей деформации кладки; при этом приведенная тол-
щина пояса Ь' определяется по формуле
л, h
Ь — О ---- ,
Л о
где b и Ео—-геометрическая толщина кладки пояса и его
начальный модуль деформации;
Ео—модуль деформации материала кладки, к
которому приводится данный пояс.
Поэтажные и карнизный пояса выполнены (рис. 18.4)
из легкого бетона марки 100 (£о=1,1Х1О6 т/м2), цо-
кольный и фундаментный (над швом скольжения) пояса
из тяжелого бетона марки 200 (£0=2Xi!06 т/м2). Меж-
ду цокольным и фундаментным поясами крупные бло-
ки из тяжелого бетона (£п=4,4X106 т/м2).
Приведенные к легкому бетону площади сечения по-
ясов:
F]_5 = 0,2 Л(2; F6 = 1?3 л2; SFn = 2,3 м2.
По формуле (18.4) распределим поперечную силу
по поясам (см. рис. 18. 4,а и б;:
0,2
О, „ =0,6 —— 21,4= 1,12 т;
М-2 ’2,3
0,2
О, г=1,4------- 21,4 = 2,6 т;
" 2,3
(?6 = 0,6 --’-21,4 = 7,3 т; 2Q„ = 17,34t.
2,3
Невязку Д Q = 4,06 т распределим по поясам пропорцио-
нально полученным значениям Qn; тогда Qi .2 = 1,38 т;
Qs—5 = 3,22 т и Qfi=9 т.
Изгибающие моменты по грани проемов Мп и по
осям простенков Мп (коэффициент 0,8 учитывает осо-
бую нагрузку):
Л41 2 =0,8-1,38-1,4-0,5 = 0,78 тлг;
Л43_5= 1,8 тм;
Л46 = 5,04 тм;
Alj 2 = 0,8-1,38 (1,4+ 1,6) 0,5= 1.66 тм;
7И3_5=3,88 тм;
Mg= 10,8 тм;
Рис. 18.4. К расчету
стены на действие
поперечной силы Q и
изгибающего момента М
а — схема действия поперечных сил; б — разрез стены по проемам; в —эпюра нормальных напряжений от изги-
бающего момента; г — эпюра моментов от поперечных сил; д — внецентренное сжатие простенка в плоскости стены
156
Глава 18. Особенности проектирования каменных конструкций над горными выработками
Величины процельных усилий в поясах от Мтах=
= 118,8 т/.и, определим по формуле (см. рис. 18.4,в)
Nn = 0,8 Мт?х Уп Fn, (18.5)
JHT
где у п— расстояние от нейтральной оси стены до цен г-
pa'ft-го пояса;
F п—приведенная площадь поперечного сечения поя-
са;
J,,.f—момент инерции стены по вертикальному се-
чению с проемами (~2Fn у~п =63,5 л'!).
118,8
Л/х = 0,8----— 10,9-0,2 = 3,18 т;
65,3
Л12 —2,36 т; 773 = 1,55т; /V4 = 0,73t;
N5 = — 0,09t; W6 = —7,8т.
На междуэтажные пояса-перемычки помимо этого
передается нагрузка от собственного веса и междуэтаж-
ных перекрытий. Рассматривая пояс частично защемлен-
ным простенками, расчетные опорные и пролетный изги-
бающие моменты можно приближенно определить по
формуле (q'=3,2 т/1и).
а’а"1 3,2-1,42
= Л4пр = — =--------------= 0,4 т/м.
Проверка сечений поясов в проемах осуществляется
на две комбинации;
а) по горизонтальному усилию в поясе от дейст-
вия максимального изгибающего момента в стене (Л/р=
=Nn) и 50% изгибающего момента в поясе от дейст-
вия поперечной силы (Л4р=0,5 Мп);
б) по изгибающему моменту в поясе (Л4Р=Л4;/) и
50% горизонтального усилия (7Vp=O,57V„); в обеих ком-
бинациях должен учитываться изгибающий момент от
перекрытий и собственного веса конструкций (Л40).
В общем виде максимальные напряжения в бетоне
n-го пояса по граням простенков определяются по фор-
муле
/ Л'р Мр 4- Л40 \
= \ лг + W ) < ^р> (18.6)
где 1Р—момент сопротивления пояса;
Гр—• расчетное сопротивление бетонного пояса по
СНиП 1ПВ.1-62.
Как показали расчеты, более невыгодной является
комбинация п. «б», для которой
3,18 0,78 4- 0,4
= ToJ + ’ 0.0196 = 68 = 40
о2 = 65,9 т/л2; o3=116t/jh2; о4 = 114,8 т/лб2;
о-5 = 112 о6 = 4-7,5 т/м* <КР = 64 т)м\
(здесь принимались фактические площади поясов, а не
приведенные). Все поэтажные пояса должны быть ар-
мированы.
Фундаментный пояс должен армироваться по расче-
ту на воздействие горизонтальных деформаций грунта.
Проверка поэтажных поясов на поперечную силу, полу-
ченную по формуле (18. 4), показала достаточную их
прочность. Далее необходимо проверить простенки на
внецентренное сжатие (в плоскости стены).
Распределение -изгибающих моментов от поясов на
верхние и нижние простенки производится пропорцио-
нально их гибкостям:
2/14, 4- Л4о ho.п
^.= 24--^;------------^=2-1,66-
Л4”р1 = 1,66 —0,53= 1,13 тм:
„ 1,66 4-3,88
м® = 1,66— —------—:— 0,3 = 1,07 тл;
пР2 > 2,8
Л'!”|)2 = 3,88— 0,59 = 3,29 тм и т. д.
Все расчетные случаи оказались с малыми эксцен-
триситетами, а несущая способность кладки простенков
из легких бетонных блоков вполне достаточной.
Проверка простенков иа сдвигающие силы
Л4В 4-Л4н
1 пр. п 1 пр п
*<пр п h
*чц>п
на срез по неперевязанпому сечению (по шву) показала
их достаточную несущую способность.
18.3.1.2. Расчет на неравномерные оседания
основания зданий, проектируемых
по податливой конструктивной схеме
|[10, И, 13, 19]
Бескаркасные каменные здания с податливой кон-
структивной схемой на воздействие неравномерных осе-
даний основания допускается применять до четырех
этажей включительно.
В крупноблочных и из монолитной кладки зданиях
должны приниматься меры для снижения жесткости не-
сущих конструкций на изгиб и сдвиг в вертикальной
плоскости за счет уменьшения высоты поэтажных поя-
сов кладки, увеличения высоты проемов, устройства по-
доконной кладки по типу вставок без перевязки с про-
стенками, назначения простенков минимальной ширины
(в пределах 0,2—0,35 от конструктивного шага), приме-
нения пластичных растворов для кладки и т. д. Для
оконных и дверных блоков должны предусматриваться
зазоры иа величину ожидаемого перекоса.
При расчете зданий, проектируемых с податливой
конструктивной схемой при воздействии неравномер-
ных вертикальных деформаций основания, дополнитель-
ные усилия в вертикальной плоскости определяются при
следующих допущениях:
а) основание принимается искривленным по дуге
окружности с условным радиусом кривизны Rn , опре-
деляемым по формуле (16) СН 289-64 [19];
б) несущие конструкции деформируются вместе с
основанием по радиусу Rn ;
в) усилия в несущих конструкциях определяются
исходя из схемы деформации конструкций на искрив-
ленном основании.
Стены бескаркасных зданий рассчитываются без
учета перераспределения усилий между ними. При этом
должны проверяться:
а) стеновые пояса на прочность при воздействии
продольных усилий и изгибающих моментов, возникаю-
щих при искривлении основания с учетом местных на-
грузок на пояс;
б) простенки на внецентренное сжатие в плоскости
стены;
в) величина раскрытия горизонтальных швов меж-
ду поясом и простенком в крайних простенках (величи-
на раскрытия не должна превышать 1,5 мм);
18.3. Учет влияния горных выработок при расчете
157
г) перекос проемов по вертикали (по крайнему
проему).
При искривлении основания по радиусу Яп про-
изойдет неравномерная осадка простенков (рис. 18,5,о),
что может вызвать эксцентричную передачу вертикаль-
ных нагрузок на пояс, а от него на следующий (ниж-
ний) простенок.
„ 'j\kn ‘‘ikn ~l~ ^2kn
°kn = 2R^ = XT ' 2
likn> 'zkn — расстояния от оси отсека до рассматривае-
мого простенка (см. рис. 18.5,а);
£п — расчетный условный радиус кривизны.
Под влиянием треугольной части трапециевидной
эпюры напряжений на простенок действует изгибаю-
щий момент
Мкп = Лр-^~ dn. (18.9)
Эксцентриситет общей вертикальной нагрузки, дей-
ствующей на простенок:
(18.10)
Узел Л
Рис. 18.5. Схема деформации податливого по вертикали
отсека крупноблочного дома под влиянием искривления
основания (а); деталь А (б) и эпюры напряжений в
простенках— трапециевидные (в) и треугольные (г);
I — простенок; 2— блок перемычечного пояса; 3 — шарнирный
стык поясных блоков
Если А р>2ро или ps<0, то эпюра напряжений в про-
стенке треугольная.
Длина основания треугольной эпюры напряжений
(см. рис. 18.5,г), эксцентриситет и изгибающий момент
от вертикальной нагрузки определяются по формулам:
. >
Pidn
__
ekn~ 2 — 3
(18.11)
(18.12)
(18.13)
Длина аш и высота раскрытия горизонтального
шва
— bkn арп,
Ч = Чп -^-1
\ akn
'"Ail „
= сАтг-
akn
(18.14)
(18.15)
Под влиянием изгибающих моментов, приложенных
к верхней и нижней плоскостям простенка, возникнут
горизонтальные силы, действующие на простенок и поя-
са (см. рис. 18.5, виг), определяемые по формуле
^kn ^kn
Mfcn — ^kn ekn-
В простенках возможны две_ схемы эпюр напряже-
•ннй: трапециевидная (рис. 18,5,в), когда не происходит
раскрытия горизонтальных швов, и треугольная
(рис. 18.5,е), когда возможно раскрытие горизонталь-
ных швов.
Краевые напряжения в простенках при трапецие-
видной эпюре напряжения определяются по формуле
, А Р
Р,.2-Ро± 2 -W;
hn
(18.7)
где Npn — вертикальная нагрузка, действующая на
k-й. простенок п-го пояса;
ро — начальное равномерно распределенное на-
пряжение в простенке (до подработки);
Ар — максимальная ордината треугольной части
эпюры напряжений (Ap=pi—р2);
hn; dn— ширина, высота и толщина fe-ro простенка
и-го этажа;
Еп — модуль деформации кладки; £„ =0,5 Ео
[см. формулу (3.3)];
‘Jkn — упругие краевые деформации простенков,
определяемые по формуле:
где M'lm—изгибающие моменты, действующие
на верхнюю и нижнюю плоскости
простенка, определяемые по формуле
(18.9) или (18.13).
Под влиянием горизонтальных сил ti;n в поясе по-
явятся сосредоточенные изгибающие моменты опреде-
ляемые по формуле
< = (!817)
где /гб п— высота междуэтажного пояса
В верхнем поясе горизонтальные силы t/{1 (при п=
= 1) действуют в одну сторону и на кривизне выпукло-
сти вызывают растяжение пояса, а на кривизне вогну-
тости — сжатие. В нижнем (цокольном поясе) нагрузки
также однозначны, но имеют противоположный
знак.
Максимальное усилие в верхнем и иижнем (цо-
кольном) поясах будет в пролетах у оси симметрии
отсека, которое определяется по формуле
158
Глава 18. Особенности проектирования каменных конструкций над горными выработками
Ti (И) — 2i ikl (ц) •
Z/2
(18.18)
В промежуточных поясах знаки усилий , дей-
ствующих по верхней и нижней плоскости пояса, чере-
дуются, поэтому максимальное значение осевой силы
Тп следует определять путем последовательного сумми-
рования tkn
Простенки должны рассчитываться на внецентрен-
ное сжатие в плоскости стены под влиянием вертикаль-
ных нагрузок N/,n и проверяться на сдвигающие силы.
Междуэтажные пояса рассчитываются как много-
пролетные статически определимые шарнирно-консоль-
ные балки (рис. 18.6), нагрузками на которые явля-
ются:
Рис. 18.6. Расчетные схемы поясов как многопролетных
шарнирно-консольных балок
а — верхний пояс (л —1); б и в — промежуточные пояса; е — то
же, при нечетном числе пролетов
а) равномерно распределенные нагрузки qn — от
перекрытия и собственный вес пояса:
б) сосредоточенные нагрузки Ppn от прогонов и
ферм, если они передаются на пояс, а не непосредствен-
но на простенок;
в) сосредоточенные горизонтальные силы tkin—1)
и tpn и вызываемые ими изгибающие моменты
Л1/г (лJ) и приложенные соответственно к верхней
и нижней плоскостям пояса;
г) для промежуточных поясов учитываются также
неуравновешенные вертикальные силы ^k{n— 1)
(рис. 18,7,6) от простенков выше расположенного эта-
жа, приложенные к верхней плоскости -пояса с экс-
центриситетами ek („_]) относительно осей простенков.
При трапециевидных эпюрах полных напряжений
(см. рис. 18.7,а) неуравновешенные эпюры напряжений в
простенках являются треугольниками (см. рис. 18.7,6),
ординаты их 11 Pkn определяются как разность
напряжений по граням простенков, действующих соот-
ветственно сверху и снизу пояса (см. рис. 18.7,а). На-
Рис. 18.7. Определение неуравновешенных напряжений
и вертикальных сил и N'kn, действующих
на пояс
а — эпюры полных напряжений и вертикальных сил в простен-
ках; б — эпюры неуравновешенных напряжений и вертикальных
сил
пример, для простенка С второго пояса сверху полу-
чим: рЛ = 39,2—24,8=14,4 т/л2; рс2 = 53,2—10,8 =
= 42,4 t/л2; длины оснований треугольных эпюр
14,4
Pci
1 = 0,25 м\
&ПР 14,4 + 42,4
'el — —
Pci + Рс2
= 0,75 м;
равнодействующие
- Ра ХС1
Лс1 = ~------
d.
14,4 • 0,25
0,5 = 0,9 т;
2
эксцентриситеты
— 6пр
6fl 2
^2 = 7,9 т;
равнодействующих
х , 0,25
—------= 0,5 --------= 0,42 л;
3 3
ef2 = 0,25 м.
Расчет многопролетных шарнирно-консольных ба-
лок следует начинать с верхнего пояса (п — 1).
Ввиду незначительного эксцентриситета вертикаль-
ных нагрузок на средней опоре при четном количестве
пролетов (см. рис. 18.6,6) или на опорах у среднего
18.3. Учет влияния горных выработок при расчете
159
Рис 18.8. Эпюры напряжений и эксцентриситеты в проаенках и продольные усилия
в поясах отсека четырехэтажного крупноблочного дома
пролета при нечетном количестве пролетов (см.
рис. 18.6,г) опорные реакции на них следует разбивать
на две равные части без учета эксцентриситета.
На рис. 18.8 изображены эпюры напряжений, экс-
центриситеты и изгибающие моменты в простенках и
горизонтальные силы в поясах стены четырехэтажного
отсека длиной 1=19 м из легкобетонных блоков на рас-
творе марки 25 при следующих исходных данных: шаг
простенков 3 м; ширина и высота простенков: =
= 1 м; hn—2,4 м-, высота междуэтажных поясов й6п =
= 0,6 м; толщина стены с/и=0,5 м; модуль деформации
кладки £„ = 0,5'2,1- 105 т/м2. Основание искривлено по
радиусу £„ = +9,2 км (кривизна выпуклости). Схема
перекрытий беспрогонная, с несущими продольными
стенами.
Максимальное продольное усилие в верхнем поясе,
действующее в пролетах CD, равно 1\ = 2tfc„=0,34+
+1,92+1=3,26 т (соответствующие усилия при увели-
чении ширины простенков до 1,5 м равны 7, = 9,15 т).
Как видно из эпюры напряжений, наиболее напря-
женными оказались простенки В. Раскрытие горизон-
тальных швов появится только в верхнем этаже про-
стенков А и В. Раскрытие шва на простенке В опреде-
лим по формуле (18.15), вычислив предварительно по
формулам (18.8); (18.7) и (18.11) упругие деформации,
напряжения в простенке и длину треугольной эпюры
напряжений при Л1в1=9,9 т
1(5,56,5) ,
оя| =-----------= 0,65-10 3 м = 0,65 мм\
Л1 9200-2
9,9 „ г 5 0,65-10“3
₽1.2 — 1-0,5 ±°.5-2,-Ю 24
= 19,8 ± 28,6 т/м2-
Pi — 48,4 т/м2-. р2 < 0—эпюра напряжений треугольная;
2-9,9
ая1 = —-----:—7 = 0,82 м.
48,4-0,5.
По формуле (18.15) раскрытие горизонтального
шва на простенке
Вш = 0,65
___1_
0,82
1 10“3 =0,14-10“3 м =
= 0,14 мм <1,5 мм.
Такое раскрытие горизонтального шва между поя-
сом и простенком вполне допустимо, тем более что за
счет деформаций ползучести фактическое раскрытие бу-
дет меньшим.
160
Глава 18. Особенности проектирования каменных конструкций над горными выработками
18.3.2. Учет воздействия горизонтальных
деформаций основания при расчете
фундаментно-подвальной части здания
[11, 19, 22]
Если конструкции фундаментов запроектированы
так, что они сопротивляются горизонтальным деформа-
циям основания, то работа их будет соответствовать
жесткой конструктивней схеме. Если конструкции фун-
даментно-подвальной части здания следуют за дефор-
мациями основания, то работа их будет соответство-
вать податливой конструктивной схеме. Податливость
фундаментно-подвальной части зданий обеспечивается
устройством горизонтального шва скольжения в уровне
фундаментных подушек или под перекрытием над под-
валом. Над швом скольжения должен предусматривать-
ся железобетонный пояс. Принятая статическая схема
предопределяет применение соответствующего метода
расчета фундаментно-подвальной части зданий на воз-
действие горизонтальных деформаций, вызываемых гор-
ными выработками. Методы расчета фундаментно-под-
вальной части, проектируемой с жесткой, податливой
или комбинированной конструктивной схемой см. [13].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 18
1. Временные технические условия, проектирования и строи-
тельства зданийЛТ сооружений на Угленосных площадях До-
нецкого угольного бассейна (ВТУ 01—58). Техн. упр. Минстроя
УССР. Киев, 1958.
2. Временные технические условия проектирования и строи-
тельства зданий и сооружений на угленосных площадях Ка-
рагандинского бассейна (ВТУ 01—60). ЦИНТИ, Алма-Ата, 1960.
3. Гендель Э. М. Восстановление и возведение сооруже-
ний способом подъема. Госстройиздат, 1958.
4. Григорьев Г. М. Конструкции жилых зданий на под-
рабатываемых территориях. Госстройиздат УССР, Киев, 1964.
5. Дранишников П. И., Минцковский М. Ш.
Проектирование зданий над горными выработками в Донбассе.
Изд. Акад. арх. УССР, 1955.
6. И в а и о в И. Т., М о н ф р е д Ю. Б., Пилюгин А. И.
и др. Конструкции жилых и гражданских зданий в районах с
’подземной разработкой угля. Госстройиздат, 1955.
7. К о з л о в В. П. Определение дополнительных нагрузок,
вызванных горизонтальными деформациями грунта -и прило-
женных к конструкциям подрабатываемых сооружений на
сплошных и ленточных фундаментах. Сб. «Строительство соору-
жений над горными выработками». «Недра», 1965.
8. Люткенс О. Строительство в районах горных раз-
работок. Госстройиздат, 1960.
9. Му л л е р Р. А. Ю ши н А. И. Факторы, влияющие на
величину дополнительных усилий, действующих на жесткое
здание в вертикальной плоскости прн его подработке. Сб. «Во-
просы проектирования и строительства зданий и сооружений
на подрабатываемых территориях». Изд. Центрогнпрошахта. М.,
1960.
10. М у л л е р Р. А., Ю ш и н А. И. К статическому расчету
крупноблочных и Иаменных зданий, проектируемых по принци-
пу податливости на подрабатываемых территориях. Сб. «Во-
просы проектирования и защиты зданий и сооружений от ’влия-
ния горных выработок». Изд. Центрогнпрошахта, М., 1961.
11. Проектирование, строительство и охрана зданий и со«
оружений на подрабатываемых территориях. Госгортехнздат.
1963.
12. Рудницкий Н. Я. О повышенных расчетных сопро-
тивлениях основания при проектировании сооружений в районах
горных выработок. Сб. статей, см. [10].
13. Руководство по расчету зданий и сооружений на подра-
батываемых территориях. Стройиздат, М.—Л., 1967.
14. Сдвижение горных пород и земной поверхности в глав-
нейших угольных бассейнах. ВНИМИ, Углетехиздат, М.»
1958.
15. С е р г е е в Д. Д. Вопросы расчета крупнопанельных
зданий в районах подземных выработок. Сб. «Вопросы расчета
конструкций жилых и общественных зданий со сборными эле-
ментами». Госстройиздат. 1958.
16. С е р г е е в Д. Д. Некоторые вопросы расчета и проек-
тирования зданий для строительства на подрабатываемых тер-
риториях. Сб. статей, см. [9].
17. С е р г е е в Д. Д., Л и ш а к В. И. Некоторые предло-
жения по уточнению методики расчета зданий, возводимых на
подрабатываемых территориях. Сб. «Вопросы проектирования и
строительства объектов на подрабатываемых территориях». Изд.
Центрогнпрошахта, М., 1963.
18. Т о к а р ь Р. А. К вопросу повышения расчетных со-
противлений при строительстве в районах горных выработок.
НИИ-100, Минстрой СССР, М., 1955.
IQs Указания по проектированию зданий^ и сооружении на_
подЪабатываемых__~тёрриторнях , ГСН —64J. 'Стройиздат, 1965.
*бГ1Ошин А. И. Расчет фундаментов и стен жилых и од-
ноэтажных промышленных зданий, проектируемых по принципу
гибкости. Сб. статей, см. [9].
21. Ю ш и н А. И. Создание унифицированной серин типо-
вых проектов крупнопанельных зданий для подрабатываемых
терриюрий. Сб. статей «Вопросы проектирования и защиты
зданий и сооружений на основаниях, деформируемых горными
выработками». Изд. Центрогнпрошахта, М., 1962.
22. Ю ш н н А. И. К расчету податливых фундаментов на
влияние горизонтальных деформаций основания. Сб. статен,
см. [21].
ГЛАВА 19
ПРОМЫШЛЕННЫЕ КИРПИЧНЫЕ ДЫМОВЫЕ
ТРУБЫ
19.1. ДАННЫЕ ПО КОНСТРУИРОВАНИЮ
КИРПИЧНЫХ ДЫМОВЫХ ТРУБ1 II
Материалы для кладки фундамента, ствола и футе-
ровки кирпичных дымовых труб подбираются в соот-
ветствии с требованиями СНиП Ш-Г.12-62 [9].
Кладка ствола кирпичных дымовых труб произво-
дится из лекального или обыкновенного глиняного кир-
пича пластического прессования марки не ниже 100.
Силикатный кирпич можно применять только для
участков кладки ствола, нагревающихся до температу-
ры не более 250°С. Внутренняя поверхность ствола тру-
бы, возведенного из силикатного кирпича, независимо
от степени нагрева должна облицовываться обыкновен-
ным глиняным кирпичом вперевязку с основной клад-
кой, а верхний пояс ствола при толщине менее l'/а кир-
пича должен возводиться целиком из обыкновенного
глиняного кирпича. Для кладки ствола обычно приме-
няются сложные цементные растворы марок 25; 50; 75
и 100 в зависимости от расчета.
Обычные цементные растворы нежароупорные; их
прочность при температуре более 250°С резко снижает-
ся (5]. В кирпичных дымовых трубах нагревание внут-
ренней поверхности кладки ствола при применении
обычных цементных растворов можно допускать до
температуры 350°С, учитывая, что до этой температуры
будет нагреваться только незначительная часть кладки
ствола. Поэтому дымовые трубы из глиняного кирпича
при температуре отводимых газов не более 350"С мо-
гут возводиться без футеровки, если последняя не пре-
дусматривается в качестве защитного мероприятия от
агрессивной среды.
Нагревание внутренней поверхности ствола из
обыкновенного глиняного кирпича можно повысить до
температуры 500°С, если для кладки применять жаро-
упорные цементные растворы, составы которых см. [12].
При этом для кладки из обыкновенного кирпича со
швами толщиной 8—10 мм в качестве заполнителя в
этих растворах вместо тонкомолотого шамота следует
применять порошок среднего помола из боя красного
или шамотного кирпича, удовлетворяющий требованиям
ГОСТ 6137—52 [2].
Ствол кирпичной дымовой трубы имеет форму по-
лого усеченного конуса с наклоном наружных граней к
вертикали в пределах 0,02—0,03. При строительстве
труб в сейсмических районах этот наклон можно уве-
личивать до 0,04. Минимально допускаемый диаметр
устья (выходного отверстия) в свету кирпичных и ар-
мокирпичных дымовых труб принимается равным
0,8 м. Толщина стенок ствола должна быть кратной
половине кирпича и должна быть не менее одного кир-
1 При составлении этого раздела использованы данные ин-
ститута ВНИПИ Теплопроект.
II Зак. 805
пича (250 мм) прн диаметре устья до 3 м и не менее
полтора кирпича (380 мм) при диаметре устья 3 м и
более. Ствол трубы по высоте разбивается на пояса.
Переход от одного пояса к другому производится с
образованием внутренних уступов (обрезов) кладки.
Величина таких уступов для труб из нормального кир-
пича составляет 130 мм. Высота верхнего пояса ствола
при его толщине в один кирпич не должна быть бо-
лее 12 м.
Высота цоколя ствола назначается с учетом архи-
тектурных соображений и отметки подводящих боро-
вов. При подземных вводах боровов цоколь ствола воз-
водится высотой от 3 до 8 м в зависимости от высоты
трубы. При больших размерах проемов для ввода бо-
ровов цоколь ствола можно усиливать пилястрами, ком-
пенсирующими его ослабление проемами. В одном го-
ризонтальном сечении ствола допускается не более трех
проемов, включая проемы для боровов, золоудаления и
монтажа. При этом полное ослабление сечения проема-
ми не должно быть более 40% от площади сечения
ствола. Проемы необходимо располагать равномерно по
окружности. Если в одном уровне имеется несколько
проемов, то их следует перекрывать кольцевой горизон-
тальной железобетонной перемычкой высотой ие более
0,8 м.
При температуре внутренней поверхности кладки
100°С и более на ствол трубы устанавливаются стяж-
ные кольца для восприятия растягивающих температур-
ных напряжений. Расстояние между кольцами в зави-
симости от температурных усилий колеблется в преде-
лах от 0,5 (в нижней части ствола) до 1,5 м (в верхней
части ствола). Для обеспечения совместной работы
кладки и кольца при нагревании трубы кольца во вре-
мя их установки необходимо затягивать болтами сты-
ковых замков до напряжений, равных примерно
500 кГ/см2, применяя прн этом специальные ключи для
натяжения арматуры, с помощью которых можно фик-
сировать определенные напряжения в кольцах. В це-
лях облегчения предварительного натяжения колец и
лучшей подгонки их к кладке толщину колец следует
принимать не более.6—8 мм. Стыки в стяжных кольцах
по высоте труб должны располагаться в шахматном
порядке. Конструкция наиболее распространенного в
практике стыкового замка показана на рис. 19.1.
В местах примыкания подводящих боровов и мон-
тажных проемов стяжные кольца заменяют кольцевой
арматурой из нескольких стержней диаметром 8 мм (в
зависимости от температурного перепада по высоте го-
ризонтального сечения стенки ствола), укладываемых в
горизонтальные швы кладки вблизи ее наружной по-
верхности через 2—4 ряда по высоте ствола.
При толщине ствола в полтора кирпича (380 мм)
и более и при температурных перепадах в его стенке,
превышающих 300°С, в сжатой (нагретой) зоне кладки
162
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы
Рис. 19.1. Наиболее распространенная конструк-
ция стыкового замка в стяжных кольцах
целесообразно устраивать непрерывные вертикальные
компенсационные швы толщиной 10 мм на глубину не
более */з толщины стенки ствола, располагающиеся че-
рез 0,5—0,8 м в верхней части ствола и через 1,2—
1,5 м — в нижней части ствола. При этом толщина не-
разрезанной части ствола должна быть не менее одного
кирпича (250 мм). Такие швы значительно снижают
температурные усилия в вертикальных сечениях ствола
и дают возможность получить расчетом приемлемое се-
чение стяжных колец и их расстояние (шаг) по высоте
ствола при высокой температуре внутренней поверхно-
сти кладки.
При строительстве армокирпичных дымовых труб в
районах с большими ветровыми нагрузками, а также в
сейсмических районах1 обычно возникает необходи-
мость в усилении кладки ствола вертикальной армату-
рой. Стержни вертикальной арматуры необходимо рас-
полагать равномерно по окружности ствола с шагом
не менее чем в один кирпич (260 мм) на расстоянии не
менее полкирпича (125 мм) от наружной поверхности
кладки (см. пример). Стержни арматуры устанавлива-
ют в вертикальные швы кладки. Как правило, применя-
ют арматуру диаметром не более 10—14 мм. В этом
случае вертикальные швы в местах установки армату-
ры утолщаются до 12—16 мм. При большем диаметре
арматуры возникает необходимость в приколке кирпича
в местах установки арматурных стержней, что затруд-
няет процесс кладки и снижает ее качество. Длина
стержней принимается обычно равной 3 м. Детали ар-
мирования трубы см. рис. 19 15.
Вертикальная арматура стыкуется внахлестку дли-
ной не менее 30 диаметров стыкуемых стержней. Для
сохранения нормальной перевязки швов в кладке сты-
куемые стержни смещают относительно друг друга на
полкирпича (130 мм) по окружности ствола. В одном
горизонтальном сечении должны стыковаться не более
50% общего числа вертикальных стержней, имеющихся
в этом сечении. Кольцевая арматура принимается из
составных стержней диаметром 8 мм, располагающихся
1 При расчете дымовых труб на сейсмические воздействия
ветровая нагрузка учитывается в размере 30% от расчетной
(см. п. 16.3).
через четыре ряда кладки (300 мм) по высоте ствола.
Футеровка ствола возводится в виде отдельных
поясов, опирающихся на выступы в кладке. Нижний
пояс футеровки опирается на плиту фундамента или на
перекрытие зольника. Высота поясов футеровки прини-
мается равной не более 25 м при ее толщине в один
кирпич и не более 12 м — при толщине в полкирпича.
Воздушный зазор между футеровкой и стволом трубы
заполняется теплоизоляционным материалом, в качест-
ве которого обычно применяются полужесткие минера-
ловатные маты и плиты на фенольной связке, ГОСТ
9573—66 [1].
При температуре отводимых газов менее 100°С и
необходимости устройства кислотоупорной футеровки
последнюю можно устанавливать вплотную к стенке
ствола.
Список типовых проектов кирпичных дымовых труб
высотой 45, 60 и 100 м, разработанных ВНИПИ Теп-
лопроект, приведен в табл. 19 1
Таблица 19.1
Типовые проекты кирпичных дымовых труб
со стяжными кольцами без вертикальной арматуры
(разработанные ВНИПИ Теплопроект)
№ проектов Высота трубы в м Внутренний верхний диа- метр в м Географичес- кий район ветровой на- грузки
807-2-20 45 2,1 I—ш
907-2-21 60 2,1 I—111
803-1-3 100 3.5 1—11
803-1-4 100 3.5 111
19.2. РАСЧЕТ СТВОЛА АРМИРОВАННЫХ
И НЕАРМИРОВАННЫХ КИРПИЧНЫХ ДЫМОВЫХ
ТРУБ
Расчет ствола кирпичных дымовых груб с верти-
кальной и горизонтальной (в виде стяжных колец) ар-
матурой основан на общих принципах современного ме-
тода расчета железобетонных дымовых труб [3, 8] и
железобетонных конструкций, работающих в условиях
воздействия повышенных и высоких температур [4], с
учетом особенностей совместной работы кладки и ар-
матуры, установленных непосредственно эксперимен-
том [6, 7]. w
Расчетом предусматривается только проверка проч-
ности горизонтальных и вертикальных сечений ствола
дымовой трубы. Расчет сечений ио раскрытию трещин
не производится, так как при принятых коэффициентах
условий работы и при ограничении температуры нагре-
вания арматуры величиной 200°С раскрытие трещин в
кладке не будет превышать допускаемых пределов.
Способ определения несущей способности горизон
тальных сечений ствола без вертикальной арматуры
см. п. 19.2.3.
19.2.1. РАСЧЕТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СЕЧЕНИЙ
СТВОЛА С ВЕРТИКАЛЬНОЙ И ГОРИЗОНТАЛЬНОЙ
(В ВИДЕ СТЯЖНЫХ КОЛЕЦ) АРМАТУРОЙ
В дымовых трубах горизонтальное сечение ствола
при действии ветровой нагрузки и собственного веса
ствола испытывает внецентренное сжатие. В связи с
этим горизонтальные сечения ствола должны рассчиты-
ваться как с наветренной, так и с подветренной сторо-
ны. Количество вертикальной арматуры определяется
19.2. Расчет ствола кирпичных дымовых труб
163
при расчете горизонтального сечения ствола с наветрен-
ной стороны. При расчете сечения с подветренной сто-
роны проверяется толщина стенки ствола.
Расчет производится в следующей последователь-
ности: задаваясь сечением одного вертикального арма-
турного стержня fa и толщиной ствола h=rt,—rSt
определяем растягивающие напряжения в арматуре
<Та н и сжимающие напряжения в кладке окл н от соб-
ственного веса и ветрового момента. Затем проверяется
прочность части горизонтального сечення длиной, рав-
ной шагу стержней и по окружности ствола с наветрен-
ной и подветренной сторон ствола, на совместное воз-
действие внешней нагрузки и температурного момента.
19.2.1.1. Расчет горизонтальных сечений
с наветренной стороны.
Проверка напряжений вертикальной арматуры
Растягивающие напряжения в вертикальной арма-
туре °а.нот продольной силы W и ветрового момента
А4В определяются по правым графикам рис. 19.2—19.8
при соответствующих значениях аг и с0.
«1 = Н nt (19.1)
где «г — коэффициент армирования кладки в верти- f
кальном направлении с учетом полной тол- '
щины ствола
Рис. 19.2. Графики для определения напряжений от вне-
центренно сжимающей продольной силы при расчете
кольцевого сечения без проемов
л—графики для определения напряжений в кладке сжатой
зонъ (О„ На кривых обозначены значения А -,б — графики
кл.н' кл
для определения напряжений в арматуре растянутой зоны (®га н)-
На кривых обозначены значения Л
11*
Рис. 19.3. Графики для определения напряжений от вне-
центренно сжимающей продольной силы при расчете
кольцевого сечения с одним проемом в сжатой зоне
(в =25°)
а — графики для определения напряжений в кладке сжатой
зоны (О ). На кривых обозначены значения А ; б—графики
кл. н к л
Для определения напряжений в арматуре растянутой зоны
(О н)- На кривых обозначены значения Аа
fa—площадь сечения одного стержня;
h=r,{—гв—толщина ствола;
и—шаг стержней по окружности ствола,
гн и гв — соответственно наружный и внутренний ра-
диусы ствола.
Значение n't , характеризующее отношение модуля
упругости арматуры E&t к модулю деформаций клад-
сечения ство-
(в зоне сред-
не превышаю-
ки I в сжатой зоне горизонтального
ла при средней температуре кладки /Ср
него радиуса г сечения ствола), обычно
щей 300°С, следует принимать равным
' ___ 3
П,ср~ IE.
(19-3)
;о
Ео— начальный модуль упругости ненагретой кладки,
определяемый в зависимости от ее нормативного
сопротивления и упругой характеристики по
формулам (3.2) и табл. 3.14;
Ег t—модуль упругости арматуры в нагретом состоя-
нии.
В кирпичных дымовых трубах нагревание верти-
кальной арматуры во избежание чрезмерного раскры-
тия горизонтальных трещин в кладке не должно пре-
вышать 200°С при наибольших значениях температур
отводимых газов и наружного воздуха, что необходимо
обеспечить конструктивными мерами и проверить теп-
лотехническим расчетом.
В соответствии с (4] следует принимать £а t =
=2,1 106 кГ/см2 при температуре ее нагрева 100°С
и Ea t =2 • 106 кГ/см2 при ta =200°С.
164
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы
Рис. 19.4. Графики для определения напряжений от
внецентрённо сжимающей продольной силы при расчете
кольцевого сечения с одним проемом в сжатой зоне
(6 =35°)
а— графики для определения напряжений в кладке сжатой зо-
ны (<?кл )• На кривых обозначены значения б — графики
для определения напряжений в арматуре растянутой зоны
<©а н). На кривых обозначены значения
Рис. 19.5. Графики для определения напряжений от вне-
центренно сжимающей продольной силы при расчете
кольцевого сечения с двумя проемами в сжатой зоне
(<?=45°-, Ъ=20°)
а — графики для определения напряжений в кладке сжатой
зоны (G )• На кривых обозначены значения Л, ; б—графи-
ки для определения напряжений в арматуре растянутой зоны
(0"а н). На кривых обозначены значения Л^
Со —относительный эксцентриситет продольной силы
Р
С0 — „ >
(19.4)
где г — средний радиус сечения ствола;
р— радиус ядра сечения [см. формулу (19.36)].
При е0<Р вертикальная арматура не нужна.
₽.=
1,ШВ
N
(19.5)
N —- нагрузка от собственного веса трубы с коэффи-
циентом перегрузки п=0,9;
М в —• расчетный изгибающий момент от ветровой на-
грузки, определяемой в соответствии с СНиП
П-А.11-62 [10]. Коэффициент 1,1 в формуле (19.5)
учитывает дополнительный момент от собственно-
го веса трубы, вызываемый ее прогибом.
Вследствие ограниченных возможностей насыщения
кладки ствола вертикальной арматурой, не позволяю-
щих получить сравнительно высокие коэффициенты ар-
мирования, максимальный эксцентриситет продольной
силы практически ограничивается величиной е0 < 0,9 г.
При соответствующих значениях «1 и св по пра-
вым графикам рис. 19.2—49.8 определяется величина
4а
2гА <?а.н
л«= N
(19.6)
Откуда находим
<та н
2rh pi
(19-7)
Рис. 19.2—19.8 построены на основании аналитиче-
ских зависимостей, принятых при расчете армированной
кладки кольцевого сечения на ветровой момент и про-
дольную силу от собственного веса.
На рис. 19.2 приведены графики для расчета коль-
цевого сечения без проемов (рис. 19.9,а). Графики на
рис. 19.3 и 19.4 даны для расчета кольцевого сечения,
ослабленного одн.им проемом в сжатой зоне
(рис. 19.9,6). На рис. 19.5—19.8 приведены графики для
расчета кольцевого сечения, ослабленного двумя прое-
мами в сжатой зоне (рис. 19.9,в). При построении гра-
фиков рис. 19.2—19.8 без существенной погрешности
принималось гЛ—г (га — радиус окружности, по кото-
рой располагается вертикальная арматура, аг — сред-
ний радиус горизонтального сечения ствола).
Напряженное состояние выделенной полосы гори-
зонтального сечения ствола с наветренной стороны (эта
полоса показана на рис. 19.9,а в растянутой зоне и за-
штрихована пунктиром) в зависимости от напряжения
в арматуре (<та н) и перепада температур (по сечению
стенки ствола) может быть либо двузначное (с сжатой
зоной с внутренней непосредственно нагреваемой сторо-
ны стенки ствола и растянутой с наружной стороны),
либо однозначное (одно растяжение по всей толщине
стенки). В основу расчета принимается двузначная
эпюра. При нагревании кладки по толщине стенки ство-
ла возникает температурный перепад, который будет
вызывать температурный момент в сечении стенки. Этот
19.2. Расчет ствола кирпичных дымовых труб
165
Рис. 19.6. Графики для определения напряжений от вне-
центренно сжимающей продольной силы при расчете
кольцевого сечения с двумя проемами в сжатой зоне
(? =45°; 0=25°)
а — графики для определения напряжений в кладке сжатой
зоны (°кл н)- На кривых обозначены значения А^-,6—графи-
ки для определения напряжений в арматуре растянутой зоны
°ан^' КР|ГВЫХ обозначены значения А^
температурный момент сначала погасит растягивающие
напряжения в кладке (°кл.и)> вызванные внешней на-
грузкой, а затем при дальнейшем нагревании ствола
будет вызывать сжимающие напряжения в кладке
(<7КЛ/) с ее внутренней (более нагретой) стороны и до-
полнительные растягивающие напряжения (оа t) в
продольной арматуре (см. рис. 19.10).
Расчетное напряжение в арматуре (оа = Ра н +
+<Ja t) от воздействия внешней нагрузки и темпера-
турного момента определяется по формуле
*а = £а.с/ вклЛ1-Е)« (19.8)
где Ea с f—средний модуль упругости арматуры в па-
циент ф< с некоторым приближением
можно принимать постоянным и равным
0,7. При этом формула (19.8) примет вид
оа = 1,43£а,екл/(1-5). (19.9)
Температурная деформация кладки t при опре-
делении напряжений са вычисляется по формуле
/ г„ \
екле = акл.р( ^кл.в I. (19.10)
\ Га 1
где “кд.р—расчетный коэффициент температурного
расширения кладки, равный 5 • 10-6 в тем-
Рис. 19.7. Графики для определения напряжений от вне-
центренно сжимающей продольной силы при расчете
кольцевого сечения с двумя проемами в сжатой зоне
(® =60°; 0 = 20°)
а — графики для определения напряжений и кладке сжатой
зоны (о ). На кривых обозначены значения Л ; б— графи-
кл. н кл
ки для определения напряжений в арматуре растянутой зоны
н). На кривых обозначены значения
пературном интервале от 20 до 200°С и
6 10-6 — в интервале температур от 201
до 400сС;
/клв—температура внутренней поверхности клад-
ки ствола;
rB, ra— внутренний радиус кладки ствола и ради-
ус окружности, по которой располагается
вертикальная арматура;
ta—температура нагревания арматуры;
ma—коэффициент условия работы растянутой
арматуры, учитывающий возможный недо-
грев ее. Значение коэффициента ma при-
нимается равным 0,85.
х
Относительную высоту сжатой зоны в фор*
муле (19.9) следует определять по формуле:
? = ~Т+ У (т)2+9> <19п>
где
“ = 0^в; (19.12)
М = -7^"3 (19.13)
fa — площадь сечения одного арматурного стержня;
h0 — расстояние от внутренней поверхности кладки
ствола до центра тяжести сечения стержня;
и— шаг стержней по окружности ствола.
166
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы
Рис. 19.8. Графики для определения напряжений от вне-\
центренно сжимающей продольной силы при расчете \
кольцевого сечения с двумя проемами в сжатой зоне; j
(<р =60°; 6=25°) J
а — графики для определения напряжений в кладке сжатой
зоны (°кл ^). На кривых обозначены значения б—графи-
ки для определения напряжений в арматуре растянутой зоны
(Оа н). На кривых обозначены значения А
КА»
Рис. 19.10. Эпюры напряжений в сечении стенки ствола
с наветренной стороны
а — напряжения от внешней нагрузки н от температурного мо-
мента; б—расчетная эпюра напряжений; / — внутренняя сторо-
на стенки ствола
7
[<кл
При температуре внутренней
Е до 300°С включительно
поверхности
ствола
ntB =
32?af
Ео
(19.14)
При *кл.в 400°С и более
Рис. 19.9. Горизонтальные сечения ствола дымовой трубы (сжатая часть сечения трубы
заштрихована)
‘а — без проемов; б — с одним проемом в сжатой зоне; в — с двумя проемами в сжатой зоне
19.2. Расчет ствола кирпичных дымовых труб
167
Промежуточные значения ntB принимаются по ин-
терполяции.
Выражение для вычисления q, входящего в форму-
лу (19.11), имеет вид
( °’7оаН\
? = « 1------------- . (19.16)
\ екд.г /
В целях облегчения вычислений на рис. 19.11 при-
ведены значения в зависимости от а и q.
При расчетное напряжение в арматуре оа=
=оан. Это означает, что в сечении стенки ствола не
возникает температурного момента, а следовательно, и
дополнительных температурных напряжений оа/ в ар-
матуре. Это может быть в тех случаях, когда в арма-
туре создаются сравнительно большие напряжения рас-
тяжения оан от ветрового момента, а температурный
перепад недостаточен для образования сжатой зоны в
кладке, а следовательно, и для возникновения темпера-
турного момента в сечении стенки ствола.
Рис. 19.11. График для определения относительной вы-
соты сжатой зоны (?) в зависимости от а и q
50°С ее расчетное сопротивление принимается
по табл 6.1, т. е. Rat=Ra-
При температуре арматуры /а = 100°С ее расчетное
сопротивление в соответствии с [4] снижается на 5°/о, а
при /а=200сС — на 15%. При ta в интервале от 50 до
100°С и от 100 до 200сС значения Rat определяются
по интерполяции.
Ограничение расчетных напряжений <та в растяну-
той арматуре в сечении с трещиной величиной, равной
2100 кГ]см2, установлено с таким расчетом, чтобы рас-
крытие горизонтальных трещин в кладке не превышало
0,2 мм.
Так как максимальные напряжения в арматуре ог-
раничены величиной 2100 кГ!см2, применение высоко-
прочной стали класса А-Ш и A-IV для армирования
кирпичных дымовых трубы нерационально.
19.2.1.2. Расчет горизонтальных сечений
с подветренной стороны.
Проверка напряжений в кладке
В сжатой зоне горизонтального сечения ствола (г
подветренной стороны) температурный момент создает
сжимающие напряжения у внутренней поверхности
стенки ствола и растягивающие напряжения — у на-
ружной поверхности стенки, причем у наружной менее
нагретой поверхности теоретически возможно как растя-
жение, так и сжатие. На основании испытаний НИИЖБ
расчетным состоянием с подветренной стороны ствола
следует считать случай полностью сжатого сечения
стенки.
При этом температурные напряжения в кладке
<ТКЛ< можно определять по следующей .формуле:
°кл t ~ екл t^o- (19.18)
При температуре внутренней поверхности кладки
ствола /кл в в интервале от 20 до 300°С включительно
коэффициент k в формуле (19.18) принимается равным
0,165, а при /кл в=400°С и более й=0,1. Промежуточные
значения коэффициента k определяются по интерполя-
ции. Свободная температурная деформация кладки
екл t ПРИ этом принимается по формуле (19.10), зна-
чения Ео — по формуле (3.2).
Напряжение в кладке %<Л1Н от внешней нагрузки
определяется по левым графикам рис. 19.2—19.8. При
соответствующих значениях и с0 по этим графикам
определяется величина
Откуда находим
°кл.и 2rh •
(19.20)
Расчетное напряжение в кладке
Вычисленное по формуле (19.9) расчетное напря-
жение оа в растянутой арматуре должно удовлетво-
рять неравенству
2100 кГ/ся2>оа<таЕа;, (19.17)
®кл ®кл t "Ь %<лп
должно удовлетворять условию
СТкл<тк^>
(19.21)
(19.22)
где ma — коэффициент условия работы арматуры. При
величине q>0 [формула (19.16)] ma =0,9, при
<7<Х) та=0,75;
Rat —расчетное сопротивление арматуры в нагре-
том состоянии. При температуре арматуры до
где тк — коэффициент условия работы армированной
кладки, равный 0,85;
R—расчетное сопротивление кладки сжатию,
определяемое в зависимости от марок кирпи-
ча и раствора по табл. 3.5.
168
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы
19.2.2. РАСЧЕТ ВЕРТИКАЛЬНЫХ СЕЧЕНИИ
СТВОЛА, ИМЕЮЩЕГО ГОРИЗОНТАЛЬНУЮ
АРМАТУРУ В ВИДЕ СТЯЖНЫХ КОЛЕЦ
В вертикальных сечениях дымовой трубы возника-
ют только температурные усилия, вызванные неравно-
мерным нагревом стенки ствола по толщине. У наруж-
ной поверхности стенки ствола возникают растягиваю-
щие напряжения, которые воспринимаются кольцевой
арматурой (стяжными кольцами).
Задаваясь сечением стяжного кольца fa и шагом
колец s, т. е. расстоянием между кольцами по высоте
трубы, проверяется прочность растянутой зоны верти-
кального сечения высотой h, равной толщине ствола
Л=гн — гв и шириной, равной шагу колец s при прямо-
угольной эпюре напряжений в сжатой зоне.
Средние напряжения са с в стяжных кольцах вы-
числяются по формуле
^.с = ^.у£клЛ1-6). (19.23)
Условный модуль упругости Е.г у стяжных колец
при обычном стыковом замке, показанном на рис. 19.1,
и при температуре нагревания колец до 100°С вычисля-
ется по формуле
£а.у=-----(19‘24)
1 4-170---
Га
где £а— модуль упругости стали (Еа=2,1;Х
ХЮ6 кГ/см2)\
п — число стыков в кольце;
гя — наружный радиус горизонтального сечения
ствола в мм.
Условный модуль упругости Ед у можно также
определять по рис. 19.12.
Температурная деформация кладки при расчете
вертикальных сечений ствола определяется по формуле
гу
екЛ./ = “кл.рД* (19.25)
гн
где “кд.р—расчетный коэффициент температур-
ного расширения кладки [см. фор-
мулу (19.10)1;
‘кл.в—'кл.п —температурный перепад по толщине
стенки ствола;
^кл.в и ^кл.н —соответственно температура внутрен-
ней и наружной поверхностей клад-
ки ствола, определяемая в соответ-
ствии с СНиП II-A.7-62 [11];
гв и гн — соответственно внутренний н наруж-
ный радиус ствола.
Относительная высота Ё, сжатой зоны сечения,
входящая в формулу (19.23) для вычисления напряже-
ний оа с, определяется по формуле
“ Л / а \2
^=-т+Уш+а> (19-26)
где
а = ;
и. = — — коэффициент армирования кладки стяжными
ftos
кольцами.
В данном случае hB=h= гн — ге. При температуре
внутренней поверхности кладки (<кл в) ДО 300°С включи-
тельно
3£ау
п<в = -^. (19.27)
при /кл в =400°С и более
п^ = ~ЁГ- (19-28>
. - «
Промежуточные значения п<в определяются по
интерполяции. Средние расчетные напряжения оа с
[формула (19.23)] в стяжных кольцах должны удовле-
творять следующему неравенству:
Рис. 19.12. График, для определения условного модуля
упругости стяжных колец (£а у)
п — количество стыков в одном кольце; Еа—* модуль упруго*
ста стали, равный 2,1 • 106 кГ/сж2;гн—наружный радиус тру-
бы в м
1 300 кГ/см2 > са с < maRa,
(19.29)
где та— коэффициент условий работы стяжных ко-
лец, равный 0,6; »
Ra—расчетное сопротивление стяжных колец.
При температуре нагревания колец до
100°С Ra принимается для соответствую-
щих марок стали по табл. 6.1.
Ограничение средних расчетных напряжений в
стяжных кольцах величиной, равной 1300 кЙ/см2, уста-
новлено с таким расчетом, чтобы раскрытие вертикаль-
ных трещин в кладке от воздействия температуры не
превышало 0,5 мм.
Сечение стяжных колец можно уменьшать путем
устройства вертикальных компенсационных швов в
сжатой зоне кладки, снижающих температурные усилия
в вертикальных сечениях ствола (см. п. 19.1). В этом
случае при определении температурной деформации
кладки екл./ в формуле (19.25) следует принимать тем-
пературный перепад Д t по толщине стенки ствола в
сечении со швом, т. е. снижать его пропорционально
глубине шва, а при определении ntB для вычисления а
и, следовательно, £ учитывать работу сжатой кладки
между швами коэффициентом ^кл, равным
19.2. Расчет ствола кирпичных дымовых труб
169
(19.30)
где Яш— толщина стенки ствола в сечении со швом;
h— толщина стенки ствола в сечении без шва,
т. е. h= rB — rB
Выражения для п[в в случае устройства темпера-
турных швов в сжатой (нагретой) зоне кладки примут
вид:
при температуре внутренней поверхности кладки
1КЛ в ДО 300°С включительно
£
П^ = .3'^4Г’ (19.31)
при <кл в 400°С и более
£а.у
«1в = 5'Кл -ЁГ- (19.32)
Промежуточные значения п1в определяются по ин-
терполяции.
При расчете вертикальных сечений ствола можно
ограничиться только проверкой напряжений в стяжных
кольцах, так как напряжения в кладке вследствие не-
большого коэффициента ее армирования кольцами бу-
дут незначительными.
19.2.3. РАСЧЕТ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ СЕЧЕНИЙ
СТВОЛА БЕЗ ВЕРТИКАЛЬНОЙ АРМАТУРЫ
Прочность горизонтальных сечений кирпичных ды-
мовых труб как армированных, так и неармированных
стяжными кольцами (без вертикальной арматуры) сле-
дует проверять по формуле (4.11) внецентренного сжа-
тия, принятой для обычной сплошной кладки при ма-
лых эксцентриситетах е0 продольной силы, т. е. при
ео<0,45 у (у — расстояние от центра тяжести сечения
трубы до края сечения в сторону эксцентриситета; для
сечений трубы, не ослабленных проемами, у= гИ), с ум-
ножением правой части формулы (4.11) на коэффици-
ент условий работы тк =0,9.
Эксцентриситет расчетной продольной силы (под-
считываемой с коэффициентом перегрузки 1,1) относи-
тельно центра тяжести сечеиия ствола определяется по
формуле
7ИВ
eo = "^J (19.33)
Л4В — расчетный изгибающий момент от ветровой на-
грузки, определяемой в соответствии со СНиП
П-А.11-62 (10].
Высота сечения Л для сечений трубы, не имеющих
проемов и местных усилений кладки ствола пилястрами
и пр., принимается равной наружному диаметру ствола.
Формулой (4.11) можно пользоваться при расчете
сечений ствола, ослабленных проемами, независимо от
направления эксцентриситета. Величина е0 в этом слу-
чае также принимается от оси, проходящей через центр
тяжести ослабленного сечения.
При наличии проемов расстояние ус между центра-
ми тяжести ослабленного и неослабленного сечений тру-
бы можно определить по приближенным формулам:
а) при одном проеме (рис. 19.13,а)
г sinB
б) при двух проемах (рис. 19.13,6)
г [sin ft — sin (ft -т~ 6) ]
71 -- 6
(19.34)
(19.35)
Рис. 19.13. К определению центра тяжести полностью
сжатого сечения ствола дымовой трубы
а — с одним проемом; б — с двумя проемами
Во избежание появления в кладке деформаций рас-
тяжения от внешней нагрузки (помимо деформаций
растяжения кладки, вызванных температурным перепа-
дом по толщине стенки ствола) эксцентриситет. е0 про-
дольной силы N в сечении не должен выходить из яд-
ра сечения, т. е. должно удовлетворяться неравенство
гн + Гв
е0<Р=——---------. (19.36)
ЧГн
где р — радиус ядра сечения;
гн и гв — соответственно наружный и внутренний
радиус горизонтального сечения ствола.
Выполнение условия (19.36) должно проверяться
при значении е0, подсчитанном по формуле (19.33) прн
минимальном значении расчетной продольной силы N
(коэффициент перегрузки 0,9).
Пример 19.1. Расчет ствола кирпичной дымовой
трубы с вертикальной и горизонтальной (в виде стяж-
ных колец) арматурой. На рис. 19.14 показаны верти-
кальный разрез и горизонтальные сечения армокирпич-
ной трубы высотой 40 м, конструкция которой разрабо-
тана ВНИПИ Теплопроектом. Сделаем расчет горизон-
тального сечения II—II и вертикального сечения (в той
же зоне) ствола такой трубы, принимая температуру
отводимых газов равной 450сС и шестой район строи-
тельства по скоростному напору ветра (?О=85 кГ/м2).
Расчетная зимняя температура наружного воздуха
tK=—30°С (в летнее время /н=+20°С). Кладка ствола
запроектирована из кирпича марки 100 на сложном це-
ментном растворе марки 50. При таких марках кирпи-
ча и раствора по формуле (3.2) Е0=а = 1000 • 2 X
X 15=30 000 кПсм2.
Для теплотехнического расчета ствола принимались
следующие коэффициенты теплопроводности материа-
лов:
Ai= 0,6—для кладки при ее средней температу-
ре, равной 200°С.
= 0,2 — для шлака;
Л3= 0,7 — для футеровки;
Ствол трубы по высоте разбит на четыре пояса.
Переход от одного пояса к другому производится с об-
разованием внутренних уступов (обрезов) кладки раз-
170
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы
Рис. 19.14. Конструкция армокирпичной дымовой трубы
высотой 40 м
мерой в полкирпича (130 мм, включая толщину шва).
На рис. 19.14 первый (считая от основания трубы) ус-
туп в кладке ствола запроектирован наружу, исходя из
архитектурных соображений, а также для повышения
устойчивости трубы. В связи с этим вертикальная ар-
матура в трех верхних поясах ствола располагалась на
расстоянии 125 мм от наружной поверхности кладки, а
в нижнем четвертом поясе—на расстоянии 255 мм.
Толщина футеровки в нижнем поясе равна 250 мм,
а в трех верхних поясах — 120 мм. Футеровка отделена
от кладки ствола зазором в 50 мм, заполненным шла-
ком.
На основании теплотехнического расчета стенки
ствола в соответствии с [11,4 (глава 5)] для сечения
II—II получим:
в зимнее время (кл в =262°С; ?а=82°С; <кл.н=
——8°С. Расчетный перепад температуры по толщине
стенки ствола A t =270°С;
в летнее время температура вертикальной армату-
ры /а=120°С.
Изгибающие моменты от внешней нагрузки в рас-
четном сечении II—II ствола определялись в соответ-

ствии с [10]. Для сечения II—II Мв =118 тм;
= 109,6 т; по формуле (19.5)
1,1-118 е„
Определяем по формуле (19.36)
1,732 4- 1,352
р = —'-----!’—— = 0,70 м.
1 4-1,73
Так как е0>р , необходима вертикальная арматура.
Горизонтальное сечение II—II.
а) Расчет вертикальной арматуры. Вертикальную
арматуру принимаем диаметром 10 мм из стали перио-
дического профиля класса А-П с расчетным сопротив-
лением Ra=2400 кГ/см2 (см. табл. 6.1), которая рас-
полагается по окружности ствола отдельными стержня-
ми с шагом в полтора кирпича (39 см).
Сечение одного стержня диаметром 10 мм fa—
=0,785 см2.
При /а = 82°С, ЕЯ(=ЕЯ =2,1 • 106 кПсмР,
Rat = 0.97 Ra = 0,97 • 2400 = 2328 kRIcm2 . (коэффи-
циент 0,97 учитывает нагрев арматуры, см. п. 19.2.1.1).
Г1 =
fa 0,785
— = —---------= 0,00053.
hu 38-39
По формуле (19.3)
. 3-2,1-10»
л,=--------------= 210;
7 ср 3-10*
«1 = ср = 0,00053-210 = 0,11.
При ai=0,ll и со=0,77 по (рис. 19.2,6) определя-
ем значение Ла = 0,06. J
По ----
формуле (19.7)
®’AaN 0,06-109 600
са „
По
— — _ — 1050 кГ/см2.
2rhy-i 2-154-38-0,00053
формуле (19.10)
£кл / акл.р I ^кл.в ma^al
\ 'а /
к / 135 ' \ ,
= 6-10~6 262 ----------0,85-82 =0,90-10~3 ;
\ 160 /
/а
hG и
0,785
25,5-39
= 0,00079.
По формуле (19.14)
. 3-2,1-10е
nf„ =-----------
3-10*
= 210;
а = = 0,00079-210 = 0,16.
По формуле (19.16)
/ 0,7 а \ / 0,7-1050
I « d.n If- ’
q = О. 1----------------------- а 1 —---------------------
\ Еа^клГ ) \ 2.1-106 .0,9-ю-3
= 0,61 а.
При а =0,16 и 9=0,61 о. по рис. 19.11 определяем зна-
чение В =0,24.
19.2. Расчет ствола кирпичных дымовых труб
171
По формуле (19.9) вычисляем расчетное напряже-
ние в арматуре <та =1,43 еклА (1—£) = 1,43 • 2,1 X.
X 106 0,90 • 1 Ст3 (1—0,24) =2060 кГ!см2. Неравенство
При «1=0,11 и с0 =0,77 по рис. 19.2,а определяем
Лкл =0,62. Следовательно, по формуле (19.20)
AKJ1N 0,62-109600
°КЛ-Н = 2rh = 2-154-38 = 5,8 кГ!с**-
Рис. 19.15. Схема расположения вертикальной арма-
туры в кладке ствола
Расчетное напряжение в кладке по формуле (19.21)
°кл =®кл«+ акл.н = 4,5 + 5,8 = 10,3 кГ/слг®.
Это напряжение должно удовлетворять неравенству
(19.22).
При тк =0,85 и /? = 15 кГ1см2 (по табл. 3.5 при
марке кирпича 100 и марке раствора 50)
10,3<т*Р = 0,85-15= 12,7 кГ[см2.
Таким образом, сечение кладки удовлетворяет ус-
ловиям прочности.
в) Расчет вертикального сечения во втором поясе
ствола (считая сверху). Стяжные кольца принимаем
сечением 8X100 мм (fa=8 см2) с шагом s=l м по вы-
соте трубы. Каждое кольцо имеет четыре стыковых
замка. Кольца запроектированы из стали класса А-1 с
расчетным сопротивлением 1?а = 1900 кГ/см2.
Температурная деформация кладки по формуле
(19.25):
^клС=“Кл.рДГ-77=6.10-6-270
= 1,26-Ю-3 .
135
173
Условный модуль упругости колец вычисляем по
рис. 19.12. При п=4 и гн = 1,73 м Еа ? =0,72 Еа=
= 0,72 2,1 • 106 = 1,51 • 106 кГ!см2;
h
8
38-100
0,0021;
a = (j.nz'B = 0,0021-151 =0,32.
(19.17) проверяем при ma =0,9 и Raf =2328 кГ(см2,
т. е. 2100 > 2060 < 0,9 2328=2125 кГ/см2.
Таким образом, принятая арматура в сечении II—II
удовлетворяет условиям прочности. Схема расположе-
ния вертикальной арматуры в стволе показана на
рис. 19.15.
б) Расчет сжатой зоны. Температурные напряже-
ния сжатия в кладке вычисляем по формуле (19.18).
ПРИ *кл в =262сС<300°С, £=0,165.
По кривой q= о. на рис. 19.11 при о. =0,32, £=
=0,42. Средние напряжения в стяжных кольцах вычис-
ляем по формуле (19.23)
^а.с ^а.уЕкл.<(1
= 1,51-106 -1,26-Ю-3 (1 — 0,42) = 1100 кГ/см2.
Эти напряжения должны удовлетворять неравен-
ству (19.29). При ма=0,6 и 7?а = 1900 кГ/см2
°кл t екл t —
1300 > 1100 <0,6-1900= 1140 кГ/см2.
= 0,165-0,90-10—3 -3-Ю4 =4,5 кГ!см2.
Следовательно, неравенство (19.29) удовлетворя-
ется.
172
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ 19
1. ГОСТ 9573—66. Маты и плиты полужесткне минераловат-
ные на фенольной связке.
2. ГОСТ 6137—52. Мертель шамотный полукислый.
3. Инструкция по проектированию железобетонных дымовых
труб, Стройиздат, 1962.
4. Инструкция по проектированию бетонных и железобетон-
ных конструкций, предназначенных для работы в условиях
воздействия повышенных и высоких температур (из обычного и
жаростойкого бетонов). Стройиздат, 1966.
5. Милонов В. М., Семенов А. И. Прочность и де-
формации кладки из обыкновенного глиняного кирпича при
сжатии в нагретом состоянии. В сб. «Исследования по жаро-
упорному железобетону и армокирпичным конструкциям». Под
редакцией проф. В. И. Мурашева. Госстройиздат, 1959.
6. Милонов В. М., Семенов А. И. Исследование тем-
пературных усилий в кирпичных дымовых трубах. В сб. «Ис-
следования по жароупорному железобетону и армокирпичным
конструкциям». Под ред. проф. В. И. Мурашева. Госстройиздат,
1959-
7. М н л о н о в В. М. Армокирпнчные дымовые трубы (Ис-
следование работы кладки и метод расчета труб). Под редак-
цией проф. В. И. Мурашева. Госстройиздат, 1960.
8. М у р а ш е в В. И. Новый метод расчета железобетонных
дымовых труб. «Строительная промышленность», 1951, № 6.
9. СНиП III-Г. 12-62. Кладка промышленных печей и кир-
пичных дымовых труб, М., 1962.
10. СНиП II-А. 11-62. Нагрузки и воздействия. Нормы про-
ектирования, М., 1962.
11. СНиП II-A.7-62. Строительная теплотехника. Нормы
проектирования, М., 1962.
12. Указания по приготовлению н применению жароупорных
(У 151—53)
растворов иа портландцементе ------------,
МСПТИ
ПРИЛОЖЕНИЕ
ГРАФИКИ ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ ПОЛОЖЕНИЯ
ЦЕНТРА ТЯЖЕСТИ И МОМЕНТА
ИНЕРЦИИ ТАВРОВЫХ СЕЧЕНИИ
А. Положение центра тяжести тавровых сечений
'5? чг
<sF
йГ "5Г

Б. Моменты инерции тавровых сечений

ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие...................................................... , 4
Глава 1. Материалы для каменных конструкций..........................5
Глава 2. Физико-механические свойства каменной кладки...............21
Г лава 3. Нагрузки. Расчетные характеристики кладки.................28
Г лава 4. Расчет элементов и сечений неармированных каменных конст-
рукций ...........................................................
Глава 5. Расчет многослойных стен и стен, облицованных керамическими
материалами.......................................... • • 55
Г лава 6. Армокаменные, комплексные и усиленные обоймами элементы.
Их расчет и конструирование . ...........................61
Глава 7. Распределение давления в кладке. Расчет опорных устройств
под балками, прогонами и т. п......................................77
Глава 8. Статический расчет каменных зданий. Деформационные швы . 83
Глава 9. Стены из кирпича, керамических и бетонных камней и природ-
ного камня.........................................................92
Г лава 10. Стены из крупных блоков — из бетона, кирпича и природного
камня..............................................................ЮО
Глава 11. Стены из виброкирпичных, виброкерамических и виброкаменных
панелей............................................................105
Глава 12. Каменные фундаменты. Стены подвалов. Подпорные стены . 111
Глава 13 Карнизы, парапеты, анкеры.......................... • -118
Глава 14. Перемычки и висячие стены...............................122
Глава 15. Каменные тонкостенные покрытия (своды двоякой кривизны) 426
Глава 16. Особенности проектирования каменных конструкций для сей-
смических районов СССР............................................136
Глава 17. Учет при проектировании особенностей работы стен, возводи-
мых в зимних условиях ...........................................145
Г лава 18. Особенности проектирования каменных конструкций над горны-
ми выработками................................................. . -151
Глава 19. Промышленные кирпичные дымовые трубы...................161
Приложение. Графики для определения положения центра тяжести и мо-
мента инерции тавровых сечений...................................173
Под общей редакцией кандидатов техн, наук
С. А. Семенцова и В. А. Камейко
СПРАВОЧНИК ПРОЕКТИРОВЩИКА
ПРОМЫШЛЕННЫХ, ЖИЛЫХ
И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
И СООРУЖЕНИЙ
КАМЕННЫЕ И АРМОКАМЕННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
* * *
Стройиздат
Москва, К-31, Кузнецкий мост, д. 9
» * *
Редактор издательства М. С. Зубкова
Технический редактор Л. Н. Бру сына
Корректоры Л. П. Атавина, С. Ю. Ц в е р ин а
Сдано в набор 2.XI 1967 г. Подписано к печати 14.VI 1968 г.
Т-05594 Формат 84xl08i/1R— 5.5 бум. л. 18,48 усл. печ. л.
(уч.-изд. 24,0 л.).
Тираж 25 000 экз. Изд. № Х-4476. Зак. № 805. Цена 1 р. 40 к.
Подольская типография Главполиграфпрома
Комитета по печати при Совете Министров СССР
г. Подольск, ул. Кирова, д. 25.
ОПЕЧАТКИ
Ст-.. 4 Строка Напечатано Следует читать
19 абл. 1.17, средняя графа 3d снизу 2-я снизу »—1 »—9 ®—6 » —10 »—1 »—5 »—6 »—9
4 Табл. 4.7, средняя графа „4-я сверху 1 1
1 । е° 1 4-2e<)
h 1+ h
5-я сверху 1 1
2<?„ 1 1 0 1 4- 60
h~y h — y
78 Табл. 7.1, средняя графа 2-я сверху а< a<s
бо Формула (8.14) „ Tl" мп — 2 T I ХЛ 1 n “
Л1П — 2
131 Формула (15.5) — 2 (gl — g,)<P 3 2 (gi — gx) x 3
141 Формула (16.14) — ks &ks bks &ks
142 Формула (16.20) — <*cp <ЯСЦ
Правая 13-я сверху ^cp
14-я сверху Rri — расчетное нормаль- ное сцепление; ЯГл— расчетное сопро- тивление главным
растягивающим на- пряжениям;
29-я сверху $kn (Sknm) Pkn (Pknm)
43 Формула (16.31) 1 — ^CP Рсц
- Правая 5-я сверху кладок с коэффициентами кладок или с коэффи- циентами
Зак. 805