in,,
с. в. ПОЛЯКОВ
Шт. Н.ФЯЛЕВИЧДопущено Министерством высшего и среднего
специального образования РСФСР в качестве учеб¬
ного пособия для студентов инженерно-строительных
вузов и факультетовСканы - бап;
Обработка - Armin.
DWG.ruИЗДАТЕЛЬСТВО «ВЫСШАЯ Ш К О Л А>МОСКВА —1966ipitmpoiaiue шшш
||ршж1шшрущи
ПРЕДИСЛОВИЕЗа истекшее семилетие 1959—1965 гг. основные производ¬
ственные фонды в нашей стране возросли в 1,9 раза. Введено
в действие около 5,5 тысяч новых крупных промышленных
предприятий, сданы в эксплуатацию новые жилые дома общей
площадью 556 млн. м2.Осуществление этой грандиозной программы оказалось воз¬
можным только в результате массовой индустриализации строи¬
тельства, превращения его в механизированный процесс сборки
зданий и сооружений из укрупненных узлов и изделий. При строи¬
тельстве зданий, как показал отечественный и зарубежный опыт,
этому требованию наиболее полно удовлетворяют конструкции
из крупных панелей и объемных блоков. Наиболее широкое при¬
менение среди других видов крупных панелей в жилищном строи¬
тельстве получили панели из слабо (конструктивно) армированного
бетона, выполняемые в кассетных установках. В последние годы
широкое распространение для несущих стен и перекрытий полу¬
чил прокатный способ изготовления бетонных панелей, из которых
в Москве в 1964—1965 гг. уже возведены здания высотой 10 и
12 этажей. Если в предшествующие годы в нашей стране крупно¬
панельные конструкции применялись преимущественно для зда¬
ний высотой не более 5 этажей, то в настоящее время начато боль¬
шое строительство зданий высотой до 16 этажей, а иногда и более
с несущими стенами из крупных элементов.С момента строительства первых крупнопанельных зданий про¬
водились большие работы по совершенствованию конструкций,
изготовления и монтажа для достижения высокого качества соору¬
жения, снижения стоимости строительства..Широкое и успешное строительство крупнопанельных зданий
в нашей стране и большие перспективы его дальнейшего развития не
исключают применения таких распространенных изделий и материа¬
лов, как крупные и мелкие блоки, керамика, кирпич и природные
камни. С помощью этих изделий и материалов пока еще осуществ¬
ляется большой объем строительства зданий.На пятой сессии Верховного Совета СССР отмечалось, что «в пла¬
не на 1965 год предусмотрено дальнейшее расширение производства1а
строительных материалов и изделий, предназначенных для разви¬
тия индустриальных методов строительства. Однако неправильно,
что во многих экономических районах в последнее время допущено
резкое сокращение производства местных строительных материа¬
лов — кирпича, мелких бетонных блоков, гипса. Необходимо це¬
лесообразно использовать все местные материалы, особенно в
сельском строительстве, привести в порядок кирпичные заводы
и другие предприятия по производству местных строительных
материалов, улучшить их качество и расширить использование»*.В связи с тем, что проектирование и расчет стен из бетонных,
виброкирпичных и виброкаменных панелей имеют много общего
с проектированием и расчетом стен из штучных материалов, в.
книге эти вопросы изложены вместе.В данной книге описаны конструкции из крупных панелей**,
блоков и мелкоштучных камней (природных и искусственных).
Приведены краткие сведения о материалах для панелей и кладок.
Основное внимание уделено разделам, посвященным прочности
и деформации кладок и панелей.Некоторые разделы книги снабжены примерами расчета. Гл. XI
может быть использована как раздел специального курса и для
дипломного проектирования.Книга написана: гл. I—V, гл. VIII § 33, гл. XI —С. В. По¬
ляковым, гл. VI—X, кроме § 33, — Б. Н. Фалевичем, гл. VIII
§34 и гл. XIII написаны авторами совместно.При составлении книги были использованы материалы исследо¬
ваний Л. И. Онищика, А. С. Дмитриева, В. А. Камейко, И. Т. Ко¬
това, Н. И. Левина, С. В. Полякова, А. И. Рабиновича, С. А. Се-
менцова, В. А. Степаняна, А. А. Шишкина и др.Рукопись рецензировали докт. техн. наук проф. Н. М. Лева¬
нов и кафедра «Железобетонные конструкции» ЛИСИ. Авторы
выражают искреннюю признательность рецензентам, замечания
которых позволили устранить ряд погрешностей рукописи.*	Из доклада А. Н. Косыгина «О Государственном плане развития на¬
родного хозяйства СССР на 1965 г.» «Правда», 9 декабря 1964 г.** Конструкции из крупных железобетонных панелей, а также конструк¬
ции, применяемые для высоких зданий, здесь не рассматриваются.
гМАТЕРИАЛЫ ДЛЯ КАМЕННОЙ КЛАДКИ.
л КРУПНЫЕ ПАНЕЛИавО способах изготовления крупных панелей и материалов для
каменной кладки, а также о их свойствах подробно сказано в спе¬
циальных курсах. Здесь дается только краткое описание, необхо¬
димое для развития основных положений по проектированию круп¬
нопанельных и каменных конструкций.§ 1. КАМНИ ДЛЯ КЛАДКИ. КРУПНЫЕ БЛОКИ И ПАНЕЛИДля кладки применяют природные и искусственные камни.
Искусственные камни бывают обожженные и необожженные. К
обожженным относятся: кирпич глиняный обыкновенный, пусто¬
телый и пористопустотелый пластического прессования, глиняный
пустотелый полусухого прессования, строительный легковесный
и камни керамические пустотелые пластического прессования.
К необожженным материалам относятся: кирпич силикатный,
шлаковый, сырцовый, камни сплошные и пустотелые из тяжелого,
ячеистого и легкого бетонов, гипсобетонов, грунтоматериалов
и т. д.Искусственные каменные материалы имеют' правильную гео¬
метрическую форму.Основной характеристикой каменных материалов и бетонов,
применяемых в качестве несущих конструкций, является их проч¬
ность, характеризуемая марками. Марки бетона и камня обозна¬
чают их временное сопротивление (предел прочности) сжатию.
Для определения марки кирпича, кроме предела прочности его
при сжатии, необходимо знать предел прочности при изгибе. Вре¬
менное сопротивление пустотелых камней подсчитывается по пло¬
щади брутто. Показатели прочности материалов зависят от раз¬
меров и формы испытываемых образцов. Размеры и форму образ¬
цов, а также методику их испытаний устанавливают государствен¬
ные стандарты (ГОСТы). Если камни имеют различное строение
в разных направлениях (например, пустотелая керамика), то марка
обозначает временное сопротивление в том направлении, в котором
камень работает в кладке. Подразделение камней по маркам проч¬
ности приведено в табл. 1.Марки прочности легкого и тяжелого бетона следующие: 25,
35, 50, 75, 100, 150, 200, 250, 300 и 400. В том случае, когда бетоны
Таблица 1• С 1. I— 1963 г. в нашей стране принята Международная система единиц (СИ), в связи
с этим все расчетные величины в книге приняты по этой системе. Учитывая, что вся из¬
данная до настоящего времени нормативная (в том числе и новый СНиП), научно-техничес¬
кая и учебная литература основана на действовавшей ранее технической системе, для воз¬
можности использования этой литературы до ее переиздания, марки прочности материалов,
а также температура в книге даны в этой системе. Кроме этого, в ряде случаев числен¬
ные значения наряду с новой системой даются в ранее действовавшей. Эти значения приво¬
дятся в скобках.используются только в качестве утеплителей (их работа не учи¬
тывается при расчете несущей способности элемента), допускаются
и более низкие марки прочности бетона (7, 10, 15).К каменным материалам, применяемым для кладки наружных
стен и фундаментов, предъявляются также требования по морозо¬
стойкости, водостойкости, объемному весу, проценту пустотности,
форме, размерам, внешнему виду (для фасадных поверхностей).Морозостойкостью бетонов и каменных материалов в значитель¬
ной степени определяется их долговечность. Бетон и кладка, нахо¬
дящиеся под воздействием атмосферных осадков и влаги, посту¬
пающей из внутренней теплой части стены к наружной холодной,
периодически увлажняются; вода, попавшая в поры и трещины
бетона или камня, замерзает при отрицательной температуре и,
увеличиваясь в объеме, стремится разорвать стенки пор. Чем больше
воды попадает внутрь стены, тем значительнее внутренние напряже¬
ния возникают в материале при замораживании. Следовательно,
более морозостойки обычно плотные материалы, не имеющие тре¬
щин, а также материалы, поры у которых замкнуты.Морозостойкость бетонов и каменных материалов определяется
марками, обозначающими количество циклов замораживания и
оттаивания в насыщенном водой состоянии, которое эти материалы
выдерживают без видимых повреждений (разрушение, расслоение,
растрескивание, выкрашивание), а также без снижения прочности
при испытаниях образцов, проведенных согласно указаниям ГОСТа.
Примеры разрушения образца вследствие его недостаточной моро¬
зостойкости показаны на рис. 1.6Степень прочностиМарка камня*Виды камнейВысокая	Средняя 	Низкая 	1000, 800, 600, 500,
400,300
200, 150, 125, 100,
75, 5035, 25, 15, 10, 7, 4Тяжелые природные
камни, клинкер
* Кирпич, керамичес¬
кие, бетонные и при¬
родные камни
Легкие и ячеистые бе¬
тонные и природные
камни
Установлены следующие марки по морозостойкости*: Мрз 10,
15, 25, 35, 50, 100, 150, 200, 300. Для зданий максимальной
требуемой маркой морозостойкости является марка Мрз 50.Морозостойкость материалов для внешней части кладки наруж¬
ных стен (на глубину до 12 см) и верхней части фундаментов (до
половины расчетной глубины промерзания грунта), подвергаемых
интенсивному действию влаги и отрицательных температур, в
зависимости от степени долговечности конструкций должна быть
не менее величин Мрз, приведенных в табл. 2.Рис. 1. Разрушение камня при испытании на морозостойкостьТаблица 2Вид конструкцийМрз при степени долговечности
конструкций1I]illНаружные стены или их облицовка
в зданиях с влажностным режимом
помещений:сухим и нормальным	251510влажным 	352515мокрым	503525Выступающие горизонтальные и
наклонные элементы, не защищенные
водонепроницаемыми покрытиями па¬
рапеты, наружные подоконники, кар¬
низы и другие части зданий, под¬
вергающиеся усиленному увлажне¬
нию от дождя и тающего снега) . .352515Фундаменты и подземные части стен:
из искусственных камней и бе¬
тона 	352515из природного камня	251515*	В дальнейшем, говоря о марке материала, мы будем иметь в виду
марку прочности.7
Требования табл. 2 установлены для зданий в средних климати¬
ческих условиях СССР. Для районов с неблагоприятными климати¬
ческими условиями — побережий (на ширину до 100 км) Ледовитого
и Тихого океанов — требования морозостойкости повышают на
одну ступень (но не более Мрз 50), и наоборот, для районов с бла¬
гоприятными климатическими условиями — восточнее линии, про¬
ходящей через Грозный, Волгоград, Саратов, Куйбышев, Орск,
Караганду, Семипалатинск — нормы морозостойкости снижаются
на одну ступень (но не ниже Мрз 10); для районов с расчетной
зимней температурой выше —10 требования морозостойкости во¬
обще не предъявляются.При предохранении кладки от увлажнения в нее попадает меньше
влаги и поэтому влияние отрицательных температур становится
менее опасным, что позволяет несколько снизить требования моро¬
зостойкости. Соответствующие указания приведены в СНиП II-B.
2—62.Некоторые виды камней (например, гипсобетонные, имеющие
низкий коэффициент размягчения) при увлажнении сильно сни¬
жают прочность и долговечность.Такие камни недопустимы в кладке наружных стен капиталь¬
ных зданий.Размеры панелей и камней устанавливают в соответствии с
требованиями единой модульной системы, а также в зависимости
от способов и средств их изготовления и укладки (в том числе в
зависимости от грузоподъемности транспортного и монтажного
оборудования). Размеры кирпича ограничиваются условиями удоб¬
ства захвата его одной рукой; для этого ширину его делают не
более 120 мм, а вес до 39 н (4 кГ). Толщина (высота) сплошного
обожженного кирпича для обеспечения его равномерного обжига
не превышает 65 мм. Обожженный кирпич толщиной 88 мм изго¬
товляется пустотелым или пористопустотелым. Камни более круп¬
ных размеров и веса, если они укладываются каменщиком двумя
руками, имеют вес от 59 до 236 н (6—24 кГ). Более тяжелые камни
укладываются при помощи механизмов и называются крупными
блоками.Замкнутые воздушные пустоты являются более эффективной
теплоизоляцией, чем плотная масса камня, поэтому для улучшения
теплоизоляционных свойств камня, а также снижения их веса
и расхода материалов в камнях устраиваются теплотехнические
пустоты. При объеме пустот до 15 — 20% теплотехнические
показатели камня мало отличаются от показателей сплошного
камня, в результате чего их условно относят к категории сплошных.
При увеличении толщины воздушных прослоек сверх 15—20 мм
их термическое сопротивление почти не увеличивается, поэтому
для улучшения теплоизоляционных свойств в камне устраивают
возможно большее количество узких щелевидных пустот, располо¬
женных перпендикулярно тепловому потоку в стене, или большое8
количество пустот другой формы, равномерно расположенных
по всему объему камня.Важным для улучшения теплотехнических свойств камня яв¬
ляется уменьшение их объемного веса. Применение для наружных
стен отапливаемых зданий камней малого объемного веса и камнейРис. 2. Зависимость предела прочности камня RJ1 от его объем¬
ного веса у:
а — для природного камня; 6 — для ячеистого бетонас эффективными в теплотехническом отношении пустотами во мно¬
гих случаях позволяет значительно уменьшить толщину стен,
а следовательно, достигнуть повышения их экономических харак¬
теристик. Следует, однако, иметь в виду, что снижению объемного
веса камней часто сопутствует снижение их прочности, а иногда
и морозостойкости.Зависимости между пределами прочности , кн/м2 (кГ/см1)
и объемным весом кн/м3 (Т/м3) для некоторых видов природных
камней и ячеистого бетона показаны на рис. 2.1.	КирпичОсновные характеристики кирпича, выпускаемого заводами
нашей страны, приведены в табл. 3.Для определения предела прочности глиняного обыкновенного
кирпича при сжатии испытывают образцы, по форме близкие к
кубу, изготовленные из двух половинок распиленного на две части9
Таблица 3НаименованиеМарка по
прочностиМарка моро¬
зостойкости,
не менееВодопоглоще-
ние, не ме¬
нее, %Объемный вес,
кн/м3 (Т/м3)Кирпич глиняный обык¬
новенный:пластического прес¬
сования 	200, 150,15816,7—18,6 (1,7—1,9)полусухого прессова¬
ния 	125, 100,
75200, 150,15817,7—19,6 (1,8—2)Кирпич глиняный пус¬
тотелый:пластического прессо¬
вания 	125, 100,
75150, 125,156до 14,2 (1,45)полусухого прессова¬
ния 	100, 75
150, 125,158»Кирпич строительный
легкий 	100, 75
100, 75, 5010класс АКирпич силикатный
сплошной 	/150, 125,156,9—9,8 (0,7—1)
класс Б
9,8—12,8 (1—1,3)
класс С
12,8—14,2 (1,3—1,45)17,7—19,6 (1,8—2)100, 75кирпича (рис. 3, а). Предел прочности кирпича при сжатии
вычисляют как частное от деления разрушающей нагрузки Р (кГ)
на площадь брутто F сечения образца (см2)*;-f 0)Для определения предела прочности растяжения при изгибе
кирпич испытывают плашмя, как балку, свободно лежащую на двух
опорах с пролетом 1=200 мм и нагруженную посредине сосредото¬
ченным грузом (рис. 3, б). Предел прочности при изгибе Rl3
(кГ/см2) вычисляют по известной формуле сопротивления материа¬
лов_м _зр/_ _ зор	m^из w 2№* ЬК* ’	KL}10
с 32 пустотамис 7д пустотами
010-2 ^Рис. 3. Схемы испытания кирпича (а — при сжатии; б — при
изгибе) и виды пустотелого кирпича (в и г — многодырчатого и
пористодырчатого; д — полусухого прессования):/ — цементное тесто11
где М — изгибающий момент, кГ-см\'Р—сила при разрушении, кГ\W — момент сопротивления поперечного сечения, см3;
buh — ширина и толщина кирпича, см.Предел прочности кирпича при сжатии и растяжении при из¬
гибе вычисляют как среднее арифметическое результатов испыта¬
ния пяти образцов. Сравнивая опытные среднеарифметические
пределы прочности с нормируемыми, по ближайшему меньшему
вначению из ГОСТа определяют марку. При этом пределы прочности
отдельных образцов не должны быть меньше определенного мини¬
мума, установленного ГОСТом для каждой марки кирпича. В
противном случае партию кирпича относят к более низкой марке.Предел прочности кирпича при растяжении и срезе значительно
меньше, чем при сжатии. При центральном растяжении предел
прочности кирпича составляет всего 5—10% предела прочности
его при центральном сжатии.Зависимость деформаций обожженного кирпича от напряжений
близка к линейной и практически может рассматриваться по закону
Гука. Для силикатного же кирпича эта зависимость криволиней¬
ная, однако при напряжениях до 50—60% от разрушающих также
может быть принята линейной.Модуль упругости кирпича Ек находится в следующих пределах:
глиняный пластического прессования и силикатный9,8* 106 — 19,6* 106 кн/м2 (105 — 2- 105 кГ!см2)\
глиняный полусухого прессования19,6-105 — 38,2*105 кн/м2 (0,2* 105 — 0,4* 10б кГ/см2).Коэффициент поперечного расширения кирпича |а увеличивается
с ростом напряжений (для обожженного кирпича с 0,03 до 0,1).Обыкновенный глиняный и полнотелый силикатный кирпич
применяется для кладки внутренних и наружных конструкций,
когда размеры сечений этих конструкций определяются не тепло¬
техническими требованиями, а требованиями прочности (в стенах
нижних этажей многоэтажных зданий, в столбах и т. д.) или дол¬
говечности. Он используется для крупных кирпичных блоков и
панелей. Кирпич пустотелый, пористопустотелый, строительный
легкий употребляется для кладки наружных стен отапливаемых
зданий. По сравнению с другими видами пустотелого кирпича наи¬
более эффективным по теплоизоляционным качествам является
многодырчатый кирпич, имеющий большое количество отверстий.
Однако не из всех глин возможно изготовление такого кирпича,
поэтому в зависимости от качества сырья кирпич изготовляют
с большим или меньшим количеством пустот (рис. 3 в, г). При
малом количестве пустот для большего снижения веса кирпича их
размеры увеличивают. В этом случае во избежание проваливания
раствора внутрь кирпича пустоты должны быть односторонними
или суженными кверху (рис. 3, д).12
2.	Пустотелые керамические и бетонные камниКерамические камни, так же как и пустотелый кирпич, изготов¬
ляют с различным количеством пустот в зависимости от используе¬
мых материалов и назначения камня. Большая пустотность при¬
нимается в камнях для ненесущих элементов и для перекрытий.
Объем пустот в этих случаях достигает
60%. Такие камни даже при сравнитель¬
но больших размерах имеют малый
объемный вес, что позволяет уклады¬
вать их вручную.По назначению камни делятся:а)	для панелей (виброкерамических
и др.) и кладки несущих и самоне¬
сущих стен зданий;б)	для панелей и кладки внутрен¬
них стен и перегородок, для запол¬
нения каркасов;в)	для перекрытий.Керамические камни для стен иперегородок выпускаются марок 150,125, 100 и 75, объемный вес их не пре¬
вышает 13,8 кн/м3 (1,4 Т/м3). Некото¬
рые виды пустотелых керамических
камней приведены на рис. 4.По назначению бетонные камни
подразделяются на камни для верти¬
кальных элементов конструкций (стен,
перегородок, фундаментов, столбов) и
для перекрытий. Бетонные камни в
зависимости от объемного веса бетона
делят на следующие три группы: из
тяжелых бетонов (^> 17,8 кн/мъ или
7 > 1,8 Т/м3), из легкого бетона
(7 = 11,8—17,8 кн/м3 или 7 = 1,2 —— 1,8 Т/м3) и из особо легкого
бетона (7<11,8 кн/м3 или ^<1,2 Т/м3). Бетонные камни подраз¬
деляются также на сплошные и пустотелые.Большое применение для кладки стен получили бетонные кам¬
ни со шлаковым заполнителем, однако опыт применения их по¬
казал, что эти камни не всегда оказываются морозостойкими и
воздухостойкими, особенно при применении топливных шлаков
бурых углей. Причина недолговечности бетона на топливных шла¬
ках — наличие в последних несгоревших частиц угля и сернистых
соединений, способных к окислению на воздухе, что приводит к
самопроизвольному распаду шлаков. Значительное количества
угля в шлаке увеличивает также водопоглощение шлака и темiaсоСП250Рис. 4. Пустотелые кера¬
мические камни для не¬
сущих стен:1 — для тычковых рядов; 2 — для
ложковых рядов
самым снижает морозостойкость бетойа. Для получения прочных
и долговечных шлакобетонов необходимо обогащать топливные
шлаки, освобождая их от несгоревшего угля и других вредных
примесей.Пустотелые бетонные камни изготовляются нескольких типов.
Большие преимущества как по теплотехническим показателям,
так и по прочности кладки имеют камни со щелевидными пусто¬
тами (рис. 5, а, б). Трехпустотные камни (рис. 5, в, г), имеющиег)156-637 63 63,5ООО39015I ^Я :* :
\п \///29со390 —^1657Рис. 5. Пустотелые бетонные камни для стен:и — со щелевиднымн пустотами; б — то же, продольная половина; в — трехпустотный со
сквозными пустотами, ложковый; г — то же, тычковый; д — то же, с горизонтальной диа¬
фрагмойкрупные сквозные пустоты, по теплотехническим расчетам в боль¬
шинстве случаев требуют засыпки пустот шлаком, что очень услож¬
няет ведение кладки. В кладках из этих камней пустоты тычкового
и ложкового рядов не полностью совпадают, что снижает факти¬
ческую площадь опирания смежных по высоте рядов кладки изи
таких камней и приводит к неравномерному распределению на¬
пряжений, снижая прочность кладки.Камни из легкого бетона изготовляют сплошными марок от
35 до 100 и пустотелыми марок от 35 до 75. Степень морозостойкости
этих камней должна быть не менее 15. Марка прочности керамиче¬
ских и бетонных камней устанавливается по результатам испыта¬
ния их при сжатии.Для перекрытий керамические и бетонные пустотелые камни
применяют в ограниченном количестве.3.	Природные камни обыкновенные и бутовыеПриродные камни обыкновенные (правильной формы и весом
до 396 н или 40 кГ) применяют тяжелых и легких (^< 17,8 кн/м3
или 1,8 Т/м3) пород. Камни тяжелых пород (граниты, песчаники,
известняки и др.), как правило, обладают высокой прочностью,
морозостойкостью, водо- и воздухостойкостью. Однако добыча
и механическая обработка камней тяжелых пород очень трудоемки,
поэтому эти камни применять для кладки стен не рационально,
тем более, что они отличаются высокой теплопроводностью и для
отапливаемых зданий наружные стены должны выполняться очень
толстыми, что неэкономично. Камни тяжелых пород в основном
используют для облицовки стен и для кладки фундаментов.Для кладки фундаментов камни тяжелых пород применяют
в виде.бута. В зависимости от степени обработки бут имеет несколь¬
ко разновидностей: рваный бут — камень случайной формы и разме¬
ров, не имеющий правильных постелей; постелистыйбут —камень с
двумя, примерно параллельными сторонами, линейные размеры кото¬
рых больше высоты камня; бут-плитняк — камень с естествен¬
ными правильными постелями; бут, околотый под скобу, — камень
с отесанными постелями (грубой тески) и грубо околотыми по¬
верхностями. Бут из камней тяжелых пород должен иметь коэффи¬
циент размягчения не менее 0,7.Камни легких пород хорошо поддаются ручной и механизиро¬
ванной обработке и в большинстве случаев применяются в виде
камней правильной формы с размерами 490x240x188 и 390X
X 190X188 мм\ кроме этого, для обеспечения перевязки изготов¬
ляются камни длиной в V2 и 3/4 длины основных камней.Коэффициент размягчения камней из легких пород, предназ¬
наченных для кладки стен, должен быть не менее 0,6, а кам¬
ней, предназначенных для лицевой кладки фасадов, — 0,7. По
марке прочности, определяемой по испытаниям при сжатии, из¬
вестняк-ракушечник подразделяется на марки от 4 до 125 при
объемном весе от 8,8 до 19,6 кн/м3 или от 0,9 до 2 Т/м3, а туф —
от 35 до 200 при объемном весе от 8,8 до 17,6 кн/м3 или от 0,9 да
1,8 Т/м3. Туф распространен в Армении и Грузии, а известняк-
ракушечник — в Азербайджане, Крыму, Молдавии и в районе
Одессы.is
4.	Крупные блокиКрупные блоки, применяемые при строительстве зданий, по
своему назначению подразделяются на блоки для наружных и
внутренних стен, блоки для подвальных стен и фундаментов.
В свою очередь стеновые блоки подразделяются на: простеночные
рядовые и угловые, подоконные, перемычечные и поясные, цоколь¬
ные, вентиляционные и др. Блоки выполняются сплошными и
пустотелыми, причем пустоты остаются незаполненными или за¬
полняются теплоизоляционными материалами. По виду применяе¬
мых материалов они подразделяются на блоки: из легкого и ячеис¬
того бетонов (с объемным весом до 17,6 кн/м3 или 1,8 Т/м3), тяже¬
лого бетона, крупнопористого бетона, силикатобетонные, кирпич¬
ные и из природных камней. Крупные блоки различаются также
по типоразмерам. Типы и размеры крупных блоков устанавливают¬
ся специальными номенклатурами (например, для жилых домов,
промышленных зданий и т. д.). Вес блоков, а следовательно, и
их размеры устанавливаются в зависимости от грузоподъемности
транспортного и монтажного оборудования. Для увязки с другими
конструкциями и между собой длина и высота блоков кратны
оп редел ен ному модул ю.Толщина бетонных блоков для наружных стен жилых зданий
принимается 40, 50 или 60 см в зависимости от теплотехнического
расчета и требуемой несущей способности, а толщина блоков для
внутренних стен—30—40 см. Толщина кирпичных блоков 25—64 см.Бетонные блоки для наружных стен изготовляются с отделан¬
ной декоративными растворами или мелкими керамическими плит¬
ками поверхностями; для отделки кирпичных блоков применяется
тонкая штукатурка, облицовка керамикой и лицевым кирпичом
с тщательной расшивкой растворных швов. Прочность бетонных
блоков определяется маркой бетона блоков и их конструкцией.
Раньше нормами устанавливалась марка крупных блоков. Однако
испытание крупных блоков в заводских условиях для оценки
прочностных характеристик практически не представляется возмож¬
ным. Поэтому марка блока, подсчитанная по данным испытания
контрольных бетонных кубиков (с соответствующими поправочны¬
ми коэффициентами, полученными для данного типа блоков в
лабораторных условиях), имела условный характер, что и
побудило в нормах СНиП II-B. 2—62 отказаться от ее опре¬
деления.Бетонные блоки для снижения их веса и улучшения условий
их твердения, а также теплоизоляционных качеств часто устраи¬
ваются с пустотами. Следует, однако, отметить, что наличие пустот
в блоках снижает их несущую способность не пропорционально
уменьшению рабочей площади сечения, а значительно больше,
что указывает на необходимость применения для блоков с большим
объемом пустот бетона высоких марок.16
§1|	||	|1 II 11 -If " “11 II 11	II	□^ 1 II JО- 1 II 1'РРS3□(=)□(а[=□ОС019I]□ош□D□ПОРоооРша0^ XРис. 6. Крупные бетонные (а — простеночный; £ — перемычечный; в — подоконный) и кирпичные (г — сплошной;
д — колодцевый; е — кирпичебетонный) блоки для наружных стен:/— монтажные петли17
Прочность кирпичных блоков определяется прочностью кир¬
пича и раствора, а также способом их получения. Например, при
изготовлении крупных блоков с помощью вибрации прочность
их значительно повышается, о чем более подробно будет сказана
дальше. Для крупных блоков из природных камней за марку камня
принимается предел прочности сжатию (кГ/см2) кубов с размером
ребер 200 мм.Блоки имеют четверти, используемые для образования проемов
и вертикальных стыков между блоками на сплошных участках стен.
Блоки-перемычки выполняются с горизонтальными четвертями для
опирания настила перекрытия и армируются продольной и попе¬
речной арматурой. Для подъема блоков в бетон заделывают сталь¬
ные петли. Пример конструкции бетонных блоков показан на
рис. 6, а, б, б, а сплошного кирпичного блока на рис. 6, г.
Возможно также применение эффективных кирпичных блоков (с
утеплителями, воздушными прослойками). В настоящее время
кирпичные блоки применяются в ограниченном количестве.В районах страны, располагающих пильными природными кам¬
нями (Молдавская ССР, Крым и др.), применяют крупные блоки
весом до 1,5 7, которые целиком вырезаются камнерезными
машинами в карьере.Для кладки подвальных стен используют сплошные бетонные
и кирпичные блоки, а также пустотелые бетонные блоки. Объем
пустот в блоках колеблется от 12 до 40%. Блоки с большим объе¬
мом крупных пустот, имеющие сравнительно тонкие стены, по
условиям транспортабельности и трещиноустойчивости армируют¬
ся каркасами; для таких блоков применяется бетон марок 100—
200. Блоки для башмаков под стены подвалов и для фундаментов
выполняются в виде сплошных или пустотелых бетонных или же¬
лезобетонных плит. Марка бетона для башмаков (обычно от 150
до 300) устанавливается по расчету так же, как и необходимое
количество арматуры.Примеры конструкций крупных блоков для подвальных стен
и фундаментных башмаков показаны на рис. 7.5.	Крупные панелиНаружные стеновые панели выполняются слоистыми и одно¬
слойными. Трехслойные и однослойные наружные панели для
жилых зданий высотой до 5 этажей показаны на рис. 8. Трехслой¬
ные панели (рис. 8, а) имеют два армированных бетонных слоя
(из тяжелого бетона марки>200), между которыми располагается
слой утеплителя. Бетонные слои связаны между собой вертикаль¬
ными ребрами толщиной 4 см из теплого армированного бетона.
Горизонтальные ребра выполняются по контуру панели и проема.
Теплый бетон ребер применяется во избежание промерзания па¬
нелей. В тех случаях, когда опасности промерзания нет (например,18
089ойLsf\щт.1 ' "TlJ91т *■5/l от ,ЛЛ7 1 Л7Л 1/io7Joszl 700 11 1CDсъL<о81 1JmiояРис. 7. Крупные бетонные блоки
для подвальных стен (а) и фун¬
даментных башмаков (б)
Рис. 8. Трехслойные из тяжелого бетона в несущих слоях
(а) и однослойные легкобетонные (б) крупные панели для
наружных стен2©2580+д
в южных районах страны), то ребра могут выполняться также
из тяжелого бетона. В качестве утеплителя применяются различные
полужесткие и жесткие материалы. В настоящее время наиболее
распространенным утеплителем являются полужесткие плиты с
объемным весом 7^2,94 кн/м3 (0,3 Т/м3). Во избежание увлажнения
панелей при термообработке и в эксплуатационный период утеп¬
литель защищается слоем пергамина.В толщину наружного слоя панели 5 см входит толщина 1,5 см
фактурного слоя панели. Кроме обработки фасадных поверхностей
панелей нанесением цветного фактурного слоя, обработки их фре¬
зой и так далее, для отделки панелей часто применяется ковровая
керамическая плитка.Для подъема панелей предусматриваются петли из горяче¬
катаной стали класса А-I марок ВСт. 3.Однослойные панели (рис. 8, б) выполняются из керамзито-
бетона, перлитобетона или других легких и ячеистых бетонов
с объемным весом 7,8 —13,7 кн/м3 (0,8 —1,4 Т/м3) при марке
прочности 50—100.Толщина панелей для зданий высотой до 5 этажей в основном
определяется теплотехническими расчетами и колеблется в пре¬
делах 20—40 см. Армируются наружные панели сварными сетками
из проволоки диаметром 3—б мм с шагом 15—25 см и каркасами
(последние применяются для ребер многослойных панелей и в
однослойных панелях). Кроме этого, в панели заделываются за¬
кладные детали (из горячекатаной полосовой и профильной стали
группы марок Ст. 3) и анкера для соединения панелей между собой.
Примеры конструкции закладных деталей показаны на рис. 9.Несущие панели наружных стен с проемами имеют армирован¬
ные перемычки и паз для опирания на них настилов перекрытий.Несущие панели для внутренних стен выполняются сплошными.
Для зданий высотой 5—9 этажей (включительно) толщина панелей
из тяжелого бетона принимается 12—14 см. Раньше панели кон¬
структивно армировались одиночной сварной сеткой, расположенной
по оси поперечного сечения панели. При таком армировании гиб¬
кая сетка в процессе бетонирования отжималась в одну сторону,
что приводило к увеличению внутренних эксцентриситетов, выз¬
ванных неоднородностью материала панели. Кроме этого, отсутст¬
вие двойной арматуры неблагоприятно для ее несущей способности
при внецентренном (и особенно длительном) сжатии. В связи с
этим в настоящее время панели внутренних несущих стен в слу¬
чаях, когда расчетная вертикальная нагрузка !>50% расчетной,
несущей способности панели, имеют двухстороннее конструк¬
тивное армирование в виде сеток или каркасов. Пример панели
армированной каркасами показан на рис. 10.СНиП II-В. 1—62 устанавливает (в зависимости от применяе¬
мой для панелей марки бетона и гибкости панелей) минимальна
Допустимые площади сечения арматуры, при которых панель21
•еще может рассматриваться как железобетонный элемент. При
меньшем расходе арматуры панель рассматривается как бетонная.
В бетонных стеновых панелях площадь сечения конструктивной
двухсторонней вертикальной арматуры с каждой стороны дол¬
жна быть не менее 0,3 см2 на пм горизонтального сечения, го¬
ризонтальной арматуры—0,3 см2 на пм вертикального сечения.
При одиночном армировании: для вертикальной арматуры
>0,6 см2 на пм горизонтального сечения и горизонтальной
>0,3 см2 на пм вертикального сечения.Рис. 9. Примеры закладных деталей для крупных бетонных панелейВ крупнопанельном домостроении для наруждых и внутрен¬
них стен значительно расширится применение крупных бетонных
панелей, изготовляемых методом непрерывного проката.В зависимости от формующей ленты изделия могут быть разных
типов (ребристые многослойные панели, однослойные сплошные
и др.). Для стеновых ребристых панелей как внутренних, так и
наружных, принимаются ребра трапециевидного сечения высотой
70 мм (рис. 10, в). Ребра идут в двух направлениях (как вдоль лен¬
ты, так и поперек) через 300 мм друг от друга. В зависимости
от необходимой высоты стеновых панелей бортовая оснастка мо¬
жет меняться и тогда ширина ленты колеблется от 2400 до 3600 мм.
Изменяя высоту бортовой оснастки, можно изготовлять скорлупы
разной толщины.22
Ж t 00£ \ ООС 1 ООС I 00£ [ 00£ | ООС [ ООСI I	М—~Ггалпг11 11 11 1L1 11 1и1 11 «1 1UUU.J■—.J\rnf~09IZ<N11CSI** * I+111 1 106т обог0608GZтРис. 10. Пример панели из тяжелого бетона:а — для Енутренних стен, армированных каркасами; б — скорлупа
вибропрокатцой панели; / — канал d=20; 2 — отверстие d = 70/76;
3 — деревянные пробки; 4 — петля
Панели внутренних и наружных стен состоят из двух скорлуп,
обращенных ребрами друг к другу. В панелях наружных стен
между скорлупами располагается слой утеплителя. Между собой
панели соединяются болтами и путем сварки закладных деталей.
Комплектование панелей производится на заводе.Скорлупы стеновых панелей (как внутренних, так и наружных)
армируют пространственными каркасами из холоднотянутой про¬
волоки диаметром 4—5 мм.Виброкирпичные панели состоят из одного или двух кирпичных
слоев толщиной в 1, х/2 и V4 кирпича. Для изготовления таких па¬
нелей может применяться глиняный или силикатный кирпич ма¬
рок 100, 125 и 150 и раствор марок 75, 100 и 150. Для наружных
утепленных виброкирпичных панелей могут применяться те же
жесткие и полужесткие теплоизоляционные материалы, которые
используются и для трехслойных железобетонных панелей. Вибро¬
кирпичные панели могут быть трехслойными (для самонесущих
стен высотой не более 3 этажей) и двухслойными (рис. 11 и 12).
Трехслойные панели состоят из двух слоев кладки толщиной V4
кирпича с расположенным между ними утеплителем; двухслойные
панели имеют один слой кладки толщиной в V2 кирпича. В послед¬
нем случае полужесткие минераловатные плиты, расположенные
с наружной стороны, защищаются слоем раствора толщиной не
менее 5 см, а жесткие плиты — слоем раствора толщиной 3 см9
армированного сеткой диаметром 3 мм с ячейками 20x20 см.Панели армируются сварными каркасами или сетками. Если
принятая арматура учитывается в расчете, то вертикальные кар¬
касы из стержней диаметром не менее 8 мм устанавливаются на
расстоянии не более 80 см друг от друга; общий процент армирова¬
ния должен быть не менее 0,1 (по 0,05% с каждой стороны панели).
Если при расчете учитывается работа сжатой арматуры, то рас¬
стояние между поперечными стержнями сварных каркасов (хому¬
тами) принимается не более 20 диаметров продольного стержня.При армировании панелей конструктивной арматурой расстоя¬
ние между вертикальными каркасами должно быть не более 135 см.
Диаметр вертикальной конструктивной арматуры принимается не
менее б мм, а горизонтальной — 4 мм. Каркасы устанавливаются
также по наружному контуру панелей и их проемов.Из рис. 11 и 12 видно, что раскладка кирпича в панелях про¬
изводится без перевязки швов. Последняя компенсируется сцеп¬
лением и арматурой каркасов. Такая система кладки вибрирован-
ных панелей может быть допущена при строительстве зданий в
обычных условиях. В тех же случаях, когда возможны большие
горизонтальные нагрузки (например, сейсмические) или значи¬
тельные неравномерные осадки основания, перевязку швов необ¬
ходимо осуществлять. В этом случае вертикальная арматура вы¬
носится в наружные растворные слои, в кладке же располагаются
только поперечные стержни.21
к-ьРис. 11. Виброкирпичные панели для наружных стен!а — трехслойные; б — двухслойные; / — каркас; 2—сетка; 3 — уте*
плитель; 4 — кирпич плашмя25
В последние годы (например, в г. Киеве) наружные панели
изготовляются также из многощелевых керамических камней,
■отличающихся хорошими теплоизоляционными свойствами. Это
позволяет исключить из панели специальный теплоизоляционный
слой. В некоторых конструкциях керамические камни применяются
также в сочетании со слоем железобетона.В г. Баку осуществлено экспериментальное строительство зда¬
ния со стенами из виброкаменных панелей, для которых использо¬
вались известняковые камни размером 19x19x39 см. Несколько
иной конструкции виброкаменные панели разработаны в г. Ере¬
ване. Таким образом, в настоящее время доказана возможность
использования кирпича и штучных камней для изготовления круп¬
ных панелей.Крупные панели могут применяться также для самонесу¬
щих стен или навесными в промышленном строительстве. В этом
случае они, как правило, изготовляются прямоугольными без про¬
емов, длиной, равной расстоянию между колоннами каркаса и
ширине простенков. В качестве примера таких панелей на рис. 13
показана конструкция виброкирпичных панелей, разработанных
институтами б. Гипротис и ЦНИИСК.гli-740/-!jiflZZZI (ZZZ3 CZZ] jCZZl IZZZ1Г II 1HZZZIIZZI3CРис. 12. Виброкирпичные панели для внутренних стен:
1 — каркас26
§ 2. РАСТВОРЫСтроительным раствором для кладки или за¬
полнения швов между панелями называется специально подобран¬
ная смесь неорганичес¬
кого вяжущего, мелкого	_ _	и _ ^
заполнителя, воды и] в
необходимых случаях
специальных добавок
с последующим ее твер¬
дением после укладки в
швы.Затвердевший раст¬
вор в кладке: а) свя¬
зывает между собой
отдельные камни, обра¬
зуя новый монолитный
материал — кладку,
чему способствуют сце¬
пление и трение по по¬
верхности соприкосно¬
вения камней и раство¬
ра; б) передает усилие
с одних камней на дру¬
гие, распределяя их бо¬
лее равномерно по пло¬
щади камня, чем это
обычно возможно при
п ростом соп р и коснове-
нии камней; в) умень¬
шает продуваемость
и вл а гоп рон ицаемость
кладки, заполняя швы
между камнями, чТаким образом, рас¬
твор в той или иной сте¬
пени определяет проч¬
ность, долговечность и
теплотехнические пока¬
затели кладки.Растворы различают¬
ся по видам их вяжу¬
щего на: цементные,
известковые, гипсовые
и смешанные (цемент¬
но-известковые, извест-
ково-гипсовые и др.).05§0601ГВВВВВЭВВВВВЭВНТ09%506V.002ш\01X\ш“'гN.к:27Рис. 13. Виброкирпичные панели для наружных самонесущих стен неотапливаемых промышленных зданий:/ — слой цементного раствора
Наибольшее распространение получили смешанные раст¬
воры. По объемному весу в сухом .состоянии растворы
подразделяют на тяжелые обыкновенные, имеющие объем¬
ный вес > 14,7 кн/м3 (-[>1,5 Т/м3),и легкие 7^14,7 кн/м3. Запол¬
нителем для тяжелых растворов служат кварцевые, известковые
и другие пески; для легких растворов применяют туфовые, шлако¬
вые, пемзовые и другие легкие пески.Предельная крупность песка в растворах: 5 мм — для бутовой
кладки и 2,5 мм — для кладки из камней правильной формы.Растворы должны удовлетворять следующим требованиям:а)	обладать в период укладки удобоукладываемостью (подвижно¬
стью, достаточной водоудерживающей способностью), однородностью
состава и плотностью;б)	в затвердевшем состоянии — по прочности, деформациям
(кратковременным и длительным), стойкости в различных ус¬
ловиях (на воздухе, в воде, при наличии агрессивной среды и т. д.),
заданному объемному весу. Удобоукладываемость характеризует
способность раствора легко укладываться тонким слоем и хорошо
заполнять неровности камня. Равномерное распределение раствора
по камню обеспечивает равномерную передачу усилий с одного
ряда кладки на другой, что весьма важно для обеспечения требуе¬
мой прочности кладки. Применение удобоукладываемых растворов
•облегчает работу каменщика и повышает производительность труда.
Удобоукладываемость раствора зависит от его подвижности, а по¬
следняя — от состава раствора, крупности песка и количества
воды при затворении. Подвижность раствора определяют по глуби¬
не погружения в него стандартного металлического конуса.Для кладки применяют растворы с глубиной погружения
«конуса:для заполнения горизонтальных и расшивки
вертикальных швов при монтаже стен из бетон¬
ных и виброкирпичных панелей	 5—7 смдля изготовления виброкирпичных панелейпри подаче раствора растворонасосом 	 14 смдля изготовления крупных блоков из обык¬
новенного кирпича, заполнения горизонтальных
швов при монтаже стен из бетонных блоков и
блоков из обыкновенного кирпича, а также для
кладки из сплошного кирпича и природных кам¬
ней легких пород	 9—13 смдля кладки из пустотелого кирпича и кера¬
мических камней		 . 7—8 смдля невибрированной бутовой кладки . . . 4—6 см
для заливки пустот в бутовой кладке . . . 13—15 см
для вибрированной бутовой кладки .... 1—3 смБольшие величины погружения конуса принимаются для су¬
хих и пористых каменных материалов и в жаркую погоду, а мень¬28
шие для хорошо смоченных плотных каменных материалов и при
влажной погоде.Качество растворов в значительной мере определяется их водо¬
удерживающей способностью. При укладке раствора на пористую
поверхность камня последний отбирает из раствора часть воды,
что в определенных пределах положительно сказывается на проч¬
ности и плотности раствора в шве. Однако, если раствор обладает
малой водоудерживающей способностью, то отсос воды может
превысить полезные пределы, а раствор оказаться настолько
обезвоженным, что нормальное его твердение станет невозможным
и прочность сильно понизится. Наименьшей водоудерживающей
способностью обладают чисто цементные растворы; наибольшей —
глиняные и известковые. Смешанные растворы занимают промежу¬
точное место. Таким образом, свойства растворов до их затверде¬
вания оказывают значительное влияние не только на производи¬
тельность труда каменщика, но и определяют качество растворов
после их затвердевания.Прочность растворов характеризуется марками прочности,
определяемыми пределом прочности при сжатии в кГ/см2 образцов
(приготовленных на специальном основании) с размерами 70,7х
Х70,7Х70,7 мм, на 28-й день их твердения при температуре 15—25*.
Марки прочности растворов для виброкирпичных панелей и круп¬
ных кирпичных блоков, подвергаемых термообработке, устанав¬
ливаются специальными инструкциями по изготовлению таких
панелей и блоков.Если предусматривается загрузка кладки в раннем возрасте
или же ее возведение осуществляется при низких температурах,
то необходимо предусматривать проектную марку раствора, учи¬
тывающую действительные сроки загрузки и условия твердения.Установлены следующие марки растворов: 200, 150, 100, 75,
25,10 и 4. Высокопрочные растворы изготовляют цементными или
смешанными с большим расходом цемента и сравнительно малым
(от 10 до 120% от объема цемента) расходом пластифицирующих
добавок (извести или глины); растворы низкой прочности могут
быть известковыми, известково-глиняными или с применением
других низкоактивных вяжущих.Интенсивность твердения цементных, смешанных и известковых
растворов различна. Наиболее быстро набирают прочность це¬
ментные растворы и медленнее — чисто известковые.Средняя относительная прочность цементных и смешанных
растворов в различных возрастах при температуре твердения +15*
представляется следующими величинами*:•	При промежуточных величинах Z<90 суш пользуются формулойRz = 1,5Z
R?t 14 + 229
Возраст (сутки)	Z 3 7 14 28 60 90относительная прочность 5— 0,25 0,5 0,75 1 1,2 1,3А28Марка прочности известковых растворов в возрасте 1—3 меся¬
цев принимается 4, а в возрасте 6 месяцев — 10. Нарастание проч¬
ности раствора снижается с понижением температуры (особенно
в случае применения шлаковых и пуццолановых портландцемен-
тов) и прекращается при замерзании раствора, что должно учиты¬
ваться при проектировании.После 1—3-х месяцев твердения рост прочности раствора про¬
исходит очень медленно (рис. 14, а), хотя и продолжается десяти¬
летиями. При проектировании каменных конструкций он обычно
не учитывается. Следует иметь в виду, что при твердении растворов
по прошествии некоторого времени иногда наблюдается периодR 2tО)*Z286)Z, суткиf)Ю3т б06ж = 0,7R2.28^—ж*0,6ftк			00,4itусадк
t	□аLIZ-7!I 40 60 120 160 200 240 280 320 360Т, суткиРис. 14. Изменение прочности и деформаций раствора во
времени:а — относительная прочность раствора при нормальном твердении;
6 — тоже, при наличии «сброса»; в — деформации ползучести и усад¬
ки раствора (состав 1:0,7:5,5)30
снижения — сброс прочности (рис. 14, б). Это отмечено в опытах
с цементными и смешанными растворами; сброс прочности известко¬
выми растворами не наблюдался. Причины сброса прочности раст¬
вора можно искать в неоднородности его состава и структуры
вяжущего, что в процессе твердения может способствовать концент-
ции в отдельных местах температурно-усадочных напряжений,
превышающих в какой-то момент времени сопротивление раствора
(прежде всего растяжению) и вызывающих поэтому появление
микротрещин. Последние и снижают прочность раствора. Правда,
последующее твердение его может несколько компенсировать
потерянную при сбросе прочность.От состава и плотности раствора зависит не только его проч¬
ность, но и деформативность. Деформации сжатию шва из тяжелого
раствора при кратковременных напряжениях вкладке, равных1^ее
предела прочности, составляют примерно:при растворах М 50 и более 0,007 мм25	0,039 »10 0,062 »Легкие растворы обладают значительно большей деформатив-
ностью, чем тяжелые.Твердению раствора сопутствуют объемные деформации —де¬
формации усадки. Эти деформации, с одной стороны, связаны с
физико-химическими процессами, развивающимися при твердении
растворов; с другой — они вызваны постепенной сушкой (или
увлажнением) раствора.При загружении в растворе, кроме длительных деформаций
усадки, развиваются деформации ползучести, которые в два и
более раза превышают кратковременные (при равных напряжениях).
Величина и закон изменения во времени деформаций усадки и
ползучести растворов зависят от многих факторов, что сильно
затрудняет как изучение, так и нормирование этих процессов. В ка¬
честве примера на рис. 14, в приведены кривые деформаций пол¬
зучести и усадки образцов, изготовленных из раствора. Более же
подробно о причинах возникновения и факторах, влияющих на
развитие деформаций усадки и ползучести раствора, будет сказано
в дальнейшем при рассмотрении свойств кладки.Экономические достоинства раствора в значительной мере
определяются расходом вяжущего (особенно цемента), поэтому
запрещается применение цементных растворов (кроме случаев,
где их применение вызывается технической необходимостью; напри¬
мер, при кладке фундаментов, насыщенных водой).Составы растворов и вяжущих для них выбирают в зависимо¬
сти от перечисленных ранее требований.31
Существуют разные способы предварительного подбора состава
раствора. Однако окончательный подбор производится только на ос¬
новании испытания контрольных образцов, о чем было сказано ранее.Стойкость растворов против атмосферных воздействий и, сле¬
довательно, их долговечность в значительной степени определяют¬
ся прочностью. Поэтому в зависимости от требуемой долговечности
сооружения нормами устанавливаются минимально допустимые
марки прочности растворов.
главаIIВИДЫ КАМЕННЫХ КЛАДОК.
РАЗРЕЗКА КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ СТЕН§ 3. КЛАССИФИКАЦИЯ КАМЕННЫХ КЛАДОКВ зависимости от формы камня кладки делятся на кладки
из камней правильной и неправильной геометрической формы.Первые подразделяются в зависимости от высоты ряда камней
следующим образом:а)	кладки из кирпича и мелких камней (керамических, бетон¬
ных и др.) — при высоте ряда 50—150 мм;б)	кладки из обыкновенных керамических, бетонных, природ¬
ных и других камней — при высоте ряда 200—300 мм\в)	кладки из крупных бетонных, кирпичных и других блоков—
при высоте ряда более 500 мм.Кладки из камней неправильной формы подразделяются на бу¬
товую и бутобетонную.По конструкции кладки делятся на сплошные и пусто¬
телые. Сплошные кладки могут быть однослойными и слоистыми.
Слоистыми кладками называются кладки, состоящие из двух или
нескольких слоев, выполненных из различных материалов (на¬
пример, кладка из бетонных камней, облицованная слоем кирпич¬
ной кладки). Пустотелые кладки состоят из двух или нескольких
слоев, выполненных из одинаковых или разных материалов с воз¬
душными прослойками между ними или пустотами, заполненными
ненесущими теплоизолирующими материалами.Монолитность (способность не расслаиваться на от¬
дельные участки) каменной кладки обеспечивается сцеплением
камней с раствором и перевязкой камней в горизонтальных рядах.
При плохой перевязке вертикальных швов поперечное расширение,
сопутствующее продольному сжатию, вызывает при сравнительно
небольших сжимающих напряжениях разрыв камней, перекрываю¬
щих шов, и как следствие — преждевременное расслоение кладки
на ряд тонких высоких столбиков. Такие столбики из-за продоль¬
ного изгиба быстро выпучиваются, что и приводит к значительному
снижению прочности кладки. Особенно опасна плохая перевязка2 Заказ № 936	33§ 4. ТРЕБОВАНИЯ К ПЕРЕВЯЗКЕ КЛАДКИ
при действии неравномерных сжимающих напряжений (внецент-
ренном и местном сжатии), при изгибе, срезе и растяжении.В кирпичной кладке, в кладке из бетонных и керамических
камней перевязка осуществляется попеременным устройством тыч¬
ковых и ложковых рядов кирпича (камней) или смешанных рядов
из тычковых и ложковых кирпичей (камней).Для получения кладки нормальной прочности из камней пра¬
вильной формы (за исключением кладки виброкирпичных панелей)
необходимо соблюдать следующие минимальные требования к пе¬
ревязке:а)	для кладки из кирпичей толщиной 65 мм — один тычковый
ряд на пяти ложковых рядах кладки;б)	для кладки из камней правильной формы при высоте ряда
до 200 мм — один тычковый ряд на двух ложковых рядах кладки.Вертикальные поперечные швы кладки в каждом ряду смещают¬
ся один по отношению к другому на х/4—х/2 длины камня.Иногда связь между отдельными слоями кладки осуществляется
специальными стальными связями (скобами из полосовой стали,
проволоки и т. п.). Такие связи располагаются из расчета не менее
одной связи площадью сечения 0,2 см2 на 0,5 м2 поверхности стены.
Стальные связи улучшают условия работы отдельных ветвей клад¬
ки при продольном изгибе, но не обеспечивают перераспределения
между ними вертикальных нагрузок и поэтому каждая ветвь
работает только на нагрузки, непосредственно к ней приложен¬
ные. При выполнении кладки из различных материалов, отличаю¬
щихся по прочности более чем в 2 раза, количество тычковых рядов
и связей увеличивается в 1,5 раза.В кладках из обыкновенных бетонных и природных камней
перевязка часто выполняется без тычковых камней, только ложко-
выми; в этом случае применяются продольные половины камня,
которые перевязываются целыми ложковыми камнями.В кладке виброкирпичных панелей обычно продольная и по¬
перечная перевязки отсутствуют, и считается, что ее монолитность
достигается за счет высокого сцепления и армирования. Следует,
однако, отметить, что даже при выполнении этих требований
прочность сжатых виброкирпичных панелей за счет отсутствия
перевязки снижается на 10—15%. Особенно сильно отсутствие
перевязки сказывается на моменте образования первых трещин.§ 5. СПЛОШНЫЕ КЛАДКИДля перевязки кладки из кирпича толщиной 65 мм применяют¬
ся цепная, пятирядная и ряд других систем (рис. 15). Цепная си¬
стема является одной из самых старых систем перевязки кирпич¬
ной кладки стен. При цепной системе кирпичи перекрывают друг
друга в каждом ряду.34
В пятирядной системе кладки каждые пять ложковых
рядов в поперечном сечении перекрываются одним тычковым.
Вдоль стены в каждом ложковом ряду поперечные вертикальные
швы перекрываются на V2 кирпича. Применение пятирядной си¬
стемы повышает производительность каменщиков. В пятирядной
системе (по сравнению с цепной) меньше наружной верстовки
кирпичей, требующей от каменщика большей точности. При клад¬
ке стен в углах зданий требуется применение неполномерных
кирпичей только в одном из шести рядов (в тычковом), в то время
как при цепной системе необходимо применение трехчетверок
кирпичей в каждом ряду кладки, что сильно усложняет ее выпол¬
нение.OCZOEZ3ж*1/Я*лиЙвнщ№ИщРис. 15. Системы перевязок в кладке из кирпича одинарнойвысоты:а — стена и угол стены по цепной системе; б — то же, по пятирядной
системе; в — столб по цепной системе; г—то же, по системе проф.
Л. И. Оншцика2*35
При кладке кирпичных столбов наиболее удобна т р е х р я д-
н а я система перевязки, предложенная проф. Л. И. Онищиком,
она допускает перекрытие отдельных швов через 2—3 ряда, в отли¬
чие от цепной, при которой швы перекрываются в каждом ряду,
в связи с этим требует приколки меньшего количества кирпича.При кладке стен из дырчатого или пустотелого кирпича тол¬
щиной более 65 мм перевязка ложковых рядов тычковыми должна
быть по высоте не реже чем через 0,4 м (считая от верха нижнего
тычкового ряда до низа верхнего тычкового ряда).ауТ-6)-	^	C4JII>2JСч)*11290390б)1 II II□□□□□I□ОС1 II IIZXZZJOI§□□□□□□□□пппп120ZXZII 1ГII250510510Рис. 16. Системы перевязок в кладке
из камней правильной формы и бута:а — из сплошных бетонных камней при наличии
продольных половинок; б — из природных и
бетонных камней при перевязке тычковыми
рядами; в — из керамических камней со щеле¬
видными пустотами (слева — цепная перевязка;
справа — трехридная при наличии камней с про¬
дольными и поперечными пустотами); г — бу¬
товая кладкаВ кладке из бетонных камней перевязка осуществляется одним
из трех способов.1.	При наличии продольных половинок в поперечном сечении
кладки располагаются одна или две продольные половинки, кото¬
рые в сочетании с целыми камнями позволяют перекрывать вер¬
тикальные продольные швы в каждом ряду. Тычковые камни в
этом случае не применяются (рис. 16, а).36
2.	При кладке из тычковых и ложковых камней устраивается
двухрядная перевязка — каждые два ложковых ряда перекрывают¬
ся тычковым (более редкое расположение тычковых рядов допус¬
кать не следует, так как это приводит к заметному снижению
прочности кладки, особенно при внецентренном сжатии).3.	Всю стену толщиной 390 мм выкладывают из двух ложковых
параллельных стенок, не перевязанных между собой тычковыми
камнями; связь между этими стенками обеспечивается металли¬
ческими скобами, имеющими защитное покрытие от коррозии.В кладке из природных камней правильной формы поперечная
перевязка тычковыми рядами производится в каждом втором
ряду (рис. 16, б).Кладка стен из пустотелых керамических камней высотой
138 мм делается с поперечной перевязкой ее тычковыми рядами
камней, располагаемыми не реже чем через три ряда по высоте.
По теплотехническим соображениям перевязка в кладке из семи¬
щелевых керамических камней производится по цепной системе
(рис. 16, в. 1). При поперечном расположении пустот в камнях
последние наиболее выгодно укладывать тычками (так как в этом
случае тепловой поток пересекает наибольшее количество щелей),
а цепная система как раз и требует применения наибольшего ко¬
личества тычковых камней. При использовании для кладки, кроме
тычковых камней с поперечными щелями, ложковых с продольны¬
ми щелями, применяют трехрядную перевязку (рис. 16, в. 2).Средняя толщина горизонтальных швов: для кладки из кирпи¬
ча, из керамических и обыкновенных бетонных камней — 12 мм,
но не менее 8 и не более 15 мм\ для кладки из природных камней
правильной формы — 15 мм, но не более 20 мм. Средняя толщина
вертикальных швов: для кладки из кирпича, керамических и бе¬
тонных камней правильной формы — 10 мм\ для кладки из при¬
родных камней правильной формы — 15 мм.Бутовая кладка (рис. 16, г), выполняемая из природных кам¬
ней неправильной формы, производится горизонтальными рядами
высотой до 300 мм — при кладке «под лопатку» подвижность раст¬
вора 40—60 мм и до 200 мм — при кладке «под залив» с подвиж¬
ностью раствора 13—15 см.При кладке «под лопатку» в каждом ряду укладываются камни
примерно одинаковой высоты и производится расщебенка пустот
между камнями. Продольная и поперечная перевязка вертикаль¬
ных швов должна соблюдаться в каждом ряду кладки, что достигает¬
ся расположением камней длинной стороной то вдоль, то поперек
ряда кладки. При кладке «под лопатку» верстовые ряды, углы
и пересечения фундаментов выполняются из крупных и наиболее
постелистых камней. При кладке «под залив», выполняемой в рас-
пор со стенками траншей или опалубки, укладка верстовых рядов
не делается (но производится расщебенка пустот), поэтому такая
кладка менее прочна и допускается только для фундаментов зда¬37
ний III и IV классов долговечности высотой не более двух
этажей.Бутобетон занимает промежуточное место между бутовой клад¬
кой и бетоном. Он состоит из бетонной смеси, в которую горизон¬
тальными рядами втапливаются камни бута, объем которых со¬
ставляет около половины общего объема кладки. Бутобетонная
кладка уплотняется послойным вибрированием. Укладка бетона
производится горизонтальными слоями высотой до 200 мм.§ 6. СЛОИСТЫЕ И ПУСТОТЕЛЫЕ КЛАДКИДвухслойные кладки состоят из слоя сплошной каменной кладки
и слоя облицовки (керамическими, бетонными или природными
камнями и плитами, лицевым и обыкновенным кирпичом). На рис. 17
приведены наиболее часто встречающиеся типы двухслойных
кладок с кирпичной облицовкой. Такую облицовку крепят к основ¬
ной кладке стены с помощью тычковых рядов кирпича, проклад¬
ных кирпичных рядов или металлических связей.При перевязке облицовки с основной кладкой тычковыми рядами
кирпича (рис. 17, а) последние заходят в кладку только частично —
на 120 мм. Перевязку в кладке стен из многодырчатого кирпича
высотой 88 мм удобно производить с помощью сплошных проклад¬
ных тычковых рядов обыкновенного кирпича (рис. 17, б). При
кладке из керамических камней высотой 138 мм перевязка осущест¬
вляется двойным рядом кирпича (рис. 17, г). Если кладка выпол¬
нена из бетонных камней высотой 188 мм, то перевязка тычковыми
рядами делается при наличии камней, имеющих уступы, или про¬
дольных половинок сплошных камней, или сплошными проклад¬
ными рядами.Металлические связи (рис. 17, д) ставят так, чтобы расстояние
между ними по высоте и длине не превышало 0,6 м, а площадь
поперечного сечения связей была не менее 0,5 см2 на 1 м2 поверх¬
ности стены. Такое крепление облицовки допускается в зданиях
высотой до 2—3 этажей.В случае, если кладка из керамических камней высотой 138 мм
имеет облицовку из таких же по высоте керамических камней,
то с целью экономии последних укладку тычковых рядов в облицов¬
ке производят через три ложковых ряда (рис. 17, ё).Облицовка из керамических плит и камней в зависимости от
конструкции последних крепится к кладке стены посредством:1)	прислонных прокладных облицовочных плит (рис. 18, а)\ 2) за¬
кладных камней; 3) закладных частей, предусмотренных в самих
облицовочных плитах, в виде выступающих элементов (рис. 18, в
и г); 4) стальных анкеров с приклейкой плит раствором (рис. 18, д)
и 5) только за счет приклейки раствором (рис. 18, ё). Крепление
плит облицовки к кладке стены по первому и второму способам
производится при одновременном возведении обоих слоев стены.
Третий и четвертый* способы предусматриваются при производ¬
стве облицовки по готовой стене. В настоящее время применяются
облицовки, показанные на рис. 18, б, г и е, и иногда, как на
рис. 18, д —для уникальных зданий.а)ШПЮЕЗ777?.II	II—IШШ\J^iiESташн im
иша
к1ишп
щддд
«SimLШдс-510]П«Jp^l ll IШ'//ЛШУЛШОП □
!□□□
езСШРC4J . &7/7//Л1ШЪГ£*езя! п/0	^//////Л'ъ~~250~| 25g '570Л2)ШИПП\У///'Л\	о!ЕРППЕ.ухл ;]|1РШcaLspasdcЩ—1Г
m	ILBl510mlJ Lш~Т~5ЮSDm imV7?%TZ2V4ZZ1VУ7////ЛVZ&\	ED
Щ
ЕЭ
Щ
ЕЩ
fzdnnmУ77У/Л
УТЛЩ
Ш\нп520УЩvzLЧ27////Ж\EZ3\	ШОЩш\Ш[ЕЗ
Ш
4ZZZZZMI
ш	Ш\ЕЭщЕ2
У7Л\шв□□□Етззр	LL_“^jРис. 17. Слоистые кладки с облицовкой из кирпича и керамики:а—из обыкновенного кирпича с облицовкой лицевым кирпичом; б — из многодыр-
чатого кирпича высотой 88 мм с облицовкой обыкновенным или лицевым кирпичом;
в — то же, при высоте многодырчатого кирпича 103 мм; г — то же, при кладке из
керамики высотой 138 мм; д — то же, при кладке из керамики высотой 188 мм\
е — из облицовочных и обыкновенных керамических камней; i — стальные связи —анкераВ ряде случаев слоистые кладки применяются при сочетании
несущей кладки с теплоизолирующей кладкой или плитами (на¬
пример, пено- и газобетонные, гипсоволокнистые и фибролитовые
плиты, маты из минеральной ваты и т. д.), причем теплоизоляцион¬
ные слои обычно крепятся с внутренней стороны наружных стен.*	В случае отделки поверхностей виброкирпичных и бетонных панелей
ковровой керамикой облицовка панелей осуществляется в процессе их изго¬
товления.39
Взаимная перевязка таких слоев с основной кладкой
стен или не производится совсем, или выполняется разре¬
женной. Крепление теплоизоляционных плит, не участвую¬
щих в работе стены под нагрузкой, производится металлически¬
ми скобами, штырями, проволокой и т. д.Пустотелые кладки бы¬
вают с воздушными прос¬
лойками, колодцевые, с
горизонтальными диафраг¬
мами.Кладки с воздушными
прослойками*, предназна¬
ченными для повышения
теплотехнических качеств
стены, выполняются из
кирпича, бетона и других
видов камней (рис. 19, а), а
также в виде сплошных
кладок с теплоизоляцион¬
ными плитами, устанавли¬
ваемыми на относе от внут¬
ренней грани стены (рис.
19, б).Воздушная прослойка
в стенах без теплоизоля¬
ционных плит устраивает-
g ся путем увеличения тол¬
щины вертикального про¬
дольного шва, ближайшего
к наружной грани стены
до 40—50 мм. В осталь¬
ном перевязка остается
такой же, как и при клад¬
ке без воздушных прос¬
лоек. При этом, во избе¬
жание воздухообмена меж¬
ду прослойкой и наруж¬
ным воздухом, необходима
наружная штукатурка.При использовании теп¬
лоизоляционных плит воз¬
душная прослойка устраивается толщиной 20—30 мм и распола¬
гается между этими плитами и несущей кладкой. Плиты в этом
случае крепятся с помощью стальных скоб и растворных мая¬
ков и т. д.Рис. 18. Слоистые кладки с облицовкой
из керамических плит:1 — прислонная плита; 2 — закладная плита; 3—
прнслонный камень; 4 — закладной камень; 5 —
пустотелая плита с закладной ччстью; 6 — то же,
но плита сплошная; 7 — плоская плитка для креп¬
ления анкерами; 8 и 9 — продольные стержни
стальной сетки; /0 — малогабаритная плитка; 11 —
основная кладкаНужно учитывать, что прослойки снижают прочность стены.40
Колодцевые кирпичные кладки выполняются разными спосо¬
бами. Наиболее совершенная схема С. А. Власова (рис. 19, в) со¬
стоит из двух иногда трех продольных стенок толщиной в V2 кир¬
пича, связанных между собой вертикальными диафрагмами — по¬
перечными стенками толщиной тоже в V2 кирпича. Колодцы, обра¬
зованные продольными стенами и вертикальными диафрагмами,ау1 уufli 1 il/t~
□ □□□	czhzks□	оси□ □□
аваппШ12011120т10“*ТГII IIЛ IIсо
QO чII II19019042040—гг>	■ ч ■■1■ ■ л_ ■. 11	£.... 1L- ни—„И	"... 1II II. . IL..Г- II 1'U11.." 11"' ■' JI '= §1-й рядшттттшрpooootiooaz2-й ряд□nQponi120ООО530+1050оос120Рис. 19. Пустотелые кладки:а—с воздушными прослойками без теплоизоляционных плит; б — с теплоизоляционными
плитами; в — колодцевая кладка системы С. А. Власова; /—воздушная прослойка;2 — связьзаполняют легким бетоном или эффективными теплоизоляционными
вкладышами. В тех случаях, когда необходимо повысить несущую
способность стен, в колодцевой кладке утолщают внутреннюю
продольную стенку до одного кирпича. Расстояние между диафраг¬
мами 530—1050 мм. По высоте кладки диафрагмы перевязываются
с продольными стенками в каждом ряду.Существуют также системы пустотелых кладок, где связь между
продольными кирпичными стенами, между которыми расположен
утепляющий слой, легкий бетон или вкладыши, осуществляется
не вертикальными, а горизонтальными диафрагмами.41
Однако все виды пустотелых кладок отличаются повышенной
трудоемкостью или требуют применения большого количества
монолитного бетона, что резко противоречит требованиям совре¬
менного индустриального строительства. Поэтому, несмотря на
значительную экономию материалов, достигаемую при применении
таких кладок, их использование в настоящее время ограничено
объектами с небольшим объемом строительства.§ 7. КЛАДКА ИЗ КРУПНЫХ БЛОКОВВ зависимости от высоты применяемых блоков для стен жилых
и общественных зданий и высоты этажа применяют четырех-,
трех- и двухрядные разрезки. Схемы разрезки наружных стен на
блоки показаны на рис. 20, а, б и б. Двухрядная разрезка, которая
в настоящее время преимущественно применяется, обеспечивает
наибольшую прочность кладки, требует наименьшего количества6)Т 11ЁПЁП1.±гёг1г) 1Рис. 20. Кладка из крупных блоков:а, б, в —четырех-, трех- и двухрядная разрезки наруж¬
ных стен: г — кладка фундаментных и подвальных круп¬
ноблочных стен, д — вертикальные стыки стеновых бло¬
ков (в плане): 1 и II — открытый и закрытый стыки;
111 — прямой стык42
монтажных единиц и
поэтому при ее при¬
менении трудоемкость
и время, затраченное
на строительство, на¬
именьшие (рис. 21).Продол ьная перевяз¬
ка крупных блоков
на сплошных участках
стен должна быть не
менее чем на V4 дли¬
ны блока. Продольная
перевязка фундамент¬
ных блоков, как
правило, осуществля¬
ется в Ч% камня, но
не менее чем на длине
300 мм (рис. 20, г).Крупные блоки изго¬
товляются толщиной,
равной толщине сте¬
ны, и поэтому их по¬
перечная перевязка
не требуется.Толщина швов ме¬
жду блоками состав¬
ляет 12—20 мм. Вер¬
тикальные стыки стеновых блоков в пределах ряда могут быть вы¬
полнены с открытыми или закрытыми пазами (рис. 20, д). Пазы
в стенах между блоками заполняют легким бетоном или заделывают
кладкой.Устройство пазов в вертикальных стыках между блоками внут¬
ренних стен жилых зданий, а также наружных и внутренних стен
промышленных зданий не обязательно. В этом случае достаточно
тщательное проконапачивание швов паклей и плотная заделка
снаружи и с внутренней стороны стены цементным раствором.
Продольная связь стен усиливается с помощью соединения между
собой поясных блоков. Это создает непрерывный пояс здания.§ 8. РАЗРЕЗКА КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ СТЕНВ отличие от стен крупноблочных зданий, где производится
членение стены в пределах высоты этажа, в крупнопанельных
зданиях применяется однорядная разрезка несущих стен. Гори¬
зонтальные швы, разрезывающие стену на панели, располагаются
на уровне перекрытий, а вертикальные, в большинстве случаев, в
местах сопряжения взаимно перпендикулярных стен и перегородок.Рис. 21. Крупноблочный дом с двухрядной
разрезкой наружных стен43
Панели устанавливают друг на друга на растворе; верти-
1ьные швы между ними тщательно заполняются бетоном. В швахнаружных стен во избежа¬
ние их продувания и про¬
мокания предусматривают¬
ся специальные гермети¬
зирующие материалы, о
чем будет сказано в сле¬
дующих главах. Связь
между панелями осущест¬
вляется с помощью специ¬
альных закладных деталей,
выпусков, петель и так да¬
лее, соединяемых между
собой в верхних углах
панелей (а иногда и на
других уровнях верти¬
кального шва).На рис. 22 показаны
возможные разрезки на¬
ружных стен на панели.
В практике строительства в основном применяется разрезка
стен с панелями размером «на комнату», показанная на рис. 22, а.
В последнее время в нашей стране и в Болгарской Народной Рес¬
публике начинают применять разрезку, при которой панели имеют
длину двух и более комнат (рис. 22, б). С увеличением грузоподъем¬
ности транспортного и монтажного оборудования такие разрезки
получат преимущественное применение, так как, кроме уменьше¬
ния количества монтажных операций в два и более раза, снижают
количество вертикальных швов, герметизация которых представляет
известные трудности. Как правило, в крупнопанельных стенах
перевязка вертикальных швов не производится. В этих условиях
удается получить наименьшее количество типов панелей. Однако
в некоторых случаях, например, при строительстве в сейсмических
районах, такую перевязку было бы желательно осуществить,
что можно было бы сделать по типу, показанному на рис. 22, виг.Самонесущие и каркасные крупнопанельные стены в зависи¬
мости от веса и несущей способности панелей могут выполняться
с многорядной разрезкой в пределах этажа или без разрезки на
высоту двух и большего количества этажей.□б)-*1—1—г-*-б)HJ□□ □г)□ □ вРис. 22. Разрезка несущих наружных
стен на крупные панели:а — с панелями размером «на комнату»; б —
с удлиненными панелями; в и г — с перевязан¬
ными вертикальными швами
МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА КАМЕННОЙ
КЛАДКИ*§ 9. НАПРЯЖЕННОЕ СОСТОЯНИЕ КАМНЯ
И РАСТВОРА ПРИ ЦЕНТРАЛЬНОМ СЖАТИИ КЛАДКИВ 1924 г. проф. В. А. Гастев опубликовал работу, в которой
показал, что камень и раствор в кладке находятся в условиях
сложного напряженного состояния даже при равномерном распре¬
делении нагрузки по всему сечению сжатого элемента. Они одно¬
временно подвержены внецентренному и местному сжатию, из¬
гибу, срезу и растяжению.Причинами таких условий работы камня и раствора являются:1.	Значительная неоднородность растворной постели камня,
так как при изготовлении раствора на отдельных его участках
скапливается большее или меньшее количество вяжущих, пласти¬
фикатора, воды и заполнителя, как бы тщательно ни производилось
перемешивание составляющих. Неоднородность раствора усугуб¬
ляется неравномерностью условий твердения раствора в шве клад¬
ки, так как всасывающая способность камня и водоудерживающая
способность раствора на различных участках их соприкосновения
неодинаковы. Количество и скорость отсасывания воды камнем
зависят от водоудерживающей способности раствора (а следова¬
тельно, от его состава) и от всасывающей способности камня.Процесс твердения раствора сопровождается его усадкой (изме¬
нением объема), которая тем больше, чем большее количество воды
при твердении потеряет раствор. Так как потеря воды неравномер¬
на по постели камня, то соответственно неравномерной оказывается
и усадка.Свободной усадке раствора препятствует камень, с которым
раствор связан трением и сцеплением, что вызывает появление
усадочных напряжений, которые при неблагоприятных условиях на
отдельных участках шва могут вызвать отрыв раствора от камня,
и тогда последний окажется опертым не по всей постели на раствор,
а только на ее отдельных участках.Неоднородность растворной постели камня вызывается еще и
условиями кладки. Каменщик, укладывая камень, не может раз¬*	Механические свойства бетона здесь не рассматриваются, так как
они подробно излагаются в курсе «Железобетонные конструкции».45Главаin
ровнять поверхность раствора, так чтобы она полностью соответ¬
ствовала нижней поверхности камня; прижимая же камень к раст¬
вору, он не может создать равномерное его обжатие, что вызывает
образование на растворной постели различных по плотности
участков.в)шиш ~АШШН“г;
1п4><5у.::11jЫшб=0SРис. 23. Схемы напряженного состояния камня в
кладке:а — схема загружения кирпича в кладке: б — прогибы при
изгибе кирпичей в кладке (размеры деформаций увеличены по
сравнению с линейными размерами кирпича); в — схема де¬
формаций при сжатии призм из мало и сильно деформатив-
ных материалов; г — горизонтальные усилия, вызванные по¬
перечным р1сширением камня и раствора; д — схема концен¬
трации напряжений и расклинивания камней в бутовой клад¬
ке; / — раствор; 2 — кирпич: 3 — воздушная полость; 4 —
участок местного сжатия; 5 — участок среза; 6 — прибор для
замера деформацийНеравномерность состава раствора, условий твердения его в
шве и невозможность одинакового по всей постели обжатия камня
при кладке приводят к образованию участков раствора, отличаю¬
щихся друг от друга как по прочности, так и по деформационным
свойствам — жесткости. При сжатии напряжения концентрируют¬
ся на участках с большей жесткостью. Схематически (рис. 23, а)46
это можно представить как работу жесткого тела—камня, подвергну¬
того воздействию неравномерно распределенных и сосредоточенных
нагрузок, покоящегося на многочисленных беспорядочно располо¬
женных и имеющих различную жесткость опорах. В таком теле
возникают изгибающие моменты и поперечные силы, а также
участки с местным сжатием. Изгиб камня обнаружен приборами,
фиксирующими деформации, при испытании кладки (рис. 23, б).
На основе многочисленных опытов обнаружены также не¬
полное опирание камня на раствор и неравномерная плотность
последнего.2.	Различие деформационных свойств камня и раствора. Как
известно, продольным деформациям материалов всегда сопутствуют
поперечные; последние и оказывают большое влияние на прочность
кладки.Рассмотрим деформации двух сжатых призм, имеющих одина¬
ковые размеры и изготовленных из разных по жесткости материа¬
лов: первая призма — из более жесткого материала, вторая —
из менее жесткого (например, из стали и резины). При одинаковых
напряжениях поперечное расширение у первой, сжатой призмы,
будет меньше, чем у второй (рис. 23, б). Если из таких, отличаю¬
щихся по жесткости материалов, составить столбик и подвергнуть
его сжатию, то связанные трением материалы вынуждены будут
в зоне их соприкосновения иметь одинаковые поперечные дефор¬
мации. При этом более жесткие материалы будут сдерживать
деформации менее жестких, последние, наоборот, будут вызывать
дополнительное поперечное расширение первых. Таким образом,
условия совместной работы разных материалов в столбике приве¬
дут к появлению горизонтальных растягивающих напряжений в
первых и сжимающих во вторых. В кладке связанные трением и
сцеплением камень и раствор в зависимости от соотношения их
жесткостей будут играть роль первого или второго материала
в рассмотренной схеме деформаций столбика. Если жесткость
раствора меньше жесткости камня, в последнем возникнут нежела¬
тельные для прочности растягивающие напряжения (рис. 23,г).
Они суммируются с растягивающими напряжениями, возникающи¬
ми при изгибе камня, и в конечном итоге преодолевают сопротив¬
ление камня растяжению, которое для кирпича очень мало по
сравнению с сопротивлением его сжатию (см. гл. I), после чего
в камне возникает трещина.Возникновению сложного напряженного состояния камня спо¬
собствуют также наличие вертикальных швов в кладке и отверстий
в пустотелых камнях (вблизи которых концентрируются напряже¬
ния), различие в деформационных свойствах самих камней и дру¬
гие причины.Величины напряжений и вид напряженного состояния в кладке
из бутового камня зависят от того, насколько форма его отклоняет¬
ся от формы правильного параллелепипеда. При значительном47
отклонении камня от правильной формы (кладка из рваного бута)
большую роль играют концентрация напряжений на выступающих
частях камня и расклинивающее влияние камней друг на друга,
как это показано на рис. 23, д.§ 10. ЧЕТЫРЕ СТАДИИ РАБОТЫ КЛАДКИ
ПОД НАГРУЗКОЙ ПРИ СЖАТИИВ зависимости от величины действующих напряжений работу
кирпичной кладки можно подразделить на четыре характерные
стадии (рис. 24).й)N<NTpN'-NTpNTp<N< Np1	1Г 1Г--] 0)1... жll] 6) L-"-/11JU.. 1Г\Г~ ■ к] ОСIIJ 11 II1 Г -II] a1 II !1] l_J L	... IL] Q1 II1 Г11 )|—|1 ir:: 1!] Off!—1Г] о". ' К 11 1ГИС_7.1 г пГIIi i	IIII ( 1ог: 1 г"] ОС.... К] орГЛрГ II1 1—II f] оО cjp1 н п] ОСL L_1 Г" 11 н1 1—II 1] С_1г 11—1(— 1Г] ОС' ..1C] Od1Г 1cnuur™1 1 IIll .1 r~IIjr. :.iРис. 24. Стадии работы кладки при центральном сжатии:
а, б, « — первая, вторая и третья стадии; г — разрушение кладкиПервая стадия (рис. 24, а) соответствует действию в кладке
таких напряжений, при которых еще отсутствуют видимые следы
ее повреждения. Переход кладки во вторую стадию работы (рис. 24, б)
характеризуется появлением небольших трещин в отдельных
кирпичах. Величина нагрузки, при которой появляются первые
трещины, зависит от механических свойств кирпича, конструкции
кладки и деформационных свойств раствора. Последние же за¬
висят от вида раствора и его возраста (т. е. возраста кладки).
Цементные растворы наиболее жесткие; известковые, наоборот, наи¬
более деформативны. С увеличением возраста деформативность раст¬
воров снижается. Чем меньше деформативность раствора, тем
более хрупкой оказывается кладка, т. е. тем ближе величины на¬
грузок, соответствующих появлению первых трещин NTp к пол¬
ному разрушению кладки Для кирпичной кладки средние
Nотношения _1£ представлены в табл. 4.т-гПовышение хрупкости кладки с увеличением ее возраста и
при применении малодеформативных растворов должно учиты¬
ваться при оценке запасов прочности поврежденной кладки. Если48
Таблица 4Вид раствора^трОтношение——- при возрасте
Ркладки в сутк ах328720Цементный 	0,60,70,8Цементно-известковый .0,50,60,7Известковый0,40,50,6при появлении незначительной трещины в кладке раннего возраста
на известковом растворе можно надеяться на наличие более или
менее значительных запасов прочности, то появление трещины
в кладке большого возраста, изготовленной на цементных раство¬
рах, говорит о ее очень серьезной перегрузке. Во всех случаях
появление первой трещины должно рассматриваться как сигнал,
требующий немедленного анализа причины появления трещины и,
если потребуется, принятия мер по усилению кладки или снижению
действующих нагрузок.Увеличение нагрузки после появления первой трещины при¬
водит как к ее развитию, так и к возникновению новых трещин,
которые, объединяясь друг с другом и с вертикальными шва¬
ми, постепенно расслаивают кладку на отдельные вертикальные
ветви, каждая из которых оказывается в условиях внецентрен-
ного воздействия нагрузки (третья стадия работы кладки;
рис. 24, в).Таким образом, если появление первой трещины в кладке
происходит за счет растягивающих и срезывающих напряжений
в кирпиче, то разрушение кладки идет как за счет развития этих
напряжений, так и в связи с продольным изгибом тонких внецент-
ренно сжатых ветвей.Прекращение роста нагрузки после вступления кладки в третью
стадию ее работы не приостанавливает развития трещин. Это раз¬
витие прогрессирует и при постоянной нагрузке, что обязательно
приводит к разрушению кладки (четвертая стадия работы кладки;
рис. 24, г).Последовательность разрушения кладки, выполненной из камней
Других видов, в общем такая же, как и при разрушении кир¬
пичной кладки. Разница заключается в том, что с увеличением
высоты камня увеличивается хрупкость кладки, и момент по¬
явления в ней первых трещин приближается к моменту раз¬
рушения.В бутовой кладке появление первых трещин возможно как в
камнях, так и в растворных швах.49
§ 11. ОБЩАЯ ФОРМУЛА ПРЕДЕЛА ПРОЧНОСТИ КЛАДОКПРИ ЦЕНТРАЛЬНОМ СЖАТИИДля расчетной оценки предела прочности кладки при централь¬
ном сжатии разными исследователями (Крейгером, Графом и др.)
были предложены эмпирические формулы. Анализ этих формул,
а также многочисленных опытов с различными кладками позволил
проф. JI. И. Онищику предложить формулу, лучше других сов¬
падающую с опытными данными, которая с 1939 г. была положена
в основу норм прочности кладки в нашей стране. По этой формуле
предел прочности любой кладки зависит от пределов прочности
камня и раствора при сжатии, определенных при испытании стан¬
дартных образцов, а также от эмпирических коэффициентов, по¬
лученных опытным путем и отражающих специфические особен¬
ности работы камня и раствора. Проф. JI. И. Онищиком предел
прочности кладки (кГ/см2) из кирпича, обыкновенных камней,
кирпичных блоков и бута при центральном сжатии выражается
формулой*р = mUi-—(3)
V	)где и R% — соответственно пределы прочности камня и раст¬
вора при сжатии, кГ/см2;
а и Ь — эмпирические1 коэффициенты, зависящие от вида
кладки и определяемые по табл. 5;Таблица 5Вид кладкиКоэффициенты к формулам 3 и 4аътпИз кирпича, кирпичных блоков и
камней правильной формы с высотой
ряда 50—150 мм	0,20,31,253Из сплошных камней правильной
формы с высотой ряда 180—350 мм .0,150.31,12,5То же, из пустотелых камней . .0,150,31,52,5Из сплошных крупных бетонных
блоков с высотой ряда более 500 мм0,040,11,12Из рваного бутового камня . . .0,20,252,58* Для получения RH в кн/м2 при /?" и /?§ в кГ/см2 перед формулой
3 следует ввести коэффициент 98.50
А — конструктивный коэффициент, зависящий от
прочности и вида камня^	 юо + /?”~~ 100/л + nRH{ ’	^тип — коэффициенты, зависящие от вида кладки (табл. 5);
т] — поправочный коэффициент для кладок на раство¬
рах низких марок,при Я2Н < R'*^0^2 + (3 — ^0)^2	/гч1,— я'2’н + 2 rh2 ’	^при R«^R\«; ij=l;для кладки из кирпича и камней правильной формы =0,04 /?■};
т]0=0,75; для бутовой кладки R['* = 0,08 R“\ т]0=0,25.Предел прочности кладки из крупных бетонных блоков и из
крупных блоков из природного камня определяется по формуле	а—\, (6)V ь+ii)где R* =0,85 RHK\RU — проектная марка бетона или камня кГ/смг (по испыта¬
ниям кубов с размерами ребер 20 см);A' = kA\&=0,92А'; k' — определяется по табл. 6Таблица 6Примечания: FHT и Fgp — плогцчди сечения за вычетом пустот (нетто) и включаяпустоты (брутто);|х4 — коэффициент, устанавливаемый при опытах с крупны¬
ми блоками; при отсутствии опытных данных in =fHT .= F(р ’•	и-а — коэффициент снижения прочности кладки из пустоте¬лых блоков;при пустотности до 20% = 1;*	21-30% = 0.9;» более 30% |а2 = 0,8;
ji* — коэффициент, зависящий от материала, из которого
изготовлен блок; принимается по табл. 7.51Вид крупных блоковКоэффициент А'Пустотелые высотой 50—100 см т» более 100 см . .Сплошные высотой 50—100 см . .
» более 100 смF НТн 1X2 ^FHT1 , 1 ^ (J-1 (*2 ^3Рз1,1 (Д.,
Таблица 7Материал крупных блоковV-iБесцементный ячеистый и крупнопористый бе¬
тоны 	0,8Цементный ячеистый и силикатный бетоны мар¬
ки > 300 	0,9Плотный тяжелый бетон и тяжелый природный
камень (7 > 17,6 кн/м3 или 1,8 Т/м3)	МВ остальных случаях 	1Примечание. Формула 6 справедлива при < 400.Коэффициент т] в формуле 3 раньше отсутствовал и был введен
в нее после проведения опытов, показавших, что при низких мар¬
ках раствора прочность кладки
значительно ниже, чем по фор¬
муле. Особенно существенной
эта разница оказалась для
бутовой кладки. Можно подо¬
брать такие значения эмпири¬
ческих коэффициентов а и Ьу
при которых вообще отпадает
необходимость применения
коэффициента vj. Этот коэффи¬
циент является поправкой, поз¬
воляющей сохранить неизмен¬
ными принятые ранее значения
а и Ь. Придавать ему специаль¬
ный физический смысл поэто¬
му не следует.Зависимость предела прочности кладки Ru от предела прочности
раствора Я” при постоянном значении предела прочности камня
R” показана на графике рис. 25.При нулевой прочности раствора #2=0, например, для кладки
сейчас же после ее изготовления предел прочности неравен нулю.
Из формулы 3 следуетКи - ^(i-irb	<7>Если же принять R% =<», то получим= ЛК1*.	(8)где /?”ах — конструктивная прочность, обозначающая величину
предела прочности кладки, которую можно было бы
достигнуть, если бы прочность раствора =оо.*	См. сноску на стр. 50.Рис. 25. Предел прочности кладки
при центральном сжатии RH в за¬
висимости от предела прочности
раствора R£52
§ 1Г. ФАКТОРЫ, ВЛИЯЮЩИЕ НА ПРЕДЕЛ ПРОЧНОСТИ КЛАДКИПРИ ЦЕНТРАЛЬНОМ СЖАТИИПри обычных способах ведения кладки полностью использо¬
вать сопротивление камня сжатию невозможно, поэтому конструк-R11тивный коэффициент А =	—^-<1- Чем больше отклонение Аот 1, тем менее эффективно может быть использована прочность
камня при работе его в кладке.1.	Влияние прочнссти и вида камняНа рис. 26, а представлены графические зависимости конструк¬
тивного коэффициента А от предела прочности камня для различ¬
ных видов кладок. Анализ кривых позволяет сделать следующие
выводы:1.	Среди кладок из камней правильной формы наиболее плохо
используется сопротивление камня сжатию в кирпичной кладке
и хорошо в кладке из крупных блоков. Кладки из обыкновенных
бетонных и природных камней занимают промежуточное положе¬
ние, что объясняется влиянием высоты камня. Как было установ¬
лено выше, прочность кладки зависит не только от напряжения
сжатия, но и от напряжений, возникающих в камне при изгибе,
срезе и растяжении. Сопротивление камня изгибу тем больше,
чем больше его момент сопротивления, а сопротивление равномер¬
ному горизонтальному растяжению и вертикальному срезу про¬
порционально площади поперечного сечения камня. Так как с уве¬
личением высоты камня возрастают его момент сопротивления и
площадь поперечного сечения, то увеличивается и его сопротив¬
ление изгибу, срезу и растяжению, что и приводит к повы¬
шению степени использования в кладке сопротивления камня
сжатию.2.	Наиболее низкое использование прочности камня в кладке
из рваного бута. Для этой кладки даже при очень низких марках
камня конструктивный коэффициент А не превышает 0,3. Если
кладка выполняется не из рваного, а из постелистого бута, проч¬
ность кладки повышается в среднем на 50%, а при особо тщатель¬
ной кладке из отборного постелистого бута с приколом камней —
на 100%.3.	Конструктивный коэффициент кладки из пустотелых обык¬
новенных и крупных бетонных камней ниже, чем кладки из сплош¬
ных камней. Снижение конструктивного коэффициента за счет
пустот, которое учитывается коэффициентами \ix и |л2, объясняется
несколькими причинами. Во-первых, пустоты снижают мо-5&
А*-RЧ °)О 20R* кГ/см2 в)R*, кГ/см2706050403020101/(23ЛсЦО 20 40 60 60Р1г,кГ/см'сРис. 26. К анализу формул 3 и 4:а — конструктивный коэффициент А
для различных кладок в зависимости
от марки камня; б — предел прочности
кладок в зависимости от характеристик
прочности камня при растворе марки 25;
в — предел прочности кладок в зависи¬
мости от предала прочности раствора,
марка кирпича и камня 100; / — кладка
из сплошных тяжелых бетонных бло¬
ков; 2 — то же, из сплошных обыкно¬
венных камней; 3 — то же, из кирпича;
4 — то же, из бута; 5 — то же, из
сплошных камней правильной формы
при высоте ридп 50 см; 6 — то же, при
высоте ряда 18—35 см; 7 — то же, что
и 5, но из пустотелых камней; 8 — клад¬
ка из камней правильной формы при вы¬
соте ряда 5—15 см; 9 — кладка из бута
(в возрасте 3-х месяцев)мент сопротивления и пло¬
щадь вертикального сечения
камня. Во-вторых, наличие
сквозных пустот (в камнях без
горизонтальных диафрагм) зат¬
рудняет укладку раствора и
увеличивает наравномерность
растворной постели. В-третьих,
появление трещин в тонких
стенках камня между пусто¬
тами при повышении нагрузки
ведет к быстрому выпучиванию
этих стенок и разрушению камня.4.	С увеличением предела
прочности камня при сжатии
констру ктивны й коэффициент
А у всех кладок падает. Это
объясняется тем, что сопротив¬
ление камня изгибу, растяже¬
нию и срезу растет не пропор¬
ционально росту его сопротив¬
ления сжатию, а отстает от него.Конструктивный коэффици¬
ент А по формуле 4 прини¬
мается для кирпича, удовлетво¬
ряющего требованиям стандарта
по сопротивлению его сжатию
и изгибу. Если показатели
прочности кирпича по изгибу
значительно отклоняются от
требуемых стандартом, конст¬
руктивный коэффициент мож¬
но определить по формуле, по¬
зволяющей оценить влияние
этого отклонения на величину
А. Согласно этой формуле*л=	(9)l + ^tгде R„зг — предел прочности
кирпича при изгибе, кГ1см4.^ Формула 9 применяется в случае, когда необходимо оценить несущую
способность кладки возведенных зданий. Для виброкирпичных кладок при¬
менять формулу 9 нельзя.54
На рис. 26, б показано изменение прочности кладок при пере¬
менной марке камня и постоянной марке раствора 25.2.	Влияние прочности и вида раствораНа рис. 26, в приведены кривые зависимости предела прочности
различных кладок от предела прочности раствора.Из рисунка имеем:1)	рост предела прочности кладки при увеличении предела
прочности раствора /?£, весьма интенсивный при низких значениях
последнего, постепенно затухает и при больших значениях #2
почти прекращается;2)	наибольшее влияние на прочность кладки оказывает повы¬
шение прочности раствора в кладке из рваного бута и наименьшее —
в кладке из крупных бетонных блоков, остальные кладки в этом
отношении занимают промежуточное положение.Первый из этих выводов указывает на нецелесообразность
массового применения растворов высоких марок. При переходе
в кирпичной кладке от раствора марки 50 к раствору марки 100
расход цемента увеличивается вдвое, прочность же кладки возрас¬
тает всего на 15—18%.Чтобы количественно оценить влияние прочности раствора на
прочность различных кладок, сравним их пределы прочности
#ioo и /?т?п, приняв наибольшую из применяемых на практике
марок раствора — марку 100 и наименьшую — марку 0:для кладки из крупных сплошных бетонных Я”оо __ j ^
блоков	“^н	’ •^minдля кладки из обыкновенных сплошных бетон- днных камней	—— = 2,25;*min7?"для кирпичной кладки	—= 3;*ш.пдля кладки из рваного бута	пн= 15.Марка камня принята 100	рнxminR нИз приведенных цифр следует, что значения отношения —^jj-^minдля кладок из камней правильной формы зависят от высоты кам¬
ней. Это объясняется тем, что усилия, возникающие в камне вслед¬
ствие изгиба, среза и растяжения, возрастают по мере увеличения
Деформативности раствора, а последняя увеличивается при сниже¬
нии прочности раствора. В то же время все эти усилия при увеличе¬
нии высоты камня становятся менее опасными. Следовательно,55
одинаковые колебания прочности раствора оказываются менее су¬
щественными для прочности кладки из более высоких камней,
чем для прочности кладки из более низких камней. Следует иметь
в виду, что некоторые растворы, обладая высокой прочностью,
могут иметь и высокую деформативность, например, цементные
растворы без извести с органическими пластификаторами, а также
растворы на легких заполнителях. Для кирпичной кладки на указан¬
ных растворах и на известковых растворах в возрасте до трех
месяцев нормами предусматривается снижение прочности.Снижение прочности кирпичной кладки учитывается также и
для кладок, изготовленных на чистых цементных растворах. Такие
растворы, будучи уложенными на камень, быстро отдают ему водуи,	потеряв подвижность, не могут создать кирпичу при кладке
равномерную постель.3.	Влияние возраста кладки и длительности пребывания
ее под нагрузкойПо мере твердения прочность раствора, а следовательно, и
кладки, увеличивается. Последнее может быть приближенно оце¬
нено по формулам 3 и 6, в которых = Ri,z » где R2H2 — предел
прочности раствора в возрасте z суток. При z<^90 суток и темпера¬
туре твердения 15—25° для кладки на цементных, смешанных и
известковых растворах значение R^2 определяется по данным
§ 2 гл. I.На рис. 27, а приведены кривые зависимости предела прочности
кладки из кирпича марки 100 от длительности твердения z растворов
марки 100, 25 и 4. Кривые (рис. 27, а) соответствуют такому слу¬
чаю, когда кладка твердеет без нагрузки. Как следует из этого
графика, прочность кладки, изготовленной на растворе марки 100,
быстро возрастает с увеличением г в раннем возрасте и медленно
в более поздние сроки. Прочность же кладки на растворе марки
4 возрастает более равномерно с увеличением возраста кладки.Из рис. 14, б видно, что иногда по прошествии некоторого
времени твердения раствора наблюдается «сброс» прочности. Это,
хотя и в меньшей степени, отражается и на прочности кладки при
сжатии (рис. 27, б). По этой причине рост прочности кладки после
одного — трех месяцев твердения при проектировании обычно не
учитывают (или учитывают только небольшую величину).В реальных конструкциях кладка непрерывно загружается собст¬
венным весом, перекрытиями, монтажной и полезной нагрузками,
начиная с ее нулевого возраста до достижения нагрузкой полной
величины. Действие равномерного сжатия несколько меняет усло¬
вия накопления прочности раствором и кладкой. Устансвлено,
что если в процессе длительного загружения нагрузка УУобж не.56
превышает нагрузки NTp (см. табл. 4), то эта Л^обж благоприятно
сказывается на прочности раствора и кирпичной кладки при сжа¬
тии (рис. 27, в). Если же No6.M>]\iT?1 то такая длительная нагрузка
в зависимости от ее величины приводит к большему или меньшему
снижению конечной прочности кладки Л/р.0бж.а)я” кГ/см2б) Npo[jm
NpU100,90.66-"*41/,ЧМтп/ч\кт5О 0,2 0,4 0,6 N0faРис. 27. Предел прочно¬
сти кладки в зависимос¬
ти от ее возраста и ве¬
личины длительной цен¬
трально сжимающей на¬
грузки:
а — из кирпича марки 100 в
,	зависимости от возр>ста'0	Z 2 суток при растворахMai ик 100,20 и 4 (кривые 7, 2, .?); б — «сброс» прочности в кирпичной клад¬
ке, вызванный «сбросом» прочности раствора; в — прочность кладок из кир¬
пича 4. природных камней 5 и прочность раствора 5 в зависимости от отно-^ обжсительной величины длительно действующей сжимающей нагрузки —^	Для кладки из природных камней повышение прочности при
No6}K<iNjp установлено значительно меньшим, чем для кирпичной
кладки, что связано с меньшей ролью в первом случае растворных
швов. Следует также заметить, что упомянутое повышение проч¬
ности кладки отмечается только для столбов малой гибкости, для
которых влияние продольного изгиба несущественно. На гибкие
элементы длительная нагрузка оказывает отрицательное влияние,
о чем более подробно будет сказано далее.4.	Влияние многократного действия нагрузкиВлияние повторности загружения на прочность кладки при
сжатии изучено недостаточно. Огыты ограничены испытанием кир¬
пичных образцов-столбов, изготовленных на смешанном растворе.
Эти образцы испытывались многократно увеличивающейся57
N max =0,65 Np, где Afp — разрушающая нагрузка при одно¬
кратном статическом загружении) и снижающейся (iVmin=0,16 Np)
нагрузкой; при этом в 1 мин производилось 500 повторений.
Все образцы, подвергнутые такому испытанию, разрушились тем
скорее, чем раньше появились в них первые трещины. Так, на¬
пример, если для разрушения образца, в котором первая трещина
появилась при нагрузке NwaXt потребовалось 690 000 повторений,
то для образца, у которого трещина возникла при N=0,22 УУр,
потребовалось всего 19000 повторений. Пользуясь данными этих
опытов, можно сделать предположение, что многократное действие
сжимающей нагрузки на кладку, имеющую трещину, обязательно
приведет к разрушению ее.5.	Влияние способа изготовления и качества кладкиРанее говорилось о том, что при кладке каменщик не может
обеспечить одинаковый прижим кирпича по всей его постели к
раствору, а также полное опирание кирпича на растворную пос¬
тель. Указанные обстоятельства являются причиной снижения
прочности кладки.Некачественное расстилание раствора в горизонтальных швах
сказывается и на прочности кладки из крупных блоков. Растворная
постель одного блока имеет очень большую площадь, поэтому
наличие на ее поверхности выступающих частей раствора может
вызвать большие местные напряжения и приведет к снижению
прочности на 25—30%.В 1938 г. Н. И. Кравчени (в б. ЦНИПС) провел опыты с вибри-
рованной кирпичной кладкой. Вибрация производилась поверх¬
ностным вибратором после каждых 2—4 рядов кладки, что повы¬
сило прочность кладки до 20%. В последние годы метод вибриро¬
вания кирпичной кладки усовершенствован Е. Г. Малышевым и
JI. Н. Пицкелем. Они установили, что применение вибрации при
оптимальных режимах и способах вибрирования позволяет в 2—
2,5 раза повысить прочность кладки по сравнению с величиной,
установленной нормами для невибрированной кладки. Повышение
прочности кладки в связи с вибрированием объясняется рядом
причин. Во-первых, оно улучшает заполнение раствором неровнос¬
тей опорной поверхности кирпича и обеспечивает заполнение раство¬
ром вертикальных швов кладки; во-вторых, приводит к быстрому
уплотнению растворного шва за счет ускоренного отжатия влаги
в кирпич, что сближает деформационные свойства (и особенно
коэффициенты поперечного расширения) кирпича и шва; в третьих,
за счет того же ускоренного отжатия влаги в кирпич снижаются
усадочные деформации раствора.Я. А. Измайловым и другими была предложена виброкаменная
кладка. Опыты ЦНИИСК и АзНИИСМиС показали, что в этом58
случае предел прочности при сжатии повышается примерно на
25%. Меньший эффект вибрирования объясняется в данном случае
меньшим влиянием качества растворных швов на прочность более
высоких камней (20 см) по сравнению с кирпичом, высота кото¬
рого в три раза меньше. Виб¬
рирование применяется и для
повышения прочности бутовой
кладки и бутобетона.Прочность вибрированных
кладок не зависит от квалифи¬
кации каменщика.На рис. 28 приведены гра¬
фики изменения предела проч¬
ности кирпичной кладки в за¬
висимости от предела прочности
раствора': вибрированной кладки
по опытам ЦНИИСК (кривая 4)\
не вибрированной, но выпол¬
ненной каменщиком высокой
квалификации (по тем же опы¬
там); не вибрированной — по
нормам, что соответствует работе
каменщика несколько нижесред¬
ней квалификации (кривая 1).6.	Влияние толщины горизонтальных швов
и формы кирпичаПрочность кирпичной кладки изменяется в зависимости от
толщины растворных швов. Повышение толщины шва улучшает
заполнение раствором всех неровностей кирпича и смягчает мест¬
ные напряжения, что положительно сказывается на прочности
кладки, особенно, если она выполняется из кирпича с неправиль¬
ными поверхностями. Однако повышение толщины шва приводит
к увеличению усилий, растягивающих кирпич, причем это увеличе¬
ние усилий тем больше, чем более деформативен применяемый
раствор. В зависимости от того, какой из рассмотренных эффектов
влияния толщины шва проявляется сильнее, прочность кладки
может повыситься или понизиться.В кладке из кирпича пластического прессования при растворах
выше марки 25 увеличение толщины шва от 5 до 25 мм приводит к
некоторому повышению прочности кладки, а при применении очень
деформативных растворов (например, известковых) наблюдается
заметное падение прочности.Прочность кладки из кирпича, имеющего форму правильного
параллелепипеда (например, кирпич пластического прессования),RK,кГ/см2Рис. 28. Зависимость предела проч¬
ности невибрированной (кривая 3)
и вибрированной (кривая 4) кладок
в одной из серий опытов, а также
по Нормам (кривые 1 и 2) при кир¬
пиче марки 12559
при тех же пределах прочности кирпича на сжатие и изгиб Bbirne
прочности кладки из кирпича, на поверхности которого имеются
искривления, выступы и т. д.7.	Влияние подвижности раствора и заполнения
им вертикальных швов кладкиПодвижность раствора влияет как на производительность труда
каменщика, так и на конечную прочность кладки. Увеличение под¬
вижности раствора облегчает каменщику кладку, так как требуется
меньший прижим кирпича, но на прочности кладки может сказаться
по-разному. Увеличение подвижности раствора может быть дос¬
тигнуто путем увеличения в нем содержания воды. При подвиж¬
ности раствора, соответствующей осадке стандартного конуса при¬
мерно 12 см, раствор хорошо заполняет неровности кирпича и
вертикальные швы в кладке, что приводит к повышению прочности
последней на 10—12% по сравнению с прочностью кладки, изго¬
товленной на растворах с осадкой конуса 7—8 см, когда хорошо
заполнить вертикальные швы раствором не удается. Увеличение
водоцементного отношения не снижает прочности и плотности
раствора в кирпичной кладке, так как при укладке на кирпич
последний быстро отсасывает из раствора воду в количестве, пре¬
вышающем водоудерживающие возможности раствора. Таким обра¬
зом, уже через несколько минут после укладки на кирпич водоце¬
ментные отношения растворов с начальной осадкой конуса 12 и
7 см оказываются одинаковыми.Увеличение подвижности раствора, достигаемое введением орга¬
нических пластификаторов, приводит к снижению плотности раство¬
ра и к повышению его деформативности. Введение пластифика¬
тора в количестве, снижающем плотность раствора больше чем
на 6%, не допускается, так как это приводит к развитию в кирпи¬
че очень больших горизонтальных усилий и, следовательно, к
значительному снижению прочности кладки.Применение для кирпичной кладки смешанных растворов с
повышенным водосодержанием (осадка конуса 12 см) при укладке
обеспечивает благоприятное сочетание его свойств, как для про¬
изводительности труда каменщика, так и для прочности кладки.
Для кладок других видов, оптимальная подвижность раствора
указана в гл. I § 2.Полное заполнение вертикальных швов раствором, достигаемое
при вибрировании кладки или при применении растворов с осадкой
конуса 12 см, обеспечивает увеличение прочности кладки как за
счет включения раствора этих швов в работу кладки на сжатие,
так и в связи с тем, что раствор в вертикальных швах препятствует
поперечным деформациям кирпича и уменьшает концентрацию на¬
пряжений, вызванную нарушением сплошности кладки в местах
вертикальных швов.60
1111 t к□
OH□□□^-rnLOrrnt-
□□□□□□□□□О□	<N»icS4mm1	1|_1□□—►—=□=□—►□□—►—□—□□□□□—<•-□□гл+-п“7^й!п\а□Тттт:Цт0□^Г-pito0щЙ£р~шспш ШПШРис. 29. Работа кладки из кам¬
ней правильной формы на рас¬
тяжение :
а — по неперевязанным сечениям (слу¬
чаи 1—4): б — по перевязанным сечениям
§ 13. ПРЕДЕЛ ПРОЧНОСТИ КЛАДКИ ПРИ РАСТЯЖЕНИИРастяжение в кладке возможно по неперевязанному и по перевя¬
занному сечениям.При растяжении кладки по неперевязанному сечению усилие
перпендикулярно горизонтальным швам, а трещина при разруше¬
нии располагается (рис. 29, а)\ 1—по плоскости соприкоснове¬
ния камня и раствора; 2—по раствору; 3—в пределах камня; 4—по
плоскости, проходящей через два или три перечисленных ранее
сечения.Прй растяжении кладки по перевязанному сечению, когда на¬
правление усилия N параллельно горизонтальным швам, тре¬
щина при разрушении проходит по одному из указанных ниже
сечений (рис. 29, б): по плоскому сечению 1—/, составленному
из камня и вертикальных растворных швов; по зубчатому се¬
чению 2—2 или ступенчатому сечению 3—3.1.	Растяжение кладки по неперевязанному сечениюВ большинстве случаев трещина при разрушении кладки по
неперевязанным сечениям проходит по плоскости соприкоснове¬
ния камня и раствора в горизонтальных швах, когда предел прочнос¬
ти определяется нормальным (т. е. перпендикулярным плоскос¬
ти шва) сцеплением между камнем и раствором, или по раствору,
когда предел прочности раствора при растяжении оказывается
меньше сцепления.Сцепление между камнем и раствором и сопротивление раствора
в швах кладки растяжению зависят от клеящей способности раст¬
вора и от полноты соприкосновения раствора с камнем.Последние определяются следующими факторами: а) пределом
прочности, составом, подвижностью и водоудерживающей спо¬
собностью раствора; б) конструкцией камня, его способностью
всасывать воду, состоянием поверхности камня, соприкасающейся
с раствором; в) режимом твердения (влажностью и температурой);г)	возрастом раствора при кладке и в момент испытания и др.Большая усадка цементных растворов в кладке вызывает зна¬
чительные усадочные напряжения, отрывающие на отдельных участ¬
ках соприкосновения раствор от камня, что часто сводит на нет вы¬
сокую клеящую способность таких растворов.По мере повышения содержания в смешанном растворе извести
или глины, что ведет к увеличению его водоудерживающей
способности, снижаются усадочные деформации в кладке и клея¬
щая способность раствора. Таким образом, для достижения высо¬
кого сцепления должно быть подобрано оптимальное содержание
в растворе цемента, пластификатора и песка.Большое значение для сцепления имеют подвижность раствора
и способность камня всасывать воду. Так, например, установлено,62
что увлажнение сухого обожженного кирпича, имеющего водопо-
глощение 12—14%, до влажности 4—8% при кладке его и приме¬
нение растворов с повышенным содержанием воды (с осадкой стан-
дар гного конуса 12 см и более) повышает прочность сцепления раст¬
вора с кирпичом в 2—3 раза (рис. 30). Увлажнение кирпича с низ¬
кой водопоглощаемостью, как и при применении чисто известковых
растворов, нецелесообразно, так как оно снижает сцепление.
Нецелесообразно также увлаж¬
нение некоторых видов природ¬
ных камней.Большего сцепления в клад¬
ке достигают вибрированием
ее при изготовлении. В этом
случае сцепление в кирпичной
кладке может быть доведено до
780—980 кн/м2 (8—10 кГ1см2),
в то время как максимальное
сцепление, предусматриваемое в
нормах проектирования, равно
~180 кн/м2 (1,8 кГ/см2).Учитывая, однако, малый
опыт применения и исследова¬
ния вибрированной клади,СНиП пока разрешает учиты¬
вать повышение сцепления в
такой кладке по сравнению с
невибрированнойтолько на 25%
и только для глиняного кир¬
пича.По нормам нормальное сцепление R*ц определяется только
в зависимости от предела прочности раствора при сжатии R\
кГ/см2 и примерно соответствует формуле*я» - —V кГ1смК	(10>1+ *5Причем, как показано на рис. 31, а, повышение сцепления
с возрастанием прочности раствора при R% >50 кГ/см2 не учиты¬
вается. Такая грубая оценка прочности сцепления R*ц вызвана
трудностью учета влияния на него всех перечисленных факторов,*	Для определения сцепления в кладках из некоторых видов камней
СНиП вводят поправки, учитывающие устойчивые отклонения их сцепления
от формулы 10. Так, например, сцепление раствора с силикатным кирпичом,
как правило, ниже, чем по формуле 10, что учитывается дополнительным
коэффициентом 0,7.0	ч	8	12 °/пОтносительная влажность
кирпичаРис. 30. Нормальное сцепление в од¬
ной из серий опытов с кирпичной
кладкой на цементно-известковом
растворе в зависимости от влажно¬
сти кирпича пластического прес¬
сования:1	— для раствора с осадкой конуса 12—13 с м;2	— то же, но при 7—9 см; 3 — то же, нопри 3—5 см.63
каждый из которых может существенно изменить величину R”ц »
подсчитанную по формуле 10. В связи с этим нормами запрещено
проектирование конструкций, прочность которых определяется
только нормальным сцеплением камня и раствора, в том числе и
конструкций, работающих на растяжение по неперевязанным швам.^ Ксц, кГ/см2RH
К2 1КГ/СМ16)Г*пер1-1ЯillсзГЭто, однако, не означает, что сцеплением можно не интересо¬
ваться при возведении каменных конструкций. Выше отмечалось,
что даже при осевом сжатии сцепление оказывает некоторое влияние
на несущую способность кладки (особенно для высоких элементов).Как мы увидим дальше, сцепление имеет существенное значение
для прочности кладки при внецентренном сжатии в случае больших
эксцентриситетов при сдвиге и изгибе. Очень важное значение
имеет сцепление для прочности кладки при воздействии на нее
динамических и ударных нагрузок от машин, а также сейсмических
воздействий при землетрясениях и т. д.64Рис. 31. Работа кладки на растяжение:а — нормальное сцепление в кладке из камней правильной формы; б — схема кформуле 12
2. Растяжение кладки по перевязанному сечениюПри плохом сцеплении раствора с камнем в случае растяжения
по перевязанным сечениям трещины проходят по горизонтальным
и вертикальным швам с образованием зубчатой или косой штрабы.
При подсчете сопротивления кладки растяжению по перевязанным
сечениям сопротивлением вертикальных швов пренебрегают, так
как в результате усадки и недостаточного заполнения швов раст¬
вором сцепление в этих швах часто бывает равно нулю. Таким
образом, если трещина проходит по шву, растягивающая сила
воспринимается только горизонтальными швами. Разрушению этих
швов препятствует сцепление	касательное к плоскостишва. Касательное сцепление зависит от тех же факторов, что и
нормальное /?£ .Из опытов„ _ н ^ 1,н	^ ,н1>3*СЦ<ЯСЦ < 2,5 #сц.По нормам 'R = 2R .	(11)СЦ	СЦ	' 7Сопротивление растяжению по перевязанным сечениям N*ep
при образовании трещины по штрабе подсчитывается как сумма
сопротивления срезу вдоль швов всех горизонтальных площадок
(рис. 31, б). Сопротивление срезу по одной площадке t=bdR]^i
а по п площадкам Nnep=2>t=nbdRc*. Обозначив глубину пе¬
ревязки 6, а высоту а и приняв, что	имеем Л^“ер=/гМ/?^н=
=vandR]c'*. Так как and» F (где F — площадь поперечного се¬
чения элемента), то N*ep=vFRlc'*. Разделив теперь обе части на F,
получим02)По формуле 12 определяется предел прочности кладки, выпол¬
ненной из камней правильной формы (рис. 31,6), причем этот пре¬
дел прочности зависит от величины касательного сцепления в клад¬
ке и системы ее перевязки. При цепной перевязке (а=Ь) и коэффи¬
циенте продольной перевязки v=l R*	® нормах при
6>а принято v = l, т. е. =R]C£- Для бутовой кладки, у
которой нет правильной перевязки, принимается v=0,7.При хорошем сцеплении, а также в случае применения низко¬
прочных камней трещина может быть не по штрабе, а по вертикаль¬
ному сечению, проходящему через вертикальные швы и камень.
В этом случае сопротивление кладки растяжению определяется
только сопротивлением камня. Таким образом, предел прочности3 Заказ № 93665
кладки при растяжении в случае разрушения по вертикальным
швам и камню может быть определен по формуле*П.К	(13>где /?раст «	—предел прочности кирпича при осевом рас¬тяжении;*"изг — предел прочности кирпича при изгибе, оп¬
ределяемый по формуле 2;
v' — коэффициент влияния вертикальных швовt Fht .v = !r;Fнт — площадь поперечного сечения за вычетом
вертикальных швов.В СНиП II-A. 10—62 (табл. 16) для случая нормальных про¬
дольных перевязок даны значения /?пнк, в которых уже учтен коэф¬
фициент v'.Центральное растяжение* кладки по перевязанным швам встре¬
чается при расчете круглых резервуаров, силосов и других соору¬
жений.§ 14. ПРЕДЕЛ ПРОЧНОСТИ КЛАДКИ ПРИ СРЕЗЕТак же, как и при растяжении, в кладке из камней правильной
формы возможны два случая: 1) по неперевязанным сечениям,
когда срезывающая сила параллельна горизонтальным швам и
2) по перевязанным сечениям, когда сила перпендикулярна гори¬
зонтальным швам.При срезе кладки по неперевязанным сечениям (рис. 32, а) предел
ее прочности определяется по закону Кулона (рис. 32, в), согласно
которому«.и	л НR = R + /а ,	(14)Ср	сц 1 ' о	' 'где RI ” — касательное сцепление по формуле 11;/ — коэффициент трения в швах из сплошного кирпича
и камней правильной формы, равный 0,7; для кладки
из пустотелого кирпича и камней с вертикальными
пустотами /=0,3;
о"—среднее нормальное напряжение сжатия при наимень¬
шей продольной нагрузке.При отсутствии нормальных сжимающих напряжений (оо-^О)=#',Н.	(15)ср	сц	' 7€6
При срезе кладки по перевязанным сечениям (рис. 32, б) ее
предел прочности Rcв табл. 16СНиП II-A. 10—62 принимается
равным пределу прочности камня при срезе Rcр.к (т. е. Rcр.п =
= ^ср.к) без введения коэффициента, учитывающего ослаблениеа)	б0нпжипжшIIг1... 		_xJ I	ItfflTTTfltlltfiе>J тJб" !Рис. 32. Срез кладки из камней правильной формы:а — по неперевязанным сечениям; б — по перевязанным сече¬
ниям; в— к формуле 14вертикальными швами. Поэтому расчет в данном случае произво¬
дится не по полному сечению, как при растяжении, а по факти¬
ческому сечению камня (по сечению кладки за вычетом вертикаль¬
ных швов).§ 1F. ПРЕДЕЛ ПРОЧНОСТИ КЛАДКИ ПРИ МЕСТНОМ СЖАТИИРанее был рассмотрен случай работы кладки при центральном
сжатии, когда напряжения распределялись равномерно по всему
сечению. На практике же часто встречаются случаи, когда сжимаю¬
щие напряжения действуют только на части сечения, а остальная
часть этого же сечения остается совсем без напряжений (рис. 33, а)
или подвержена воздействию меньших напряжений (рис. 33, б).
Такой случай работы кладки называется местным сжатием (или
смятием). Предел прочности загруженной части кладки при мест¬
ном сжатии, как показали опыты, выше предела прочности кладки
при равномерном сжатии, причем он тем выше, чем меньше пло¬
щадь смятия Feu по сравнению с расчетной площадью сечения F.67
Незагруженная или менее загруженная часть кладки в этом случае
оказывает сопротивление поперечным деформациям загруженной
части, что и приводит к повышению предела прочности последней.JimГ II II
П II□□с□СИЕИ(ШИШЕ!Рис. 33. Местное сжатие кладки:а — напряжения только на части сечения; 6 — часть се¬
чения подвержена большим напряжениямПредел прочности загруженной части определяется по формуле<*'*'■ <|6>
где RH—предел прочности кладки при равномерном по всему се¬
чению сжатии;ф' — коэффициент, величина которого в зависимости от вида
кладки, возраста ее при загружении и вида загружения
находится в пределах l-i-2*.§ 16. ДЕФОРМАЦИИ КЛАДКИ ПРИ ЦЕНТРАЛЬНОМ СЖАТИИЗависимость между напряжениями о и относительными дефор¬
мациями кладки Е в отличие от аналогичной зависимости для тел,
подчиняющихся закону Гука, криволинейная (рис. 34). Кладка
состоит из двух материалов: раствора, имеющего криволинейную
зависимость деформаций от напряжений, и камня, Зависимость
деформаций которого от напряжений для многих видов камней
(все виды обожженных камней, природные камни и др.) близка
к линейной. Таким образом, криволинейность зависимости дефор¬
маций кладки от напряжений можно было бы прежде всего объяс¬
нить наличием этих свойств у раствора. Следует, однако, учесть,
что при напряжениях c<0,4-f-0,5 #2 график деформаций раствора
еще мало отклоняется от прямой и поэтому при применении раст¬
воров, предел прочности которых R% значительно выше предела
прочности кладки RH, такое объяснение не является исчерпываю¬*	Более подробно о коэффициенте <]/ будет сказано в гл. V.68\
щим. Следует полагать, что криволинейность графика деформаций
кладки, кроме свойств раствора, вызвана постепенным разруше¬
нием ее составляющих, что соответственно снижает жесткость
кладки, а также в связи с местной концентрацией напряжений на
отдельных участках контактных прослоек между раствором и кам¬
нем в швах.Опытами установлено, что в кладках на цементных и смешан¬
ных растворах основная доля деформаций происходит не за счет
деформаций камня и
раствора, а за счет тон¬
ких контактных про¬
слоек между ними (см.
рис. 23, а). В этих прос¬
лойках не обеспечивает¬
ся равномерное рас¬
пределение напряжений.Воспринимая нагрузку
по отдельным площад¬
кам, раствор подверга¬
ется местным деформа¬
циям, что в значитель¬
ной степени и определя¬
ет общую деформатив¬
ность кладки.Таким образом, в
кладках, изготовлен¬
ных на цементных и
смешанных растворах с большим содержанием цемента, деформации
в основном зависят не от толщины растворных швов, а от их коли¬
чества, поскольку последнее определяет количество контактных
прослоек.Известковые и глиняные растворы, а также смешанные растворы
с малым содержанием цемента имеют более полное соприкоснове¬
ние с камнем и поэтому толщина таких швов в несколько большей
степени определяет деформации кладки.Как известно, модуль деформаций Е материалов с криволинейной
зависимостью между деформациями Е и напряжениями о равен
тангенсу угла ф наклона касательной к кривой в точке, соответст¬
вующей напряжениям о,в- !«♦=!•	(17)Проф. Л. И. Онищик предложил для модуля деформаций
следующую эмпирическую формулу:£“Ч1-ЙТ <|8)Рис. 34. Продольные деформации кладки
в зависимости от напряжений69
При о=0 Е=Е0=tg ф0, где Е0 — начальный модуль деформаций
кладки, равный тангенсу угла наклона касательной к кривой де¬
формаций в точке, соответствующей началу координат.При a=R' Е=0, т. е. материал приобретает свойства идеально
пластичного тела, когда при некоторой величине напряжений
его деформации увеличиваются без увеличения напряжений.В каменной кладке такое состояние пластичности при обычных
условиях нагружения не может быть достигнуто вплоть до разруше¬
ния кладки (т. е. до a=RH). Таким образом, /?'>/?“ представляет
условные напряжения, при которых £0=0 (аналогичные при нагру¬
жении мягкой стали ее пределу текучести). Из многочисленных опы¬
тов установлено, что /?' = 1,1 Rи. Показатель степени k зависит
от вида раствора и камня, применяемых для кладки.Из формул 17 и 18 имеем'-цф-Решение интеграла оказывается достаточно простым при k=l
и весьма сложным при k=f= 1, поэтому в расчетах принимают k=\.
Учитывая эту величину и пользуясь формулой 18, получаемтН- <20)интегрируя правую часть равенства 19 при k=\ и /?' = 1,1, имеем«--тгЦ'-шО- <21)Продольные деформации кладки в зависимости от напряжений
показаны на рис. 34.Опытами установлено, что начальный модуль деформаций про¬
порционален пределу прочности кладки RHЕ0 = aRн.	(22)Для различных групп растворов и различных видов кладок
опытами определены величины а, называемые упругой характерис¬
тикой кладки. Для некоторых видов кладок коэффициенты а при¬
ведены в табл. 8.В кладках из крупных блоков швов между камнями немного,
поэтому в таких кладках и форма кривой и величина деформаций
уже заметно зависят от деформационных свойств самих блоков.
Однако деформации бетона (так же, как и раствора) связаны с на¬
пряжениями криволинейной зависимостью, поэтому кладка из бе¬
тонных блоков также подчиняется приведенной ранее зависимости
(21). Иногда (например, при применении пенобетонных блоков)70
Таблица 8Вид материала для кладкиУпругая характеристика кладки а
при марках раствора200—2510420Из крупных блоков, изготовленных из
тяжелого и крупнопористого бетона на тя¬
желых заполнителях и из тяжелого при¬
родного камня 	15001000750750500Из тяжелых природных и цементных бе¬
тонных камней и бута 	15001000750500350Из крупных блоков, изготовленных из
легкого бетона, силикатного бетона, из ав¬
токлавного ячеистого бетона, крупнопорис¬
того бетона на легких заполнителях, лег¬
кого природного камня	750750500500350Из керамических камней и кирпича гли¬
няного пластического прессования обыкно¬
венного и пустотелого, легкобетонных кам¬
ней и легких природных камней 	1000750500350200Из кирпича силикатного 	750500350350200Из кирпича глиняного полусухого прес¬
сования обыкновенного и пустотелого . . .500500350350200Примечания:1.	Величины а для кладки из глиняного и силикатного кирпича распространяются на
виброкирпичные панели и блоки.2.	Для бутобетона а=1£00.3.	Для кладки на легких растворах значения упругой характеристики а применяются
по табл. 8 с коэффициентом 0,7.полезна замена коэффициента 1,1 на несколько большую величину
(для пенобетонных блоков — на 1,75). Деформации кладки из
невибрированных кирпичных блоков такие же, как и обычной
кирпичной кладки. Кривая деформаций вибрированных кирпич¬
ных блоков, виброкирпичных и виброкаменных панелей прибли¬
жается к прямой (что может быть оценено заменой коэффициента
1,1 на 2,5—3). Приближение к линейной зависимости для вибриро¬
ванных кладок обусловлено улучшением контакта кирпича и
раствора, при котором влияние контактных прослоек снижается.Таким образом, для более точного описания деформаций кла¬
док взамен формул 20 и 21 можно записать£ = £0(	(20а)^ = _ ц£0 1П(1	^21а)где р. — коэффициент пластичности, зависящий от вида кладок
и панелей.71
Изменение величины |х отражается и на величине а. В этом
случае данными табл. 8 пользоваться, строго говоря, нельзя.Если загрузить кладку до напряжения сА </?н (рис. 35, а),
а затем разгрузить, то длина элемента не полностью восстановится —
мы зафиксируем остаточную деформацию Епл. Повторяя затем
многократно нагрузку до достижения напряжения оА и разгру¬
жая элемент, мы будем наблюдать увеличение Епл. При условии
аА <С°тр (напряжение, при котором появляются в кладке первые
трещины) прирост остаточных деформаций быстро прекращается.Рис. 35. Относительные деформации кладки при
повторных нагрузках (слева) и длительном воздействии
постоянных нагрузок (справа): т —длительность выдер¬
живания под нагрузкойТангенс угла наклона кривой разгрузки <рр характеризует модуль
деформаций при повторных нагрузках £р. При указанном выше
ограничении напряжений модуль деформаций при повторных на¬
грузках £р очень близок начальному модулю деформаций Е0.В отличие от стали полные деформации каменной кладки при
любой величине напряжений, кроме упругих дефэрмаций £у,
включают неупругие деформации Ену5	= Sy + S., = E((l + ^) = ^-(l+|f)-4^. (22а)
где	7j = 1 + .	(23а)Y) — коэффициент, характеризующий неупругие деформации
кладок.Упругие деформации кладок определяются по закону Гука.
Модуль упругих деформаций Еу (модуль упругости) может быть,
так же, как и модуль разгрузки Ер (при оА <отр), принят равным
начальному модулю полных деформаций Е0Еу = Ер = Е0.	(24)72
Если кладку сжать до напряжений ообж и оставить последние
в течение более или менее длительного срока неизменными, то
увеличение деформаций, несмотря на отсутствие роста напряжений,
будет продолжаться. Явление увеличения деформаций кладки
во времени при постоянной величине напряжений называется
ползучестью, а соответствующие деформации — дефор¬
мациями ползучести Еплз. На рис. 35, б показаны кривые дефор¬
маций ползучести кирпичной кладки при напряжении аобж<атр
и при аобж«0,8—0,9 Rн.Основные деформации ползучести кладки развиваются в началь¬
ный период после нагружения. В последующем, если аобж<отр,
прирост Еплз заметно затухает и через 3—5 лет почти прекращается.При таких напряжениях неупругие деформации кладки вызва¬
ны только ползучестью«ну = &плз-	(24а)В этом случае величина деформаций ползучести £плз прямо
пропорциональна величине действующих напряжений о£Плз = АО.	(246)Пользуясь 23а ^ и 24а,б, получимт| = 1+Л£0,	(25)где А — величина, зависящая от возраста кладки, длительности
воздействия нагрузок, вида материалов, использованных
для кладки, и т. д.Если предположить, что кладка быстро загружается в месячном
возрасте (/н=30 суш), после чего аобж<атр остаются неизменными,
то по прошествии 3—5 лет величина А меняется очень мало. Практи¬
чески можно считать, что к этому времени она достигаетсвоего предельного значения Л, которое для кладки из кирпича0,9 . 1,2пластического прессования составляет —^—:—ft—. Для этих усло-
вий, как следует из 25, предельная величина r\= 1,9-^2,2. При
увеличении или уменьшении tH величины Лит] соответственно
уменьшаются или увеличиваются. Изменяется А и при изменении
закона приложения напряжений. В СНиПе допускается упрощен¬
ный подход к определению tj, полагая его предельную величину
независимой от /н и закона изменения о.СНиП рекомендует следующие величины предельных г\:для кладки из керамических камней и глиняного кир¬
пича 	 2,2для кладки из крупных блоков и камней тяжелогобетона		 2,8для кладки из силикатного кирпича, силикатобетонных .и легкобетонных блоков	 3для кладки из автоклавных ячеистобетонных блоков .
и камней			3,573
При получении неблагоприятных результатов расчета с учетом
меньших т] приведенные выше величины г\ уменьшаются на 25%.При напряжениях аобж>отр начинается заметное нарушение
структуры материала, а рост неупругих деформаций обгоняет
рост напряжений и тем больше, чем больше ообж превышает отр;
линейная зависимость (24, б) нарушается — наступает область
нелинейной ползучести (рис. 36, а).О6toflбзоа1,751,51,25W4750,5Ц25*Ym*fa/'■ < ■ > j	1			1О 20 т 60 80 100zoo	зооГ* tn~30, суткиРис. 36. Деформации кладки (упругие и неупругие) в зависимости
от напряжений (а), изменения напряжений в арматуре и кладке в
связи с ползучестью^:1 — кладка; 2 — арматура; /я — текущий возрастПри аобж=0,8-Ч),9/?н, когда ' кладка находится в третьей
стадии своей работы, затухания деформаций во времени не проис¬
ходит, деформации ползучести накладываются на деформации,
связанные с постепенным разрушением кладки, и интенсивно
возрастают вплоть до полного ее разрушения.Свойствами ползучести кладка в основном обязана ползучести
раствора и прежде всего участкам, расположенным в зоне соприкос¬
новения с камнем, где раствор подвергается высоким (местным)
напряжениям (и где поэтому, как следует из 246, наиболее высо¬
кие деформации ползучести), развивающимся в связи с неполным
соприкосновением раствора с камнем. При вибрировании дости¬
гается более полное соприкосновение камня с раствором, чем при
обычной кладке, и поэтому в контактной прослойке между камнем
и раствором местные напряжения значительно меньше, что и при¬
водит к соответствующему снижению деформаций ползучести. Де¬
формации ползучести вибрированной кирпичной кладки примерно
вдвое меньше, чем невибрированной (при равных напряжениях).Структура твердеющего вяжущего включает кристаллический
сросток и гелевую студнеобразную часть, способную к вязкому
деформированию.Последняя и является причиной ползучести цементного камня.
Кристаллический же сросток, наоборот, препятствует развитию74
ползучести; поэтому, чем больше его по отношению к гелевой части,
тем меньше деформации ползучести. Соотношение гелевой части
и кристаллического сростка зависит от минералогического состава
вяжущего.По мере твердения в цементном камне кристаллический сросток
увеличивается за счет геля и поэтому с увеличением возраста
цементного камня, а следовательно и раствора, способность
к ползучести раствора снижается.Деформации ползучести камней, особенно обожженных, мень¬
ше, чем раствора. С ползучестью обожженных камней (кирпича,
керамики) практически можно не считаться. Ползучесть камней,
изготовленных с применением вяжущего (бетонные и силикатные
камни и др.), более ощутима. Отмечаются значительные деформа¬
ции ползучести силикатного кирпича и выполненной из него
кладки.Ползучесть кладки в одних случаях благоприятно сказывается
на поведении конструкций (ранее мы отмечали повышение проч¬
ности кладки в связи с ее длительным сжатием), в других вызывает
неприятные последствия. Последнее может иметь место в том слу¬
чае, когда кладка работает в гибких элементах совместно с другими
материалами, не обладающими свойством ползучести (например,
при нормальных температурах — со сталью), или с материалами,
деформации ползучести которых малы (при сочетании сильно дефор¬
мирующейся во времени кирпичной кладки и мало деформирующей¬
ся керамической облицовкой). С развитием деформаций ползучести
происходит перераспределение установившихся при загружении
напряжений — разгружаются материалы с большей ползучестью
и догружаются материалы, обладающие меньшей ползучестью.
Напряжения в последних могут превысить предел их сопротив¬
ления, что и приведет к более или менее серьезным повреждени¬
ям конструкций.Иллюстрацией сказанному могут служить приведенные на
рис. 36, б кривые изменения напряжений в арматуре и кладке
продольно армированного столба при осевом сжатии постоянной
нагрузкой (а30 а и озо.к обозначены напряжения в кладке и арма¬
туре в момент загружения столба в возрасте 30 сут> а о/ а и
a^K— напряжения через tn—30 суш после загружения).Кроме деформаций ползучести, в кладке во времени развивают¬
ся деформации усадки. Наибольшей усадкой отличаются кладки
на цементных растворах и наименьшей — на известковых. Сили¬
катный кирпич и бетонные камни особенно в молодом возрасте
обладают значительно большей усадкой, чем обожженные камни,
что отражается и на усадочных свойствах кладки.При кладке из обожженного кирпича на смешанных или из¬
вестковых растворах деформации усадки составляют примерно
V10 деформаций ползучести.75
При испытании загрузка образцов осуществляется ступенями
с интервалами 3—5 мин, необходимыми для снятия отсчетов по
приборам.При этом развиваются деформации ползучести, зависящие
от режима испытания.Таким образом, неупругие деформации зависят не только от
величины напряжений, но и от фактора времени. Следовательно,
и формулы 20 и 21, строго говоря, позволяют получить зависимость6	от о только при определенном, принятом в опытах, режиме загру-
жения кладки и, конечно, могут давать значительные отклонения
в реальных условиях загружения конструкций.Однако упомянутые формулы позволяют получить следующие
важные для практических расчетов характеристики кладки:а)	£0, £р и £у, которые не зависят или мало зависят от режима
загружения;б)	величины текущих и предельных при разрушении кладки
деформаций в опытном режиме загружения, позволяющие сопо¬
ставить деформационные способности кладок, изготовленных из
различных видов камней, растворов и т. д.Модуль деформаций каменной кладки для расчета конструкций
принимается:а)	при определении деформаций элементов для подсчета усилий
в статически неопределимых рамных системах, периода колебаний
каменных конструкций, для расчета по второму предельному со¬
стоянию и так далее по формуле£ = 0,8£0; (26)б)	при определении усилий в кладке, рассматриваемой в пре¬
дельном состоянии сжатия (например, при местном сжатии в мес¬
тах опирания и т. д.); при условии, что деформации кладки опре¬
деляются или ограничиваются совместной работой с элементами
конструкций из других материалов (например, для определения
усилий в затяжках сводов и т. д.)Е = 0,5 £0.	(26а)
ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ§ 17. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА КАМЕННЫХ
И БЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПО МЕТОДУ
ПРЕДЕЛЬНЫХ СОСТОЯНИЙПредельными называются такие состояния конструкции, при
которых эти конструкции перестают удовлетворять предъявляе¬
мым к ним эксплуатационным требованиям.В общем случае расчет предусматривает возможность возникно¬
вения трех видов предельных состояний.Первое предельное состояние (по несущей способности —
прочности, устойчивости и выносливости) наступает, когда конст¬
рукции теряют способность сопротивляться внешним воздействиям.
Пример внецентренно сжатого элемента, рассчитываемого по
первому предельному состоянию, показан на рис. 37, а. Все бетон¬
ные каменные и армокаменные конструкции должны быть прове¬
рены по этому предельному состоянию.Проверка конструкций по второму предельному состоя¬
нию (деформациям) производится в следующих случаях: а) при
расчете армокаменных перекрытий для проверки их прогиба
(рис. 37, б)\ б) при проектировании каменных и армокаменных
конструкций, несущая способность которых недостаточна для вос¬
приятия различных нагрузок; последние передаются на другие
поддерживающие или несущие кладку более прочные конструкции.
На рис. 37, в показана самонесущая кирпичная стена, она проекти¬
руется так,чтобы она могла самостоятельно воспринять только верти¬
кальные нагрузки, горизонтальные же (например, ветровые) на¬
грузки с помощью связей передаются со стены на поперечные сталь¬
ные или железобетонные рамы сооружения. Благодаря наличию
связей горизонтальные перемещения стены и поперечной рамы
одинаковы. Поэтому поперечные рамы должны быть рассчитаны
не только по прочности, но и по деформациям с тем, чтобы возникаю¬
щие в них при действии ветра (или других нагрузок) горизонталь¬
ные перемещения не превышали таких величин, при которых в
кладке могут возникнуть трещины, недопустимые при нормальных
условиях эксплуатации сооружения. Таким образом, при расчете
стены должны быть определены предельные деформации, которые
при данном виде загружения гарантируют кладку от появления77главаIV
в ней трещин. Расчетом же поперечной рамы устанавливается ее
жесткость, при которой горизонтальные перемещения рамы f будут
меньше (или равны) расчетных предельных деформаций горизон¬
тальных перемещений) стены [/].а) I nШШ/////,А	Я^ИЖЖИННМНX 7/\	zLт777	1 4	7777772) | N	д) J/V3dbd777777777777.Рис. 37. Примеры, иллюстрирующие случаи расчета по трем
предельным состояниям:
а — по несущей способности — разрушение сжатой зоны кладки при внецент-
ренном сжатии, условие прочности N < [N]; б — по деформациям — прогиб
армокаменного перекрытия f ограничивается условием f < [f]; в — по де¬
формациям — перемещения верха колонны f должны быть не больше рас¬
четного перемещения [f] верха самонесущей стены: / — стена; 2 — стой¬
ка; 3 — связь каркаса; г — по образованию или раскрытию трещин,
величина раскрытия трещин Д должна быть не больше [Д];
д — по образованию или раскрытию трещин при расчете по условным крае¬
вым растягивающим напряжениям, исключающим необходимость определения
Д, при внецентренном сжатии ставится условие N < [-/VJТ р е т ь е предельное состояние (по образованию или рас¬
крытию трещин) для конструкций, в которых по условиям эксплуа¬
тации образование трещин не допускается или их раскрытие должно
быть ограничено. К третьему предельному состоянию относится,
например, случай внецентренного сжатия неармированной кладки
при больших эксцентриситетах продольной силы. Хотя прочность
кладки при этом и определяется сжатой зоной, однако, если допус¬
тить большие деформации кладки в растянутой зоне, в ней возник¬
нут глубокие трещины, часто недопустимые по эксплуатационным
соображениям и опасные в результате сильного развития поперечных
деформаций (рис. 37, г и д). Расчет по третьему предельному со¬78
стоянию особенно важен в тех случаях, когда кладка служит ограж¬
дением для жидкостей.Возможность достижения того или иного предельного состояния
зависит от: а) внешних нагрузок и других воздействий, вызываю¬
щих напряженное состояние конструкции; б) качества и механиче¬
ских характеристик материалов; в) общих условий работы конст¬
рукции, условий ее изготовления и т. д.Нагрузки и воздействия подразделяются на постоянные и вре¬
менные. Постоянными называются такие нагрузки и воз¬
действия, которые при строительстве или эксплуатации сооруже¬
ния действуют постоянно (собственный вес конструкций и грунта
и т. п.). Временными называются нагрузки или воздейст¬
вия, которые в отдельные периоды строительства и эксплуатации
сооружения могут отсутствовать (например, нагрузки на перекры¬
тиях и покрытиях от оборудования, снега и т. п.).Временные нагрузки в зависимости от длительности их действия
делятся на длительные, кратковременные и особые. Длитель¬
ные нагрузки действуют продолжительное время (например, на¬
грузки в помещениях книгохранилищ, вес стационарного оборудо¬
вания, нагрузки на перекрытия в залах и фойе театров, где
из-за скопления людей возможно частое появление нагрузок,
близких к нормативной интенсивности, а также в случаях,
когда вес оборудования на перекрытия жилых или общественных
зданий преобладает, и т. д.). Кратковременные нагрузки
действуют непродолжительное время (например, нагрузки от
подъемно-транспортного оборудования, ветра, снега, людей, мебе¬
ли, легкого оборудования и т. п.). Особыми нагрузками
называются такие, которые возникают в исключительных случаях
(например, сейсмические, воздействия просадок основания, ава¬
рийные и т. п.).Нормы устанавливают наибольшие величины нагрузок и воз¬
действий — нормативные нагрузки Нн> возникающие
при нормальной эксплуатации сооружения.Коэффициенты, учитывающие изменчивость нагрузок или от¬
ступления от условий нормальной эксплуатации, в связи с чем
действительные нагрузки могут изменяться в неблагоприятную
сторону (большую или меньшую) от нормативных, называются
коэффициентами перегрузки п. Величина коэффициента перегруз¬
ки зависит от вида и сочетаний нагрузок. Возможны три вида
сочетания нагрузок: основные, дополнительные и особые.Основные сочетания нагрузок состоят из постоянных
и временных длительных и одной из возможных кратковременных,
наиболее опасных для рассматриваемого сечения, элемента или
всей конструкции.Дополнительные сочетания нагрузок состоят из на¬
грузок, входящих в основные сочетания с добавлением остальных
кратковременных нагрузок. Особые сочетания нагрузок со¬79
стоят из постоянных, временных длительных, возможных кратко¬
временных и одной из особых нагрузок.При дополнительных и особых сочетаниях для кратковремен¬
ных нагрузок вводится к основным коэффициентам перегрузки
дополнительный коэффициент сочетания нагрузок: при дополни¬
тельных сочетаниях sfl.c= 0,9; при особых s0.c =0,8 (кроме слу¬
чаев специально оговоренных в СНиПе).Произведения нормативных нагрузок на соответствующие им
коэффициенты перегрЛзок называются расчетными на¬
грузками, т. е. Н=пНн.Прочностные характеристики материалов, получаемые из опы¬
тов, проводимых согласно ГОСТам или правилам испытаний, и
принятые в нормах, называются нормативными сопро¬
тивлениями /?". В качестве нормативных сопротивлений
бетона и каменных кладок принимаются их среднеэксперименталь¬
ные пределы прочности. Возможное снижение прочности материа¬
лов, связанное с естественным разбросом их механических свойств,
учитывается коэффициентом однородности k.Изменчивость прочности материалов зависит от вида материа¬
лов, совершенства технологии изготовления, а также от вида на¬
пряженного состояния. Она устанавливается на основании много¬
численных испытаний образцов.Нормативное сопротивление кладки на основании испытания t
образцов может быть найдено по формулеr.-^±^15L,	(27,где ■/?"> ••• I R* — прочностные характеристики отдельныхиспытанных образцов.Отклонения прочности отдельных образцов от среднейАх =	Д2 =	...;(28)Д( = #н — R" ■При этом среднеквадратическое отклонение (стандарт) составит
^+ (29)В случае, если прочностные характеристики отдельных образ¬
цов распределяются по так называемому нормальному закону
распределения, графически представленному на рис. 38, то,
пользуясь математическим выражением этого закона, можно уста¬
новить, что предел прочности, меньший нормативного сопротивле¬
ния на За, может встретиться только у одного образца из 1000.во
Рис. 38. К определению kx по фор¬
муле 31В СНиПе принято считать величину—За	(30)за возможный минимальный предел снижения прочности материала
с вероятностью большего снижения 1/1000. Разделив левую и
правую часть на R", получим коэффициент= =	(31)Коэффициент однородности kx определяется по формуле 31,
а также на основании опыта проектирования. В качестве примера
рассмотрим определение кг для кирпичной кладки, подвергнутой
сжатию. Для этого случая а=0,09 RH (установлено на основании
испытания более 700 образцов), тогда kx=\—3 • 0,09=0,73.Как было показано ра¬
нее, на прочность кладки
оказывает влияние квалифи¬
кация каменщика. Возмож¬
ное снижение прочности за
счет невысокой квалификации
каменщика оценивается коэф¬
фициентом k2=0$. Коэффи¬
циентом kз=0,9 учитывается
возможное отклонение раз¬
меров реальных конструк¬
ций от проектных, отклоне¬
ние осей стен и столбов от
вертикали и т. д. Марки
камня и раствора определя¬
ются систематическим испытанием образцов в лабораторных
условиях. В реальных условиях количество испытаний
образцов камня и раствора меньшее, что тоже может
сказаться на правильности оценки расчетных характеристик и
учитывается коэффициентом &4=0,85. Произведение всех упомя¬
нутых коэффициентов дает принятый в СНиПе коэффициент одно¬
родности для сжатой кирпичной кладки^ ^ ^ - 0,5»Ранее было отмечено, что показатели прочности кладки при
изгибе, растяжении и срезе отличаются большой изменчивостью.В СНиПе это обстоятельство учитывается снижением коэффи¬
циента однородности, который для этого случая принят равным0,45. Для сжатой кладки из некоторых видов крупных блоков
feK=0,4-f-0,45 и для виброкладки 6К=0,4.Коэффициенты однородности цементных бетонов при сжатии
(осевом и при изгибе) приняты при проектной марке <100 /?б.с=0,5;
100-г-200 кб.с =0,55, а при марке бетона >250 /гКб.с=0,6. Так же,
как и для кладки, коэффициенты однородности для бетона при81
растяжении k6.v меньшие, чем при сжатии; для бетонов марки
<^200 &б.р=0,45. Для горячекатаной арматуры из Ст. AI и
All = и из проволоки 0,8.Сопротивления материалов /?, определяемые как произведение
нормативных сопротивлений R" на коэффициенты однородности k,
называют расчетными сопротивлениями.В предыдущем издании СНиПа все коэффициенты условий
работы т вводились в явном виде в расчетные формулы. В
новом издании СНиПа с целью упрощения записи формул некото¬
рые коэффициенты т учтены непосредственно в величинах расчет¬
ных сопротивлений. Так, в расчетные сопротивления бетона при
расчете прочности бетонных конструкций включен коэффициент
условий работы тб=0,9.Ряд коэффициентов условий работы вводится в виде примечаний
к таблицам расчетных сопротивлений или в соответствующих па¬
раграфах норм. Так расчетные сопротивления сжатию /?пр и /?из
бетона, изготовленного на бетонных заводах или бетонных узлах
с применением автоматического или полуавтоматического дозиро¬
вания составляющих, разрешается умножать на коэффициент т6 =
= 1,1 при условии, что повышение прочности будет подтверждено
систематическим контролем коэффициента однородности.При бетонировании панелей и других изделий в вертикальном
положении (например, в кассетах) наблюдается пониженная проч¬
ность бетона в верхней части форм по сравнению с прочностью ниже¬
расположенного бетона, что связано с менее частым вибрированием
верхней части, меньшим в этом месте пригрузом бетона, поэтому
при расчете прочности бетонных центрально и внецентренно сжа¬
тых элементов, бетонируемых в вертикальном положении, значе¬
ния расчетных сопротивлений бетона сжатию /?пр и /?из умножают¬
ся на коэффициент т6 =0,85.При расчете прочности стеновых панелей для простенков с
площадью сечения менее 0,1 м2 величины расчетных сопротивлений
бетона сжатию /?пр и Яиз умножаются на коэффициент тб =0,8.
Этот коэффициент учитывает относительно большую опасность
отклонения действительных характеристик (размеров сечения и
т. д.) бетона от принятых в расчете для малых сечений, чем для
больших сечений.Аналогичное снижение расчетных сопротивлений для малых
сечений предусматривается нормами для каменных и армокамен-
ных конструкций. Так, при проверке прочности столбов и про¬
стенков с площадью сечения 0,3 м2 и менее расчетные сопротивле¬
ния кладки умножаются на коэффициент условий работы ат?к=0,8.
Опыты со столбами круглого сечения, выполненными из специаль¬
ного кирпича, обеспечивающего хорошую перевязку швов, пока¬
зали более благоприятные для прочности условия работы таких
ссчений по сравнению с прямоугольными. Однако в случае приме¬
нения обыкновенного кирпича для создания перевязки его прихо¬82
дится подвергать большой обрубке и устраивать в отдельных
местах кладки широкие вертикальные швы, что уже вызывает
значительное снижение ее прочности (особенно при растворах
низкой прочности). В связи с этим при расчете каменных элемен¬
тов круглого сечения, выполняемых из обыкновенного (не ле¬
кального) кирпича, необходимо использовать коэффициент тк=0,6.Учитывая кратковременность состояния сооружения в стадии
его возведения, нормы допускают при проверке прочности незакон¬
ченного сооружения (кроме выполненного из виброкирпичных па¬
нелей), а также при проверке прочности в стадии оттаивания зим¬
ней кладки, вводить коэффициент условий работы кладки тк=
= 1,25. При расчете кладки, выполненной методом замораживания,
учитываются дополнительные коэффициенты <1, о которых будет
сказано в гл. X.Нормами допускается также при расчете конструкций на на¬
грузки, которые будут приложены после длительного периода
твердения кладки (бэлее года), использовать следующие коэффи¬
циенты: /як = 1,1 —для кладки, работающей на сжатие; тк=1,2 —
для кладки, работающей на растяжение, изгиб и срез, когда ее
сопротивление определяется силами сцепления раствора с камнем
в швах при цементно-известковых растворах; тк=1,1— то же,
при цементно-глиняных растворах. При нормальных условиях
прочность кладки в процессе длительного твердения может по¬
выситься больше, чем предусмотрено этими коэффициентами. Одна¬
ко, учитывая возможность отмеченного ранее «сброса» прочности,
следует учитывать повышение прочности с известной осторожностью.
Особенно это следует делать для случая, когда прочность опреде¬
ляется сцеплением; возможность принятия тк=1,2 в каждом
частном случае требует обоснования.Как для кладки, так и для бетона приведенные коэффициенты
условий работы (часть из которых здесь не приведена) учитываются
одновременно и независимо друг от друга. В общем случае: тк =
= тк1тк2 ... mKt и тб = тб1тб2 ... m6t (где тк1 ... mKt;
тб 1... m6t — частные коэффициенты).При расчете армированной кладки учитываются коэффициен¬
ты условий работы арматуры, так как существует значительная раз¬
ница в деформационных свойствах кладки и арматуры, которые
совместно работают только до определенной величины напряжений,
значительно меньшей kaRHai и при превышении которой арматура
выпучивается или нарушается ее связь с кладкой.Некоторые коэффициенты условий работы арматуры в кладке
та приведены в табл. 9.По этой же причине для кладки не может быть использована
высокая прочность эффективных видов арматуры, и расчетные сопро¬
тивления такой арматуры принимаются не выше, чем для стали
класса A-II, или соответственно обыкновенной арматурой про¬
волоки.83
Таблица 9Вид конструкцииКоэффициент условий работы для стлли в кладкекласса
А—I и
Ст. 3классаA-IIобыкновенно]
проволоки ДУ6-10й арматурной
!аметром, мм<5,5С сетчатой арматурой0,7	0,50,41С продольной армату¬
рой в кладке и комплек¬
сных сечениях:а) продольная армату¬
ра 	0,880,890,70,57б) отогнутая арматура
и хомуты . 		0,790,790,60,4Теперь мы можем уточнить данное ранее определение расчет¬
ного сопротивления. Итак, расчетным сопротивле¬
нием называется произведение нормативного сопротивления
на коэффициент однородности и в необходимых случаях на ко¬
эффициент условий работы*R = mkRн,	(32)где т — произведение всех частных коэффициентов условий рабо¬
ты, соответствующих рассматриваемому случаю, за исклю¬
чением коэффициентов, учитываемых непосредственно
расчетными формулами.В расчете по несущей способности ставится условие, чтобы
максимальное расчетное усилие «У, которое может возникнуть
в элементе под действием расчетных нагрузок (или воздействий),
не превышало минимально возможной расчетной несущей способ¬
ности этого элемента Ф, т. е. всегда должно быть выполнено усло¬
виеУ<Ф.	(33)Максимальное усилие равно сумме расчетных усилий Уи У2, ...,
У,, возникающих в элементе под воздействием расчетных нагру¬
зок Ни Н2, ... , Ht.Таким образом,<■ <м>1=1 7=1*	Здесь лучше было бы воспользоваться термином «условное расчетное
сопротивление», однако это усложнило бы терминологию и поэтому слово
«условное» опускается.84
В зависимости от конкретных условий расчета в качестве У
могут быть приняты: продольная сила N, изгибающий момент М
и т. д.Минимальная расчетная несущая способность элемента зави¬
сит от расчетных сопротивлений, от геометрических характеристик
элемента S (S может быть площадь, момент сопротивления) и тех
коэффициентов условий работы т\ которые не учтены в расчетных
сопротивлениях, т. е.Ф = Ф(Я1У Л2, т/5).	(35)Чтобы показать, для каких усилий определяется расчетная
несущая способность, мы будем обозначать ее той же буквой,
что и расчетное усилие, но взятой в квадратные скобки. При таком
обозначении общее условие 33 будет записываться одной из сле¬
дующих формул:jV<[jV]; Л4<[М] и т. д.	(36)Расчет конструкций по первому предельному состоянию на
прочность или на устойчивость формы производится по расчетным
нагрузкам. Расчет по первому предельному состоянию на устой¬
чивость положения (против опрокидывания и скольжения) произ¬
водится по расчетным нагрузкам; при этом коэффициент перегрузки
для нагрузок, противодействующих изменению положения конст¬
рукций, принимается менее единицы или равным единице в соот¬
ветствии с указанием норм.Как уже отмечалось, необходимость расчета по деформациям
вызывается требованием нормальной эксплуатации конструкций,
прочность и устойчивость которых обеспечена, поэтому расчет
элементов каменных и армокаменных конструкций по деформа¬
циям производят не по расчетным, а по нормативным нагрузкам,
т. е. при /1 = 1. В общем виде второе предельное состояние характе¬
ризуется формулой/<[/].	(37)где / — деформация (прогиб, удлинение и т. д.), являющаяся функ¬
цией нормативных нагрузок, геометрических характерис¬
тик конструкций и деформационных свойств материалов;
[/] — предельно допускаемая величина деформаций кладки.Расчет по образованию или раскрытию трещин элементов ка¬
менных и армокаменных конструкций в зависимости от задач
расчета производится на воздействие расчетных или норматив¬
ных нагрузок.Идея этого расчета может быть выражена условиемД<[Д|,	(38)где Д — деформация при осевом растяжении, краевые деформа¬
ции при внецентренном сжатии, растяжении и изгибе,8S
зависящие от нагрузок, геометрических характеристик
конструкций и деформационных свойств материалов;[Д] — предельная деформация, допускаемая до образования
трещин в кладке, или, если трещины допускаются, —
допускаемое раскрытие трещин.Однако расчет по формуле 38 представляет значительные ма¬
тематические трудности и пока недостаточно экспериментально обос¬
нован. Поэтому на практике пользуются условным методом рас¬
чета, при котором растягивающие напряжения в кладке (при
отсутствии продольной растянутой арматуры) или в продольной ар¬
матуре (при ее наличии в кладке) ограничиваются такими предела¬
ми, при которых раскрытие швов кладки в растянутой зоне не
достигает величин, препятствующих нормальной эксплуатации
сооружений. Это выполняется посредством умножения расчетных
сопротивлений на коэффициенты условий работы ттр — для клад¬
ки (рис. 37, д) и применением пониженных расчетных сопротивле¬
ний — для продольной арматуры.Расчет по деформациям и по образованию или раскрытию
трещин производится для полного сечения элементов конструкций
(без учета раскрытия швов кладки в растянутой зоне).Усилия в каменных и армокаменных конструкциях во всех
трех предельных состояниях определяются по упругой стадии
работы материалов. При специальном обосновании разрешается
учитывать перераспределение усилий, вызываемое раскрытием
швов, пластическими деформациями или ползучестью.В случаях, когда наиболее невыгодные условия расчета получают¬
ся при минимальном значении нагрузок от веса строительных кон¬
струкций (совместное действие сжатия и поперечного изгиба при
больших эксцентриситетах, срез кладки по швам и главные растя¬
гивающие напряжения при наличии обжатия при проверке устой¬
чивости против опрокидывания и скольжения и т. п.), расчетные
нагрузки от собственного веса конструкций принимаются с коэф¬
фициентом перегрузки 0,9 и 0,8 (для проверки на опрокиды¬
вание).
РАСЧЕТ НЕАРМИРОВАННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИВаV§ 18. ЦЕНТРАЛЬНОЕ OKATHF. ПРОДОЛЬНЫЙ ИЗГИБ
ЭЛЕМЕНТОВ ПРИ ЦЕНТРАЛЬНОМ СЖАТИИКак уже указывалось, бетон и каменная кладка не подчиняются
закону Гука. Отсутствие прямой пропорциональности между дефор¬
мациями и напряжениями не позволяет для оценки влияния про¬
дольного изгиба на прочность кладки воспользоваться известным
из курса «Сопротивления материалов» решением Эйлера.Проф. Л. И. Онищик вывел формулу для определения коэффи¬
циента продольного изгиба ф, учитывающую переменность модуля
деформаций кладки.Коэффициентом продольного изгиба ср0 в «Сопротивлении
материалов» называется коэффициент уменьшения основного допу¬
скаемого напряжения на осевое сжатие при продольном изгибе.
Для каменной кладки коэффициентом продольного изгиба ср будем
называть коэффициент снижения предела прочности кладки при
сжатии за счет продольного изгиба.Для материалов, обладающих площадкой текучести (например,
для мягкой стали),«Ро=тр	(39)где а°р — критическое напряжение при продольном изгибе в мате¬
риалах, подчиняющихся закону Гука;R' — предел текучести.Для каменной кладкиТ = £ .	(40>гДе акр — критическое напряжение при продольном изгибе камен¬
ной кладки с условным пределом текучести R' = 1,1 RH.
Критическое напряжение а£р при постоянном модуле упругости
материала Е0 определяется по формуле Эйлера)’• (4,)где г — радиус инерции;/0 — расчетная высота элемента.87
Для определения критического напряжения акр каменного эле¬
мента принимаем ту же формулу 41, но вместо постоянного значения
Е0 примем значение Е по формуле 20, тогдаИз формулы 41 и 42<«>Раскрывая скобки и делая преобразования, получимо«р=—(44)1+ —1+ R,Разделив правую и левую части выражения 44 на R' и исполь¬
зуя формулы 39 и 40, получим*=TTV	<45>Из формул 39, 41 и 42 при #' = 1,1 Rн получим»•-&«(£	Wдля прямоугольных’сечений г = —— , где а — высота сечения,У12тогдаср0 = 0,75 ( У^Г ±у = 0,75 .	(47)Обозначив(48)р.,=4	<49>и подставив X из 48 в формулу 46, а (3 из 49 в 47, получим для сече¬
ний произвольной формы (табл. 10)* = —V- = —V:	(50>1+9J-а	1 + 9000для прямоугольных сечений (табл. 10)?=—V =—W-- <51>! + 0,75а 1+^S8
Т а б л и ц а 10*Приведеннаягибкость9Приведеннаягибкость?Приведеннаягибкость9^прХпр^прХпр^прХпр4141,016560,74381320,316210,9618630,70421460,258280,9222760,61461600,1810350,8826900,52501730,1512420,84301040,45541870,1214490,79341180,38—• В табл. 47 СНиП II-B. 2—62 коэффициенты <р, подсчитанные по формулам 50 и 51,
представлены в зависимости от X (или р) и а, мы же с целью сокращения табл. 10, вос¬
пользовались этими же формулами, но записанными с приведенными гибкостями ХПр (или
Рпр)- Такая запись более удобна для случая, когда величины а не совпадают с имеющими¬
ся в табл. 47 СНиП (например, при расчете кладки с сетчатой арматурой).Как было отмечено ранее, равенство /?'=1,1 RH не для всех ви¬
дов кладок подтверждается экспериментом. Для некоторых видов
кладок (из ячеистых бетонов, вибрированных кирпичных кладок
и др.) установлено R' значительно большим, чем 1,1 R". В этом
случае, согласно формуле 44, окр увеличивается и приближается
к величине а°р, соответствующей идеально упругим мате¬
риалам. Соответственно изменяется ф, приближаясь к ф0. При
этом величина ф должна увеличиваться. Между тем, приняв
Ф0 по формуле 39, как отношение о°р к R’>R, получаем обратный
результат. Такое противоречие может быть устранено, если в фор¬
муле 39 R' заменить на RH. В этом случае получим<Роср =	—	tгде	1 "~jT	(45а)О	0^о = Ж-На рис. 39,а приведены заимствованные из работы С. А. Семен -
цова кривые <р, вычисленные по формуле 45а для материала супругой характеристикой а=1000 при различных ^ и (3 = .Учитывая, однако, что формула 45а еще недостаточно проверена
опытами, а также при выводе этой формулы не учитывался целый
ряд факторов, влияющих на кладку*, нормы рекомендуют приме¬
нять формулу 45, дающую большие запасы прочности.*	В качестве одной из таких погрешностей является игнорирование
влияния трещин, возникающих часто значительно раньше разрушения.
Трещины повышают гибкость элемента, расслаивая его на отдельные ветви
по высоте), каждая'из которых подвержена действию внецентренного сжатия.89
-SJMlNItQOсэГCO	С»)c=f С5Г C=TРис. 39. К определению коэффициента продольного изгиба:а графики <р при центральном сжатии по формулам (45) и (45 я): б и в — схемы к определению 10; г — эпюры <р в зависи¬
мости от вида опор: / - при неподвижных опорах: 2- верхняя опора упругая, нижняя-жесткая-для зданий с двумя и боль¬
шим числом пролетов. 3 — то же, для однопролетных зданий: 4 — свободаостоящая стена; 5— стена длиной В < 2Н опертая
п11П?ло5ИЖНЫе опоры по всем четырем сторонам при ослаблении проемами по вертикальным и горизонтальным сечениям не
„и ПРИ Условии, что разность напряжений в рассматриваемой и примыкающих стенах не более половины расчетного
сопротивления сжатию; 6 то же, но при длине В<1,ЬН и опирании по трем сторонам; стены надежно связаны с опорами
Для бетонных элементов ср может определяться по табл. 10,
полагая в формулах 48 и 49 для тяжелого бетона а=1500 и для лег¬
кого бетона а=750. Заметим, что ср для больших величин Хпр и
Рпр, приведенные в табл. 10, используются только при расчете вне-
центренно сжатых элементов и не могут служить основанием для
проектирования элементов такой гибкости. Нормами установлены
предельные гибкости, превышение которых независимо от резуль¬
татов расчета не допускается.Расчетная высота элемента /0 при подсчете ср принимается
в зависимости от расстояния между горизонтальными опорами (или
высоты свободно стоящей конструкции Н) и опорных условий по
данным рис. 39, бив.Для ступенчатых стен и столбов из каменной кладки, верхняя
часть которых имеет меньшее поперечное сечение, ср определяется:а)	при опирании на жесткие опоры — по высоте 10=Н и наименьше¬
му сечению, расположенному в средней трети высоты; б) при упру¬
гой верхней опоре или при ее отсутствии по расчетной высоте /0
(рис. 39, б, г) и сечению у нижней опоры, а при расчете верхнего
участка стены (столба) по расчетной высоте /0 и поперечному сече¬
нию этого участка.Для элементов из кладки, имеющих неподвижную верхнюю опо¬
ру, в опорных сечениях принимается ср = 1. В средней трети высо¬
ты ф принимается по табл. 10, на остальных участках ф принима¬
ется по интерполяции. Для элементов из кладки с упругой верхней
опорой или свободностоящих в пределах нижней половины вы¬
соты элемента ф определяется по табл. 10, в сечении на уровне вер¬
ха элемента ф = 1, а в остальных сечениях по интерполяции, как
показано на рис. 39, г.Для стен, закрепленных по четырем краям, что должно быть
обеспечено соответствующими конструктивными мероприятиями,
при длине стены /<]2// (Н — высота стены), а также для стен, за¬
крепленных по трем краям, при /<Л,5 Н расчетную высоту стены
определяют по формуле/0=0,9 Н. При этом ослабление стены прое¬
мами как по вертикальному, так и по горизонтальному сечению не
должно превышать 40%, а действующие напряжения в рассматри¬
ваемой стене и примыкающих стенах должны разниться не более
чем на 50% расчетного сопротивления сжатию.Мы рассмотрели (в гл. III) влияние ползучести на прочность
коротких элементов, т. е. таких, для которых продольный изгиб
не имеет значения. Применение в последние годы крупных панелей
и других тонких несущих конструкций потребовало проведение спе¬
циальных исследований для выяснения влияния длительных
деформаций на несущую способность гибких элементов. Опыты пока¬
зали, что это влияние может быть весьма существенным. Ползу¬
честь и усадка, с одной стороны, увеличивают продольные деформа¬
ции элемента, тем самым снижая модуль деформаций, что и приво¬
дит к соответствующему снижению ф. С другой стороны, длитель-91
Таблица ИГибкостьЗначение коэффициента тдл для элементов из;^ агтяжелого бе¬
тона; кладки
из глиняного
кирпича, кера¬
мики, бетон¬
ных (на це¬
ментном вяжу¬
щем) и при¬
родных кам¬
ней и блоков,
при отсутст¬
вии арматуры
или при
(*«0,1%кладок,
что и в гра¬
фе 3, но
при (X >
>0,3%легкого бе¬
тона, кладки
из силикатно¬
го кирпича,
камней и бло¬
ков из сили¬
катного вяжу¬
щего при от¬
сутствии ар¬
матуры или
прикладок
тех же, что
и в графе
5, но при
(х>0,3%12345б<8<281,001,001,001,0010350,961,000,950,9612420,920,960,900,9214490,880,930,850,8816560,840.890,800,8418630,800,850 750,8020700,750,810,700,7722760,710,780,650,7324830,670,740,600,69Примечания:1.	Для элементов из кладки толщиной 30 см и более или с радиусом инерции сечения
>8,7 см тдл = 1.2.	В табл. II указаны проценты продольного армирования (х двойной симметричной про¬
дольной арматурой. При 0,1 < ^ < 0,3 шдл определяется по интерполяции.ные деформации интенсифицируют искривление оси гибкого эле¬
мента, что приводит к увеличению концентрации напряжений в
краевых зонах. Эти напряжения могут превысить сопротивление
материала в растянутой зоне и вызвать появление трещин. Послед¬
ние понижают жесткость элемента, что также способствует снижению
несущей способности. Наконец, постепенно увеличивающаяся кон¬
центрация напряжений в сжатой зоне изогнутого стержня может
достигнуть таких величин, что сопротивление сжатию этой зоны
будет превышено. Итак, в зависимости от свойств материала, вели¬
чины нагрузки, гибкости элемента, условий закрепления на опорах
происходит более или менее существенное снижение его несущей
способности.92
Продольная арматура сдерживает развитие продольных дефор¬
маций и препятствует раскрытию трещин в растянутой зоне, что
уменьшает интенсивность роста напряжений в сжатой зоне. Та¬
ким образом, введение арматуры в гибкий бетонный или каменный
элемент снижает влияние длительных деформаций на устойчивость
элемента.Опыты и теоретические исследования по оценке влияния дли¬
тельных нагрузок на несущую способность гибких элементов огра¬
ничены, поэтому в нормах пока принята довольно грубая оценка это¬
го влияния, производимая по формуле 52, путем увеличения про¬
тив расчетной величины длительно действующей продольной силыN„=^.+ NK,	(52)та.лгде Nn — приведенная продольная сила;Nдл— расчетная продольная сила от длительно действующей
части нагрузки;NK — расчетная продольная сила от кратковременно дейст¬
вующей части нагрузки;/71дл — коэффициент, учитывающий влияние длительного дей¬
ствия нагрузки на несущую способность элемента.При центральном сжатии неармированных (или конструктивно
армированных) элементов приведенная продольная сила Nn долж¬
на удовлетворять следующему условию:Nn<lNn] = <?RF,	(53)где R — расчетное сопротивление кладки сжатию, определяемое
по таблицам СНиПа;F — площадь сечения элемента;ср—для крупных бетонных панелей величины ср приведе¬
ны в [46].Внецентренное сжатие в каменных конструкциях является наи¬
более распространенным видом напряженного состояния. Все стены
и столбы зданий, перемычки, своды и т. п. подвержены внецентрен-
ному сжатию. В связи с этим изучению внецентренного сжатия клад¬
ки уделялось большое внимание. Однако в результате сложности
явления до настоящего времени отсутствует строго разработанная
теория внецентренного сжатия кладки, а практическое изучение све¬
лось к разработке эмпирических расчетных формул. В таком же
состоянии находится и теория расчета внецентренно сжатых бетон¬
ных сечений.Выше отмечалось, что уже первые опыты с кладкой опроверг¬
ли возможность использования для расчета каменных конструкций§ 19. ВНЕЦЕНТРЕННОЕ СЖАТИЕ93
формул сопротивления упругих материалов. По теории сопротивле¬
ния упругих материалов для коротких каменных столбов (для ко¬
торых можно принять ф =1) краевые сжимающие^ и растягивающие
напряжения определяются по формуле«*-л(-г±тг).	<54>где е0 — эксцентриситет (расстояние от центра тяжести сечения)
продольной силы N;F и W — соответственно площадь и момент сопротивления попе¬
речного сечения.При условии, если продольная сила не выходит из ядра сечения,
растяжение в сечении по формуле 54 не возникает и разрушающая
продольная сила jVp зависит от предела прочности материала /?н,
который не должен превышать краевое сжимающее напряжение
о+. Принимая а+ =RH и N=Np и учитывая, что при централь¬
ном сжатии N=jRnF (когда ф — 1) мы можем анализировать влияние
эксцентриситета на прочность элемента по формулеNv	1(55)1+ WВ том случае, когда сила выходит за ядро сечения (для пря-
моугольных сечении при £0>б" где а — высота поперечного се¬
чения), прочность элемента будет зависеть и от краевых растягиваю¬
щих напряжений о_, которые по теории сопротивления материалов
не должны превышать предела прочности при осевом растяжении
^раст- Последнее для кладки при разрушении по неперевязанным се¬
чениям равно /?£ (формула 10). Принимая для простоты рассуж¬
дений #раст=0,05 RH и а_ = /?»яст для случая, когда сила выхо¬
дит из ядра сечения, можно записать аналогично 55 следующую
формулу:N0	0,05WF = ~е^_ ~ ' •	(56)W 1В табл. 12 приведено сопоставление результатов испытаний
прямоугольных кирпичных столбов с данными расчета по формулам
(55) и (56).Из табл. 12 видно большое расхождение данных, полученных
расчетом по формулам сопротивления упругих материалов и из
опытов, причем это расхождение растет с увеличением эксцентри¬
ситета е0. Это объясняется рядом причин.1.	Принимаемое в теории сопротивления упругих материалов
положение о разрушении элемента при достижении краевыми растя¬
гивающими напряжениями о_ предела прочности при осевом рас¬
тяжении -/?раст (рис. 40, а, 3) неприменимо к каменной кладке.94
Таблица 12/Vе1>Ra Fпри0аПодсчет произведен(ЭИ1ЕЖЭaoHqirEdiHati)01/121/61/3По опытам	10,860,810,54По формулам 55 и 56 . .10,670,500.05По формулам 60 и 74 . •.10,860,760,48Опыты показывают, что при разрушении растянутой зоны, когда
о_>/?«1ст, кладка не всегда разрушается. В растянутой части
сечения появляется горизонтальная трещина, которая, распростра¬
нившись в глубь кладки на некоторую величину t, изменит положе-а)1ео=0	tN-mrfffTfс с*
О:
v
Ю1jrTffеъ=0*CtVVOРис. 40. Предельные эпюры напряжений при различных эксцен¬
триситетах внецентренно приложенной нагрузки:
а — по формулам сопротивления материалов; б — фактические в кладке;1	— грещинание центра тяжести рабочего сечения, сместив его в сторону про¬
дольной силы N. Так как при этом уменьшается эксцентриситет(при прямоугольном сечении на т. е. е'о =е0—^-) и, следова-95
тельно, момент силы N, то в пределах рабочей части сечения уста¬
навливается равновесие внешних и внутренних сил (рис. 40,6,3).
Это будет справедливо до тех пор, пока прочность сжатой зоны се¬
чения при увеличении силы N не будет исчерпана. Таким образом,
при внецентренном сжатии прочность кладки определяется не рас¬
тянутой зоной, а прочностью сжатой зоны.Vnp-jabR", Vnp- 2 Vjp?(3Л Np = fFR"KpRkP = 1,64R”Рис. 41. Внецентренное сжатие каменной кладки:а — сравнение объемов эпюр при е0= а/6 в предположении одинаковых
краевых сжимающих напряжений; б и в - сравнение краевых напряже¬
ний, подсчитанных по опытным данным в предположении предельных
прямоугольных эпюр для случаев е0 = 0 и е0 = а/32.	В теории сопротивления упругих материалов разрушение
элемента предполагается при треугольной эпюре внутренних напря¬
жений, что следует из закона Гука и закона плоских сечений. Если
же исходить из предположения о том, что в момент разрушения вся
сжатая зона находится в стадии пластических деформаций, то
в качестве предельной эпюры для этой зоны должна быть принята
прямоугольная эпюра. Можно, однако, пользуясь опытными данны¬
ми, показать, что действительная эпюра предельных напряжений не
может быть прямоугольной, а имеет форму, близкую к показанной
на рис. 40, б, 2 и 3, т. е. форму, промежуточную между треугольной
и прямоугольной.Делая подсчеты в предположении, что краевые сжимающие напря¬
жения при разрушении в сжатой зоне равны RH и, используя ус¬
ловия равновесия, можно установить, что объем действительной пре-96
дельной эпюры VKp оказывается несколько больше, чем треуголь
ной VTp (рис. 41, а). Так как объем эпюры напряжений равен
продольной силе, то такие подсчеты частично объясняют расхожде¬
ние экспериментальных данных с данными, полученными из расчета
по теории сопротивления упругих материалов.3.	Сравнение опытных данных с подсчетами, учитывающими
свойства кладки, отмеченные в предыдущих двух пунктах, показы¬
вает, что хотя учет этих свойств и сближает опытные результаты с
расчетными, все же далеко не обеспечивает их полного совпадения.
В этом можно убедиться, если сопоставить разрушающую нагрузку
при прямоугольной эпюре предельных напряжений в кладке с опыт¬
ными данными из табл. 12. Учитывая, что по условиям равновесия
центр тяжести прямоугольной эпюры должен совпадать с точкойприложения внешней силы, получим для эксцентриситета е0 = -|-разрушающую нагрузку в прямоугольном сечении Np=0,33 FRl\
между тем по опытам она равна Np,0 =0,54 FRH, т. е. MPtQ =1,64 Np.
При увеличении е0 разница между Np.0 и Np увеличивается, при
уменьшении снижается. Так как принятая нами в подсчете прямо¬
угольная форма эпюры предельных напряжений исчерпывает наши
возможности сближения опытных и расчетных результатов за счет
пластических деформаций, то единственно еозмсжным объяснением
этой разницы является допущение увеличения предела прочности
кладки в краевой зоне одновременно с увеличением эксцентриси¬
тета.Подтверждением указанным рассуждениям яеляются значитель¬
но большие краевые деформации в' момент разрушения внецентрен-
но сжатой кладки, чем при разрушении такой же, но центрально сжа¬
той кладки, причем разница указанных деформаций тем большая,
чем больше эксцентриситет продольной силы.Таким образом, краевой предел прочности кирпичной кладки
RкР больше ее предела прочности при центральном сжатии RH
(рис. 41, б и в) и является возрастающей функцией от эксцентри¬
ситета.Объяснение указанному соотношению RЦр и RH можно дать,
если учесть, что при внецентренном сжатии зона максимальных на¬
пряжений занимает не все, а только некоторую часть сечения, дру¬
гая же часть сечения подвержена воздействию малых напряжений
или совсем не загружена (в зоне образования горизонтальной тре¬
щины). Такой характер распределения напряжений соответствует
рассмотренному в гл. III случаю воздействия местных напряжений,
при которых предел прочности кладки /?См> RH• Так как с уве¬
личением е0 при внецентренном сжатии зона менее загруженной
части возрастает и уменьшается величина сжатой зоны, то, проводя
аналогию с местным сжатием и пользуясь формулой 16, можно
объяснить отмеченный ранее рост /?”р с ростом эксцентриситета е0.4 Заказ № 93697
Таким образом, как при внецентренном, так и при местном сжа¬
тии незагруженная или менее загруженная часть кладки в какой-то
степени помогает более загруженной, повышая 7?кР и RCI{M по
сравнению с RH. Установив это явление, проф. JI. И. Онищик при¬
менил его для вывода расчетных формул несущей способности вне-
центренно сжатой кладки.Опыты последних лет показали, что не для всех кладок может
быть использована одна и та же зависимость несущей способностиот величины относительного эксцентриситета у (где у — расстоя¬
ние от более сжатой грани сечения до его центра тяжести). Сни¬
жение прочности с ростом ^ У крупноблочных кладок, изготов¬
ленных из бетонных блоков или некоторых видов природных кам¬
ней, больше, чем у кирпичной кладки, хотя и меньше, чем это
следовало бы из формулы сопротивления упругих материалов.Причины этого явления в свойствах различных кладок пока
окончательно не установлены, однако, можно предполагать, что для
их выяснения существенное значение будут иметь деформационные
свойства, установленные опытами для кладок и бетонов различных
видов.В кирпичной кладке при внецентренном сжатии кирпич, распо¬
ложенный в сжатой зоне, подвергнут значительным растягивающим
усилиям, возникающим из-за разницы поперечных деформаций
кирпича и раствора. Незагруженная зона (или менее загруженная)
сдерживает поперечные деформации сжатой зоны кладки и тем са¬
мым снижает растягивающие напряжения в кирпиче, что и улучша¬
ет условия прочности кладки, несколько компенсируя отрицатель¬
ное влияние эксцентриситета. В кладке же из крупных бетонных
блоков в связи с малым количеством растворных швов растягиваю¬
щие напряжения, развивающиеся в сжатой зоне блока, менее суще¬
ственны, и поэтому сдерживающая роль незагруженной (или менее
загруженной) зоны менее значительна.Расчет внецентренно сжатой кладки производится в зависимо¬
сти от величины отношения —.у1.	Случай малых эксцентриситетовПроф. А. А. Гвоздев и М. С. Боришанский, анализируя резуль¬
таты опытов с внецентренно сжатыми бетонными столбами, устано¬
вили, что при малых эксцентриситетах величина разрушающего мо¬
мента продольной силы Nр относительно менее сжатой (или растяну¬
той) грани сечения может быть принята постоянной, независимо от
величины эксцентриситета. Это положение подтвердилось и опы¬
тами с большинством каменных кладок при условии, если величина
эксцентриситета е0<0,45 у.98
Таким образом, для случая е0<0,45 у (случай малых эксцентри¬
ситетов), пользуясь рис. 42, а, можно записатьМр — Npe = Np (е0 -f а — у) = с.	(57)Равенство 57 позволяет при выводе расчетной формулы не знать
форму предельной эпюры напряжений и ее краевую величину /?нкр,
определяющих Np. Это было бы необходимым, если бы при выводе
расчетной формулы пользовались обычными условиями равновесия.а)	Ь)	В)Рис. 42. К расчетным формулам для внецентренно сжатойкладки:а — при малых эксцентриситетах (е0<0,4Ъу)\ б - при больших экс¬
центриситетах (е0>0,45/у); в — знакопеременная эпюра М (к под¬
счету /fl); ц. Т. — центр тяжести всего сечения; ц.Т. FQ — центр тя¬
жести площади FqЗапишем условие 57 для центрально сжатого короткого стержня
(т. е. опустим пока коэффициент ср). Разрушающая нагрузка для
такого стержня может быть легко подсчитана N'p RHF; так как
е0=0, то е~^а — у и мы можем записатьМр - Nр (а — у) - RHF (а — у) ---= с.	(58)Так как правые части равенств 57 и 58 равны, тоNp(e0 - а-у) R"F {а-у).	(59)ОткудаМ	RHf	/СПЧNp 		— .	(60)1' а—уЗаменив в формуле 60 нормативное сопротивление сжатию
R" расчетным /?, разрушающую продольную силу Np приведенной99
продольной силой Nn (52) и учитывая коэффициент продольного из¬
гиба ф, получим условие прочности для случая малых эксцентри¬
ситетов, когда е0<^0,45 уNn<[N]= 9RF .	(61)1 + -^-
а — уКоэффициент продольного изгиба ф определяется без учета
влияния эксцентриситета (как для случая центрального сжатия).Для кладок из природных камней, из крупных блоков, изготов¬
ленных из ячеистого и крупнопористого бетона, несущая способ¬
ность, подсчитанная по формуле 61, оказывается несколько за¬
вышенной. Для таких кладок следует пользоваться формулойNn<lN] = <fRFC9	(62)полученной в предположении, что краевой предел прочности не
больше, а равен пределу прочности при осевом сжатии, а пре¬
дельная эпюра прямоугольная, кладка же в растянутой зоне не
работает.В формуле 62 Fc — площадь сжатой части сечения при прямо¬
угольной эпюре напряжений. Эта эпюра уравновешивает силу Nn,
поэтому центр тяжести площади Fc совпадает с точкой приложения
силы Nn и, следовательно, высота сжатой зоны их при любой фор¬
ме сечения может быть определена из условия равенства нулю ста¬
тического момента этой площади относительно ее центра тяжести.
Формулу 61 можно представить в другом виде, с этой цельюпреобразуем дробь 	-	, умножив ее числитель и знаме-“ а —унатель на величину а — у, при этом учитывая, что а — у+е0=
=е и F(a — f/)=50, где S0 — статический момент всей площади
поперечного сечения относительно его менее напряженной грани.
В результате такой замены получим—^т- = :т>	<63)^ а— упосле чего формула 61 запишется так:Nn<[N] = <?R^.	(64)В такой форме СНиП II-B. 1—62 рекомендует формулу для рас¬
чета внецентренно сжатых бетонных элементов, при этом за расчет¬
ное сопротивление/? принимается призменная прочность бетона /?пр,
а коэффициент продольного изгиба ср заменяется наcpi = k<?,	(65)100
где k — коэффициент, учитывающий влияние внецентренного при¬
ложения нагрузки и определяемый в случае бетонов проект¬
ной марки не выше 300 по формуле(66)гдеаэ = 3,46 ги(ги — радиус инерции сечения в плоскости изгиба,
для прямоугольных сечений аэ =а).8)jii Nn
ШЙШЦРис. 43. К расчетным формулам для внецентренно сжатых
бетонных элементов:
а — при малых эксцентриситетах (S0 >0,8 Sg); б — при больших экс¬
центриситетах в случае проверки прочности сжатой зоны (S0 < 0,8 Sg);
в —то же, при проверке прочности растянутой зоны (S0 <0,8 Sg)Таким образом, для сечений из тяжелого и легкого бетона
(рис. 43, а) необходимо, чтобыNa < [N] = срх Rnp А =	.	(67)1 + _£о_а — уФормула 67 применима при условииS6>0,8S0,	(68)где S6 — статический момент площади сечения сжатой зоны бетона
(высота которой определяется из условия совпадения
ее центра тяжести с точкой приложения продольной силы)
относительно менее напряженной грани сечения.101
Для прямоугольных сечений условие 68 после расшифровки S6
и SQ может быть записано так:е0 < 0,225 а,(69)которое для этого вида сечений совпадает с границей малых эксцен¬
триситетов, принятой для каменной кладки.В случае, если на элемент, кроме продольных сил, приложенных
с эксцентриситетом е01, действуют поперечные, величина эксцен¬
триситета приложения приведенной продольной силы jVn вычис¬
ляется по формулегде Мдл — изгибающий момент от длительно действующей части
расчетной поперечной нагрузки;Мк —тоже, от кратковременно действующей части;
тдл —по табл. 11.Следует учитывать, что в бетонных стеновых панелях обязатель¬
но должна быть установлена конструктивная арматура (не требую¬
щаяся по расчету), площадь сечения которой и расположение в
сечении принимается по данным гл. I § 1, § 5, более подроб¬
но изложенным в указаниях СН 321—65. В последних дана
также таблица для ср к формуле 65.Расчет виброкирпичных панелей производится по формуле 61,
причем в зависимости от процента армирования панелей вертикаль¬
ной арматурой расчетное сопротивление умножается на коэффициент
условия работы: тж = 1 при ja<[0,1% и тйк =1,2 при ц>0,3.
Для промежуточных процентов армирования величина тш опреде¬
ляется по интерполяции.В площадь F сечения виброкирпичных панелей включаются раст¬
ворные слои; при этом суммарная толщина двух слоев принимается
не более 2 см.При расчете несущих и самонесущих стен из бетонных и кир¬
пичных панелей учитывается случайный эксцентриситет, который
суммируется с эксцентриситетом приведенной продольной силы.
Случайными называются эксцентриситеты, вызванные неоднород¬
ностью материала панелей и швов между ними, смещением осей
панелей при монтаже и др. Эти эксцентриситеты в панельных сте¬
нах должны учитываться также и при осевом сжатии. Величина слу¬
чайного эксцентриситета принимается равной: а) для панелей не¬
сущих стен—2 см\ б) для панелей самонесущих стен, а также для от¬
дельных слоев трехслойных панелей несущих стен —1 см.(70)(71)102
2.	Случай больших эксцентриситетовПри проектировании внецентренно сжатых элементов из кладки
большими эксцентриситетами считаются эксцентриситеты е0>
>0,45 у. Проф. Л. И. Онищик, учитывая, что при больших эксцен¬
триситетах продольной силы N в растянутой зоне происходит рас¬
крытие швов и фактически местное сжатие, при котором предел
прочности кладки повышается по сравнению с пределом прочности
при центральном сжатии, предложил метод расчета, в основу ко¬
торого положил равенство /?кнр = /?См-Принимая предельную эпюру прямоугольной (рис. 42, б), исходя
из условий равновесия вертикальной проекции внешних и внутрен¬
них сил и пренебрегая работой кладки на растяжение, можем за¬
писатьNp = RkPFc.	(72)По формуле 16, принимая R”p=Rcm, имеем(73>где Fc — сжатая часть площади сечения, уравновешивающая про¬
дольную силу при прямоугольной эпюре напряжений.Из формул 72 и 73 получимN, = R'F. j/£ - Я" Г\/Щ-	<74>Учитывая коэффициент продольного изгиба сри и заменяя RH
на /?, получим условие для приведенной продольной силыNn<m = ?„RF |У(£)2-	(75)Для прямоугольного сечения Fc=ab |l—и F=ab, тогдаNa < [N] = cp„RF yf(\- |°j2.	(76)При подсчете e0 учитываются формулы 70 и 71.Коэффициент продольного изгиба фи при больших эксцентри¬
ситетах принимается по формулегде ф — коэффициент продольного изгиба при учете всей площади
поперечного сечения (как при центральном сжатии);103
фс — коэффициент продольного изгиба при учете только сжа¬
той части площади сечения, определяемый по приведен¬
ной гибкости Хпр>с или 43пр.с,(7«)X-/™'	<79>В формулах 78 и 79 l'Q — расчетная высота; при эпюре изгибаю¬
щих моментов по всей высоте элемента Н одного знака 1'0=10, апри знакопеременной эпюре (рис. 42, в)	/о принимаетсяпо схеме рис. 39.Высота сжатой зоны сечений любой формы может быть найдена
из условия равновесия моментов внешних и внутренних сил, соглас¬
но которому статический момент эпюры напряжений относительно
оси, проходящей через точку приложения сжимающей силы, должен
быть равен нулю. Это условие было принято и для определения Fc
в формуле 62. СНиП II-B. 2—62 для тавровых сечений рекомендует
приближенно приниматьас = 2(у — е0)\	(80)Fc = 2b(y-e0).	(81)Следует иметь в виду, что формулы 80 и 81 совершенно не при¬
годны для случая малых эксцентриситетов*, а при больших эк¬
сцентриситетах для отдельных видов тавровых сечений также
могут привести к заметным погрешностям. В связи с этим авторы
рекомендуют применение только точных решений. Для тавровых
сечений при любых эксцентриситетах расстояние х от точки прило¬
жения силы до границы сжатой зоны с растянутой может опреде¬
ляться по формулам, приведенным в табл. 13.В табл. 12 приведены величины ^нр-^ при различных •— ,подсчитанные для прямоугольных сечений по 60, 74 и формулам со¬
противления материалов, а также соответствующие им опытные
величины по экспериментам с кирпичной кладкой. Как видно,
формулы 60 и 74 значительно лучше согласуются с данными опытов,
чем формулы сопротивления материалов.Как показали опыты последних лет, формулы 75 и 76 дают для
некоторых видов кладок завышенные результаты. Поэтому для этих
видов кладок рекомендуются формулы, результаты которых занима¬
ют промежуточное место между формулами 75 и 76 и формулами*	Указание об этом в СНиП II-B. 2—62 и учебном пособии авторов
«Каменные конструкции». Госстройиздат, 1960, оказалось опущенным.104
Таблица 13Примечание. N — точка приложения продольной силы;Ц. Т — центр тяжести сечениясопротивления материалов. Для кладок из крупных бетонных
блоков, из крупных блоков, изготовленных из ячеистого и крупно¬
пористого бетона, из природных камней следует пользоваться фор¬
мулойNa<[N] = m„9aRFc,	(80а)где для кладок из крупных бетонных блоков (кроме блоков из ячеи¬
стых и крупнопористых бетонов) твн=1,25, а для кладок из круп¬
ных блоков, изготовленных из ячеистого и крупнопористого бето¬
на, из природных камней твн= 1.Наибольшая величина эксцентриситета в сечениях кладки без
продольной арматуры в растянутой зоне при расчетных нагрузках
не должна превышать: для основных нагрузок —0,9 у, для допол¬
нительных и особых — 0,95 у. При стенах толщиной <^25 см наи¬
большая величина эксцентриситета (с учетом случайного) не долж¬
на превышать: для основных нагрузок—0,6 у, для дополнительных
и особых — 0,7 у.При расчете виброкирпичных панелей по формуле 75 величина
коэффициента условий работы так, толщина растворных слоев и
величина случайных эксцентриситетов, учитываемых в расчете,
определяются по правилам, описанным применительно к форму¬
ле 61.Учет случайных эксцентриситетов обязателен при расчете лю¬
бых, в том числе и бетонных панелей.При ео>епр (епр — см. табл. 18), кроме проверки прочности сжа¬
той зоны, требуется расчет растянутой зоны по трещинообразованию.105Положе¬
ние экс¬
центриси¬
тетаЭскиз сеченияхв сторонуПОЛКИЬ .1v *'■* d»?1 4' 'Ч-Т. |
« t Ь^Х=У Vе'-а*)+(е'-ао)\при ег < 0,5а0 х — е'в сторону
ребраъ*-У «?** 'У,Г ШУИ>Х= |/Ь-^-(2е"-а1)+(е"-а1)\
при е" < 0,5а! х = е"
При расчете бетонных сечений большими эксцентриситетами
называются такие, при которых не выдержаны условия (68 или 69).
В этом случае расчет внецентренно сжатых бетонных элементов,
не подвергающихся действию агрессивной среды или давлению жид¬
кости (за исключением карнизов и парапетов), может производиться
по формуле, аналогичной 80а (рис. 43, б)Nn<[N] = ?1RHFCi	(81а)где ф! — коэффициент продольного изгиба (65);R» — расчетное сопротивление бетона сжатию при изгибе.Формула 81а применима, если е0< 0,9 у при условии наличия
конструктивной арматуры в растянутой зоне (не менее 0,05%).Для бетонных стеновых панелей возможность применения форму¬
лы 81а ограничивается величиной эксцентриситета еоЛ/<С0,6; при
этом площадь конструктивной арматуры должна быть не менее
0,05% и не менее указанной в гл. I (армирование двухстороннее).В тех случаях, когда условия 68 и 69 не удовлетворены и
когда появление трещин в растянутой зоне не допускается, кроме
расчета по 81а, расчет производится для обеспечения проч¬
ности краевой растянутой зоны по формулеМя<?1ЯрУт,	(82)где Мя — изгибающий момент внешних сил относительно ядровой
точки сечения, наиболее удаленной от растянутой гра¬
ни сечения; часть величины Л4Я, зависящая от длитель¬
но действующей нагрузки, увеличивается делением
на тдл;Rp —расчетное сопротивление бетона растяжению;WT—момент сопротивления для растянутой грани сечения,
определяемый с учетом неупругих свойств бетона (рис.
43, в),+ 5Р;	(83)/с — момент инерции сжатой части сечения относительно ну¬
левой линии;Sр — статический момент растянутой части сечения относитель¬
но нулевой линии.Положение нулевой линии сечения определяется в предположе¬
нии отсутствия продольной силы (как для изгибаемых элементов)
из условияSc =	Fv	(84)Sc — статический момент сжатой части сечения относительно
нулевой линии;Fp—площадь растянутой части сечения.106
Для бетонных стеновых панелей при 0,6 */<е()<0,7 у, кро¬
ме расчета по 81а, рассчитывается растянутая зона по фор¬
мулеNn<[N] ф, F(a-y)e„	(85)полученной как для упругих материалов, полагая краевое со¬
противление /?р.и = 1,75/?р—для цементных бетонов, RpK =
= 1,5#р —для тяжелых силикатных бетонов; /?р и = /?р — для
ячеистых и крупнопористых; / — момент инерции всего сечения.3.	Обобщенные формулы для внецентренно сжатых
сечений при проверке прочности сжатой зоны*Приведенные ранее формулы, применяемые для проверки проч¬
ности сжатой зоны кладки и панелей, можно представить одной фор¬
мулойNn<[N] = <fm<tRmF,	(86)гДе Фвм Ф — Для кладки при г0^0,45 у, а при ео>0,45 у по фор¬
муле 77; для бетонных панелей фвн фх
(фх определяется по формуле 65);/?вн — Для кладки (включая крупноблочную); RBH ^Rnp —
для бетонных панелей при малых и больших
эксцентриситетах;
ф — коэффициент, учитывающий снижение несущей
способности элемента при внецентренном сжатии,
принимается по табл. 14.Следует отметить, что обобщение методов расчета внецентренно
сжатых каменных и бетонных элементов могло бы быть более пол¬
ным. Нет никаких причин, препятствующих согласованию способов
оценки коэффициентов продольного изгиба, границ применения
формул для случаев малых и больших эксцентриситетов.§ 20. МЕСТНОЕ СЖАТИЕ (СМЯТИЕ)Расчет камэнных конструкций на местное сжатие делается при
проверке прочности кладки на участках опирания на нее прогонов,
балок, ферм, колонн, простенков и т. д.В гл. III было установлено, что нормативное сопротивление клад¬
ки местному сжатию R"M больше нормативного сопротивления сжа¬
тию Ri при равномерном распределении нагрузки по всему сечению.*	При е0>ецр производится проверка растянутой зоны кладки по тре¬
щинам; проверка прочности растянутой зоны бетонных сечений производит¬
ся по формуле 82 в тех случаях, когда раскрытие трещин в растянутой зоне
недопустимо (для бетонных панелей это делается по формуле 85).107
Таблица 14Материал элементаФормулы для ф при эксцентриситетахмалых*больших**любыесеченияпрямо¬угольныесечениялюбыесеченияпрямоуголь¬ныесеченияКирпич, виброкирпич-
ные панели и крупные
кирпичные блоки (в том
числе и вибрированные),
керамические и бетонные
камни, бут11 +—~
“ а — у■+-¥V ('-*)'Бетонные панели и бло¬
ки (кроме изделий из
ячеистого и крупнопори¬
стого бетона)1еп1 + —~—
“ а —у12е0] +1,25-^!.25(lПанели и блоки, изго¬
товленные из ячеистого
и крупнопористого бето¬
на, из природных камнейFcFj 2е0аFcF2е0а• При е0 < 0,45*/;•* При е0 > 0,45г/.Теперь, воспользовавшись формулами 16, 32 и 36, запишем следую¬
щее условие прочности кладки в сечении, подвергнутом местному
сжатию,N<[N]=K*Rc*Fc«,	(87)гдеRcu = Ryr-^<YR,	(88)^см = 1а(1»5 0,5 (л),J	(89)}i — коэффициент эпюры давления от местной нагрузки, рав¬
ный отношению объема эпюры давления к объему
°тах Рш (°тах—максимальная ордината эпюры давления) и
определяемый в предположении, что кладка или бетон
являются идеально упругими материалами (при равномер¬
ной эпюре давления р=1, при треугольной (х = 0,5).108
Так как по условиям равновесия объем эпюры давления равен
местной нагрузке N, то (рис. 44, а)(А =N(90)Рис. 44. К расчету элементов при местном сжатии:а — к формуле 90; б, в, г, д, е, ж — схемы к определению расчетной площади F; з'—
схе ма перераспределения основной нагрузки после приложения местной; / — основная
нагрузка; 2 — местная нагрузкаФормула 89 учитывает, что при неравномерной эпюре давления
в пределах самой площадки FCM менее загруженные участки клад¬
ки (бетона) деформируются меньше, за счет чего создается дополни¬
тельное (кроме упомянутого ранее в гл. III) препятствие развитию
деформаций более загруженных участков, повышая тем самым их
прочность. Так, например, при ц=0,5 (треугольная эпюра) Хсм =
=0,63, в то время как при |i=l (равномерное смятие) Хсм =1,0.
Для неравномерно распределенной местной нагрузки под концами
балок, прогонов и перемычек при опирании их на кладку стены
кирпичную, виброкирпичную, из блоков, изготовленных из тяже¬
лого и легкого бетонов, СНиПом разрешается принимать, незави¬
симо от формы эпюры давления, Хсм =0,75, а при опирании на клад¬
ку из крупнопористых или ячеистых бетонных блоков Хсм=0,5.109
Расчетная площадь F приближенно определяется по следующим
правилам:а)	при местной нагрузке по всей толщине стены в площадь
включается участок на длину не более толщины стены в обе стороны
от краев местной нагрузки (рис. 44, б);б)	при местной краевой нагрузке по всей толщине стены в пло¬
щадь/7 включается участок, примыкающий к краю местной нагрузки
на длину не более толщины стены (рис. 44, в);в)	при местной нагрузке в местах опирания концов прогонов и
балок в площадь F включается площадь сечения стены шириной,
равной глубине заделки опорного участка прогона или балки,
и длиной не более расстояния между осями двух соседних пролетов
между балками (рис. 44, г); если расстояние между балками превы¬
шает двойную толщину стены, длина расчетной площади сечения
определяется как сумма ширины балки и удвоенной толщины стены
а (рис. 44, д)\г)	при краевой местной нагрузке на угол стены (рис. 44, ё) в
площадь F включается участок на длину: в направлении размера
асм не более Ьсм и в направлении размера Ьш не более асм;д)	при местной нагрузке на части длины и ширины сечения
расчетная площадь принимается симметричной к площади смятия
(рис. 44, ж)у при наличии нескольких нагрузок указанного типа
площади F ограничиваются линиями, проходящими через середину
расстояний между двумя соседними нагрузками.Во всех рассмотренных случаях в F включается также FCM.Если сечение имеет сложную форму, не допускается в расчетной
площади учитывать участки, связь которых с загруженным участком
не обеспечена.При местной нагрузке от балок, прогонов, перемычек и других
элементов, работающих на изгиб, учитываемая в расчете глубина
опоры /см при определении FCM и F принимается не более 20 см.
Строго говоря, величина /см должна зависеть как от деформатив-
ности балок (и других изгибаемых элементов), так и от стены. Та¬
кое ограничение при очень жестких балках может оказаться чрез¬
мерным, в то время как для гибких (особенно при жестких стенах)
балок может быть недостаточным.Для определения коэффициента ф' СНиПом установлены сле¬
дующие правила.При одновременном действии на площадь смятия местной нагруз¬
ки (под концами балок, прогонов и т. п.) и основной нагрузки (вес
вышележащей кладки и нагрузка, передающаяся на эту кладку)
расчет производится раздельно: на местную нагрузку и на сумму
местной и основной. При расчете по каждому из этих двух вариантов
принимаются разные значения ф', приведенные в табл. 15. При рас¬
чете на сумму местной и основной нагрузок разрешается учитывать
только ту часть местной нагрузки, которая будет приложена до
нагружения площади смятия основной нагрузкой.110
Таблица 15ф' при приложении нагрузки по схемам (в плане)£Примечания:1.	При опирании колонн, тяжело нагруженных ферм и балок вблизи края (торца) бе¬
тонной стены принимается R = Rк	см пр2.	Если местная краевая нагрузка N > R F , то участок бетонного элемента ви	см пр смместе приложения этой нагрузки должен быть усилен сетчатым армированием.3.	Для легких бетонов проектных марок ниже 75, приведенные в табл. 15 ф' снижают¬
ся на 20%.4.	Если нагрузка приложена к кладке из кирпича или керамических камней у края
или у угла элемента на узкой площадке, имеющей длину менее длины одного кирпича,
разрешается принимать величину ф' по следующим правилам: при длине площади смятия
25 сл по табл. 15, при длине площадки смятия <12 см ф' = 1,5 — для одной местной на¬
грузки и ф' =2 для суммы местной и основной нагрузок. При промежуточных длинах
площадки смятия ф' принимается по интерполяции.5.	При приложении нагрузки к кладке на свежем или на замороженном растворе в мо¬
мент его оттаивания для всех видов кладок коэффициенты ф' принимаются как для кладки
из блоков, изготовленных из ячеистого и крупнопористого бетона, по табл. 15.Следует отметить, что местное сжатие относится к числу наибо¬
лее сложных и пока недостаточно изученных вопросов теории проч¬
ности кладки и бетона, этим обстоятельством объясняется обилие
ограничений, правил и так далее, сделанных в СНиПе.При заделке в кирпичные столбы и стены железобетонных про¬
гонов, балок и настилов, кроме расчета на местное сжатие сечений,
расположенных под опорным узлом, должна быть произведена про¬
верка прочности сечений, расположенных в пределах высоты желе-\111местнаянагрузкасумма местной
и основной
нагрузокместнаянагрузкасумма местной
и основной
нагрузок1,521,21,51,521,21,51,21,511,2221,21,5Вид материалаБетон (тяжелый илегкий) 	Вибрированные
кирпичные панели и
блоки, керамические
камни и крупные бе¬
тонные блоки (кроме
блоков из ячеистого
и крупнопористого
бетона), бутобетон ибут	Блоки и крупные
панели из ячеистого и
крупнопористого бе¬
тона, из природныхкамней 	Кирпич и обыкно¬
венные бетонные
камни
зобетонных элементов с целью проверки условий совместной работы
в одном сечении двух разных по деформационным свойствам мате¬
риалов кладки и железобетона. Такой расчет следовало бы произ¬
водить путем сопоставления возможных деформаций кладки и
железобетона, что позволило бы дифференцированно учесть различ¬
ные условия прочности при выполнении кладки на разных раство¬
рах и кирпичах. СНиП пока ограничивается более простым подхо¬
дом, при котором влиянием упомянутых выше факторов пренебре-
гается.Расчет опорного узла при осевом сжатии производится по фор¬
мулеN<[N] = abRF,	(91)где F — площадь сечения кладки и железобетонных элементов в
пределах контура стены или столба, на которые уложены
элементы;а и b—эмпирические коэффициенты, величина которых зависит
от соотношения F и FM (где Fx — площадь опирания
железобетонных элементов в узле) и от типа пустот в
железобетонном элементе в пределах опоры.В случае опирания пустотелого элемента, кроме проверки по
формуле 91, должна быть произведена проверка несущей способ¬
ности самого настила в ослабленном пустотами горизонтальном се¬
чении. При опирании настилов на кирпичную кладку расчет произ¬
водится по формулеNKim = l25RnpFm + RFKn,	(92)где Rnр и R — расчетные сопротивления бетона настила и кладки
осевому сжатию;Fm — площадь горизонтального сечения настила за вы¬
четом пустот;FK}1 — площадь горизонтального сечения кладки в преде¬
лах опорного узла (без учета опорной площади
настила).§ 21. СЖАТИЕ МНОГОСЛОЙНОЙ КЛАДКИНесущая способность многослойных (слоистых и пустотелых)
кладок, кроме пределов прочности и площади поперечного сечения
отдельных слоев, зависит от их деформационных свойств, а также
от способа связи друг с другом и взаимного расположения.На рис. 45, а показаны кривые относительных деформаций при
центральном сжатии слоев А и Б в предположении, что они работа¬
ют раздельно друг от друга.При достижении слоем А предельных деформаций sA и им
соответствующего предела прочности RHA напряжения оБ в слое112
Б, предельные деформации которого еБ> ®л, будут меньшими его
предела прочности Rl, т. е. oB=mBRB (где тъ <1).В том случае, когда слои А и Б связаны между собой перевяз¬
кой или сцеплением, вызывающими совместную деформацию, разру¬
шение слоя А обычно характеризует собой максимальную несущуюЯПланы действительныеПланы, приведенные к RARa > R5Ra> Яа > R бРис. 45. К расчету многослойных кладок:
а — кривые деформаций центрально сжатых слоев А и Б\ б — схемы
приведения двухслойной кладки к материалу одного слоя А; в —
то же, при трехслойной кладке в случае Ra >Rr> Rj$способность двухслойного сечения, так как дальнейшее повышение
нагрузок за счет только одного слоя Б в большинстве случаев не¬
возможно. Исходя из предположения, что достижение слоем А его113
предела прочности соответствует максимально возможной несущей
способности двухслойного сечения Np, можем записать:=	тЪ •	(93)Разделив правую и левую части на площадь всего сечения, полу¬
чим формулу для приведенного предела прочности двухслойной
кладкиЯп„р = у- = ■ ^А+Мб ^ (	(94)где FA и FB— площади поперечного сечения слоев А и Б;F — площадь поперечного сечения многослойной клад¬
ки (F=Fa+Fb).Учитывая, что в общем случае более деформативным может быть
как слой А, так и слой Б, и, переходя от нормативных сопротивле¬
ний (пределов прочности) к расчетным, запишем формулу для
приведенного расчетного сопротивления двухслойной кладкиD __ тА FA + тБ FБР ~	+ ^Б	’	( }где Ra и Rb —расчетные сопротивления сжатию слоев А и Б
(расчетные сопротивления осевому сжатию для
бетонов марки ниже 35 принимаются равными
0,3 от марки бетсна);
тА и тъ —коэффициенты использования прочности слоев А
и Б в многослойной кладке (табл. 16).Таблица 16Типы многослойной кладкиКоэффициенты использования
прочности слоев А и Бдля слоя из
кирпичной
кладкидля слоя из
диугих
материаловКирпичная кладка с применением:
легкого бетона марки 10 и выше	10,6камней марки 25 и выше	0,91камней марки 15 	10,9камней марки ниже 15 	10,5При мечание. Стены с засыпками, с заполнением из бетона марки 7 и ниже и с
односторонним утеплением из легкого бетона марки 15 и ниже рассчитываются по сечению
кладки без учета несущей способности заполнения. Последнее учитывается только как
нагрузка с соответствующим эксцентриситетом.Формулы 93—95 могут быть применены и для сечения с боль¬
шим количеством слоев, чем два, если в них ввести дополнительные
члены тв RBFB, тг RrFr, . . .114
При расчете многослойных кладок, составленных из различных
материалов, для определения их центра тяжести поперечного
сечения последнее приводится к одному материалу. При этом тол¬
щина слоев принимается фактическая, а ширина изменяется про¬
порционально отношению расчетных сопротивлений сжатию одного
из слоев, составляющих сечение по формуле (рис. 45, б ив)^пр.Б ~	»	(96)где 6пр.Б и Ьъ —приведенная и фактическая ширина слоя Б.1.	Центральное сжатиеПриведенная продольная сила Nn должна удовлетворять сле¬
дующему условию:Nn < [N] = т0 ф RnpF,	(97)где т0 — коэффициент условий работы, учитывающий влияние пе¬
ревязки при центральном сжатии.При перевязке кладки тычковыми рядами и расстоянии между
ними не более 40 см (3—5 рядов кирпичной кладки или 2 ряда клад¬
ки из камней высотой 19 см), а также при колодцевой кладке при¬
нимается т0= 1; при расстоянии между ними более 40, но ме¬
нее 62 см (6—8 рядов кирпичной кладки или 3 ряда камней высо¬
той по 19 см) принимается т0 =0,9.Для многослойных кладок с тычковой перевязкой и различными
заполнителями или с металлическими связями и заполнением из
бетона марки 7 и выше коэффициенты продольного изгиба ср при¬
нимаются по упругой характеристике кладки наружных стенок, а
гибкость по общей толщине стены (как для сплошного сечения сте¬
ны). При различных материалах наружных стенок ср принимается
по более низкой упругой характеристике. В кладках с облицов¬
ками, толщина которых менее 15% всей толщины стены, <р прини¬
мается по упругой характеристике основного материала.В многослойных стенах с металлическими связями (без тычко¬
вой перевязки) с засыпками, термовкладышами или заполнением
бетоном марки ниже 7 каждая ветвь кладки принимается работаю¬
щей самостоятельно на приложенные к ней нагрузки. Коэффициент
продольного изгиба ф принимается при этом как средняя величина
из двух значений, определенных для всей толщины и для одной бо¬
лее тонкой наружной стенки.2.	Внецентренное сжатиеРасчет внецентренно сжатых многослойных элементов произво¬
дится по формулам, аналогичным формулам для одной кирпичной
кладки.1)5
При внецентренном сжатии в случае малых эксцентриситетов
(го<^0,45 у) должно быть удовлетворено условие(98)При больших эксцентриситетах (е0>0,45 у) необходимо обеспе¬
чить следующее неравенство:Nn < № = ти Фи Rnp F -у/J(99)где е0 — эксцентриситет силы Nn относительно оси, проходя¬
щей через центр тяжести приведенного сечения;а — высота сечения (толщина стены);у — расстояние от центра тяжести приведенного сечения до края
сечения в сторону эксцентриситета;Ф — коэффициент продольного изгиба при малых эксцентри¬
ситетах (£0<^0,45 у), равный коэффициенту продольного
изгиба для случая центрального сжатия;Фи — коэффициент продольного изгиба при внецентренном
сжатии с большими эксцентриситетами (е0>0,45 у)Фи = Ц^,	(100)фс — коэффициент продольного изгиба, определяемый по пло¬
щади сечения FUVtC\
ти — коэффициент, учитывающий влияние перевязки при вне¬
центренном сжатии,= (101)Fnр —площадь всего сечения, приведенного к одному материалу;Fnt>.с—часть площади приведенного сечения, уравновешиваю¬
щая внецентренно приложенную силу при прямоуголь¬
ной эпюре напряжений.Для определения Fnp.c необходимо подсчитать высоту сжатой
зоны, что можно сделать, исходя из условия равенства нулю ста¬
тического момента приведенной сжатой площади относительно
центра приложения нагрузки.Эксцентриситет продольной силы е0 в многослойных стенах не
должен превышать епр, определяемого по табл. 18. При наличии
облицовки величина е0 в сторону облицовки не должна превышать
0,5 у.116
§ 22. РАСТЯЖЕНИЕ, СРЕЗ И ИЗГИБ
1. Центральное растяжение кладкиРасчет элементов неармированных каменных конструкций при
центральном растяжении кладки силой N по перевязанным сече¬
ниям (см. рис. 31, б) производится по формулеN^[N] = RpFt	(102)где Rp — расчетное сопротивление кладки по перевязанным се¬
чениям, принимаемое меньшим в предположении разру¬
шения только по перевязанным швам или при разруше¬
нии по швам и камню.Проектирование каменных конструкций, работающих при цен¬
тральном растяжении по неперевязанным сечениям (см. рис. 29, а),
как мы уже отмечали, запрещается.2.	Срез кладкиРасчетная срезывающая сила Q при срезе вдоль горизонтальных
неперевязанных швов (см. рис. 32, а и в) и действии перпендикуляр¬
но этим швам сжимающих напряжений должна удовлетворять ус¬
ловиюQ < [Q1 = Rep.о F = (£ср + 0,8 /о0) .F,	(103)где Rcp — расчетное сопротивление при срезе вдоль горизонталь¬
ных швов и отсутствии их обжатия нормальными напря¬
жениями (а0 =0), нормативное значение А“р в § 14
мы обозначали Rlc£;о0—	среднее сжимающее напряжение при такой комбинации
нагрузок, когда расчетная сжимающая шов сила имеет
наименьшую величину, а срезывающая — наибольшую;
при этом расчетная сжимающая сила определяется с ко¬
эффициентом перегрузки 0,9;/ — коэффициент трения (см. указания к формуле 14 § 14);
F— площадь среза.Кроме проверки прочности кладки по швам, для кладки из кам¬
ней низкой прочности необходимо проверить прочность горизон¬
тальных сечений, проходящих по камням, по формулеQ<[Q] = #ср.к^нт>	(104)где Яср.к — расчетное сопротивление при срезе, когда разрушение
кладки происходит по кирпичу или камню;FHT — площадь сечения при срезе за вычетом площади швов.Формулой 104 следует пользоваться также при проверке проч¬
ности вертикальных перевязанных сечений.117
3.	Изгиб кладки и бетонаУсловие равновесия внешнего момента М и момента от внутрен¬
них напряжений Oj для прямоугольного сечения из материала,
подчиняющегося закону Гука (рис. 46, а), записывается по извест¬
ной формуле сопротивления материаловАЛ — Ьа2М = -g-(105)где ох — краевое напряжение при треугольной эпюре.1 Ц	я	3dЙЫС .11	и:_.Ц_ JU4-А“11 II IQ..UРис. 46. Предельные эпюры и схемы для расчета кладки
при изгибе:а и 6 — треугольная и прямоугольная; в — изгиб кладки при разруше¬
нии по перевязанным швам (сечение 1—1) и по швам и камню (сечение
//—/У); г — то же, по неперевязанным сечениямДля такого же сечения, но в элементе из идеально пластическо¬
го материала с одинаковыми деформационными свойствами в сжа¬
той и растянутой зонах эпюра напряжений о2 прямоугольная
(рис. 46, б), и условие равновесия записывается следующим обра¬
зом:Сравнивая в формулах 105 и 106 правые части, найдем118а1 = 1,5 а2.(107)
Разрушение при изгибе таких материалов, как кладка и бетон,
происходит в связи с разрушением растянутой зоны. Таким образом,
если предположить, что в растянутой и сжатой зонах материала де¬
формационные свойства одинаковы, то при одинаковом моменте М
краевые напряжения а2 идеально пластичного материала в 1,5
раза меньше, чем идеально упругого. Если предположить, что
разрушение элемента в обоих случаях наступает при одинаковой ве¬
личине краевых напряжений, то в первом случае разрушающий мо¬
мент окажется в 1,5 раза больше второго. Так как кладка не отно¬
сится ни к идеально пластичным, ни к идеально упругим мате¬
риалам, то для нее можно ожидать промежуточные результаты.
Таким образом, чтобы воспользоваться формулами сопротивления
материалов для расчета кладки, необходимо в эту формулу ввести
поправочный коэффициент, учитывающий повышение прочности
кладки за счет ее пластических свойств. Этот поправочный коэф¬
фициент вводится в величину расчетного сопротивления растянутой
грани. Принимается, что нормативное краевое сопротивление камен¬
ной кладки при изгибе /?рни на 33—50% выше нормативного сопро¬
тивления кладки при осевом растяжении , при переходе же к
расчетным сопротивлениям в СНиП II-B. 2—62 (табл. 10,
11) были сделаны округления некоторых величин, что привело к
следующим соотношениям:При расчете же идеально-упругих материалов /?ри =/?р.
Расчетный изгибающий момент М при изгибе неармированной
каменной кладки должен удовлетворять условиюгде W — момент сопротивления сечения при его упругой работе.Разрушение кладки при изгибе по перевязанным сечениям
возможно как по швам (сечение / — /, рис. 46), так и по кирпичу
или камню (сечение II—II). Проверку прочности следует делать для
обоих сечений по формуле 109, принимая соответствующие значе¬
ния /?р.и.Проектирование каменных конструкций, работающих на изгиб
по неперевязанным сечениям (рис. 46, г), не допускается, так как
в этом случае, как и при центральном растяжении по непере¬
вязанным швам, прочность кладки определяется только сцепле¬
нием, обеспечение которого в производственных условиях трудно
контролировать.Расчетная поперечная сила Q при изгибе кладки должна удов¬
летворять следующему условию:Яри=1,35-г2Яр.(108)М<[УИ] = /?ри1Г,(109)Q < [Q] = Я™ Ьг,(110)119
где RrJl — расчетное сопротивление главным растягивающим на¬
пряжениям при изгибе;Ь — ширина сечения;г — плечо внутренней пары сил для прямоугольного се-
2 ачения г=~2—.Расчет бетонных изгибаемых элементов производится исходя
из тех же положений, которые принимаются при проверке прочности
растянутой зоны внецентренно сжатых бетонных сечений при
S0<0,8 S(5 (см. рис. 43, в): а) гипотезы плоских сечений (формула
109); б) эпюра нормальных напряжений в сжатой зоне треугольная
и имеет такой наклон, что при ее продолжении в растянутую зону
она отсекла бы на крайнем растянутом волокне отрезок, равный
2 /?р, и в) эпюра напряжений в растянутой зоне прямоугольная*
с величиной напряжений, равной Rp (расчетному сопротивлению
осевому растяжению).Рассмотрим случай прямоугольного сечения. Из условия равно¬
весия проекций сил на горизонтальную ось запишемRp (а — х) Ь = осж ^ ,	(111)откудаа — *^сж 2 Rqvp х #Пользуясь условием «б», можно также записать:°сж = 2Rp ^-х.	(112)Из формул 111 и 112 *=0,5 а; найдем плечо внутренней пары г:2 . а — х 7
Г-~2Х+ 2 - 12 а-Величина момента внутренних сил[ЛИ = *„-?-» Т7« - i ba'R, - !Следовательно, условие прочности прямоугольного сеченияМ<[М]=!^ЯР.	(113)*	Это предположение для растянутой зоны, разрушающейся более
хрупко, чем сжатая, представляется наиболее сомнительной из принятых
здесь предпосылок расчета.120
При произвольной форме сечения расчет производится по
формулеМ<ЯРГТ,	(114)где WT — момент сопротивления для растянутой грани сечения,
определяемый с учетом неупругих свойств бетона (см.
рис. 43, в) по формуле 83.Сравнивая формулы 109 и 114, заметим, что если в первой формуле
неупругие свойства кладки учитывались в величине расчетного
краевого сопротивления растяжению, то во второй формуле этот
учет производится за счет момента сопротивления. Такое различие
не является следствием оценки специфических свойств материалов
и, конечно, для их обоих легко могла быть достигнута полная уни¬
фикация формул. Попробуем сопоставить количественные резуль¬
таты подсчетов по формулам 109 и 114. С этой целью для прямо¬
угольного сечения приведем формулу 113 к виду 109, разделив иЪсРумножив правую часть формулы 113 на IF =-g-> что ДаетМ<[АП = 1.71 RtW.	(113 а)Как следует из этой формулы, величина краевого расчетного
сопротивления 1,71 /?р бетона совпадает со средней величиной, при¬
нятой для кладки в формуле 108.В заключение можно сказать, что для обоснования соотношения
108, при котором Яр.и>#р, можно применить рассуждения, анало¬
гичные высказанным ранее при рассмотрении причин повышения
краевых предельных напряжений при внецентренном сжатии. В
случае изгиба менее напряженные участки растянутой зоны, по-
видимому, также сдерживают поперечные деформации на участках
с большими напряжениями, тем самым улучшая их условия проч¬
ности.
Г	РАСЧЕТ АРМИРОВАННЫХ КАМЕННЫХ
л	И КОМПЛЕКСНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
I	ПО Н1СУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ,а	УСИЛЕНИЕ КЛАДКИ ОБОЙМАМ ЛVIНесущая способность каменной кладки может быть повышена
введением в рабочее сечение более прочных материалов для сов¬
местной работы их с кладкой. Наиболее распространенный способ—
армирование кладок. Применяются два вида армирования: а) по¬
перечное (сетчатое) из стальных сеток, укладываемых в горизон¬
тальных швах кладки для повышения несущей способности кладки
при сжатии, б) продольное — из продольной арматуры с хомутами,
устанавливаемой снаружи кладки либо внутри в швах между кир¬
пичами; предназначено для усиления главным образом несущей
способности кладки на растяжение, при изгибе и внецентренном сжа¬
тии. Кроме армирования, кладка может быть усилена железобето¬
ном в виде так называемых комплексных конструкций и железобе¬
тонными или стальными обоймами.Для армирования каменных конструкций применяют: а) сталь
горячекатаную круглую гладкую класса А—I и периодического
профиля класса А—II; б) проволоку обыкновенную арматурную
н из коу гл ер одисту ю.Для конструкций, усиленных обоймами, применяется полосовая,
листовая и фасонная сталь марки Ст. 3, удовлетворяющая требова¬
ниям, установленным для арматурной стали класса А—I.§ 23. ЭЛЕМЕНТЫ С СЕТЧАТЫМ АРМИРОЗАНИЕМПроведенными в б. ЦНИПСе исследованиями установлено,
что сетки, заложенные в швы, препятствуют развитию поперечных
деформаций кладки и воспринимают растягивающие усилия, ко¬
торые, как было отмечено ранее, являются одной из причин разру¬
шения каменной кладки. Сетки изготовляются из круглой проволоки
диаметром 3—8 мм, укладываемой на расстоянии 39—120 мм
друг от друга. Шэв кладки должен иметь толщину, превышающую
диаметр арматуры не менее чем на 4 мм. Сетки в зависимости от
диаметра арматуры могут быть двух типов: прямоугольные при
диаметре стержней до 6 мм (рис. 47, а) и типа «зигзаг» (рис. 47, б)
при диаметре стержней 3—8 мм. Применение прямоугольных сеток
из стержней диаметром более 6 мм приводит к утолщению шва, что
отрицательно влияет на прочность кладки, так как вызывает кон¬
центрацию напряжений в местах пересечения стержней сетки. Сет¬122
ка типа «зигзаг» имеет один ряд стержней, располагаемых в одном
направлении. Поэтому одной прямоугольной сетке эквивалентны
две сетки «зигзаг», уложенные в двух смежных швах с взаимно
перпендикулярным расположением стержней. Марку раствора для
кладки при сетчатом армировании следует принимать в зависимо¬
сти от влажности воздуха, окружающего армированную конструк¬
цию. В помещениях с нормальной влажностью воздуха минималь¬
ная марка раствора принимается 25, а во влажных или открытых
конструкциях — 50.По высоте элемента
сетки должны укла¬
дываться через 1 — 5
рядов кирпичной
кладки (75—375 мм).При расположе¬
нии поперечной арма¬
туры реже чем через
пять рядов влияние
ее на несущую спо¬
собность кладки нез¬
начительное, и такое
армирование следует
рассматривать как
конструктивное. Кон¬
структивное армиро¬
вание сетками, рас¬
положенными по вы¬
соте элемента через
1,5—2 му применяет¬
ся в сильно нагру¬
женных каменныхэлементах (столбы промышленных зданий, несущих кра¬
новую нагрузку) даже в том случае, когда по расчету это армиро¬
вание не требуется.Характер разрушения кладки с сетчатым армированием отли¬
чается от характера разрушения неармированной кладки. Как
и в неармированной кладке сначала появляются трещины в отдель¬
ных кирпичах, дальнейшее же развитие трещин преграждается сет¬
ками, в результате чего возникают мелкие косые трещины, идущие
только между сетками. С увеличением нагрузки начинают выкалы¬
ваться лещадки снаружи и при достижении предельной нагрузки
происходит разрушение отдельных кирпичей или целых рядов, но
расслоения элемента на отдельные высокие столбики, как у неар¬
мированной кладки, не наблюдается.Сетчатое армирование кладки применяется в центрально и вне¬
центренно сжатых элементах при малых эксцентриситетах, не вы¬
ходящих из ядра сечения (для прямоугольных сечений £>о<^0,33 у—123Рис. 47. Поперечное (сетчатое) армирование
кладки:а — сетками с прямоугольными ячейками; б — сетками
«зигзаг»
=0,1Ь7 а и малой гибкости: при-^-<^ 15—для прямоугольных
сечений и	53—для сечений произвольной формы, где/0—расчетная высота элемента. При гибкости или эксцентриситете,
превышающем указанные выше величины, сетчатое армирование не
повышает прочности кладки. Деформационные свойства кладки,
армированной сетками, меняются в зависимости от процента арми¬
рования |А.Упругая характеристика аа кладки, армированной сетками,
определяется по формуле“a = a-fr>	<115)где a—упругая характеристика неармированной кладки (табл. 8);Ru —нормативное сопротивление неармированной кладки сжа¬
тию по СНиП II-A. 10—62; #н=2,5 RB — для виброкир-
пичной кладки; RH=2 R — для невибрированной клад¬
ки всех видов (RB и R — соответственное расчетное со¬
противление);/?ак—нормативное сопротивление сжатию сетчато-армирован¬
ной кладки, которое зависит от нормативного сопротив¬
ления сжатию неармированной кладки RH, класса и
нормативного сопротивления стали, процента армиро¬
вания [X^к-^+^Тоо"" .	<116)т3 — коэффициент условий работы арматуры по табл. 9;R* — нормативное сопротивление арматуры, определяемое по
СНиП II-A- 10—62;
та R* — зависит от класса стали: для стали класса А—I и А—II
maRa =1,1 Ra, для обыкновенной проволоки та#" =
= 1,25 Ra,где Ra — расчетное сопротивление арматуры, принимаемое по
табл. 13 СНиП II-B. 2—62;1-1 — процент армирования по объему!*=-]£. 100,	(П7)где Va и VK — соответственно объем арматуры и кладки.При размерах ячейки сеток в осях арматуры с, и с2 и при
расстоянии между сетками по высоте кладки 5 для определения
процента армирования выделим столбик кладки высотой 5 и пло¬
щадью CjC2, его объем VK=cxc2s. На этот объем приходится два
отрезка стержней с общей длиной сг+с2. Объем стержней при пло¬124
щади сечения стержня /а будет Уа=(с1+с2)/а и, следовательно
процент армирования|*-£-Ю0 = (Я + «УШ •■«>•	(П8)Для сетки с квадратными ячейками размером с(х = ?А.100.	(119)Минимальный расчетный процент армирования принимается0,1%, а максимальный—1%.Расчетное сопротивление сжатию армированной сетками клад¬
ки из кирпича всех видов и керамических камней с щелевидными
пустотами, при высоте ряда не более 150 мм, при марке раствора 50
и более определяется по формулеЯак = Я + тщ^<2Я.	(120)При пределе прочности раствора менее 4900 кн/м2 (50 кГ/см2)
эффективность армирования снижается, и тогда прочность опреде¬
ляется по формулеR.-R+ЧхГ ' Ъ'	(121)где R — расчетное сопротивление сжатию неармированной кладки
в рассматриваемый срок твердения раствора;
i?50 — расчетное сопротивление кладки при марке раствора 50;(л — процент армирования по объему.При внецентренном сжатии, с увеличением эксцентриситета
е0, эффективность сетчатого армирования снижается. Расчетное
сопротивление /?аки армированной сетками внецентренно сжатой
кирпичной кладки при пределе прочности раствора 4900 кн/м2
(50 кГ/см2) и более определяется по формулеЯаки = R+ ^(l - Y°) < 2*>	<122>где у — расстояние от центра тяжести сечения до более сжатой
грани.При пределе прочности раствора менее 4900 кн/м2 (50 кГ/см2)
по формулеR...-«+2-^-|;(l-2f-).	(123)Модуль деформаций кладки, армированной сетками, принимает¬
ся аналогично модулю деформации неармированной кладки (ф-лы
26, 26 а):125
а)	при определении деформаций в статически неопределимых
системах£' = 0,8£0;	(124)б)	при расчете конструкций по предельному состоянию прочно¬
сти кладки£ = 0,5£0,	(125)где Е0 — начальный модуль деформаций,Яо = *.Яа"к.	(126)1.	Центральное сжатие. Расчет элементов с сетча¬
тым армированием производим по формулеЛп<[Л] = фЯ.кЛ	(127)где Nn — приведенная продольная сила, определяется как для
неармированной кладки (52);—	расчетное сопротивление сжатию армированной сет¬
ками кладки (120) и (121);F — площадь поперечного сечения;Ф — коэффициент продольного изгиба кладки, усиленной
поперечной арматурой, зависящий от |Зпр или Хпр,
при упругой характеристике аа, определяемой по
ранее приведенной формуле (115).2.	Внецентренное сжатие. Как было уже отмечено,
армирование каменных элементов сетками производится только в
случае малых эксцентриситетов, не выходящих за пределы ядра
сечения. По аналогии с соответствующим случаем расчета неарми¬
рованной кладки примем для приведенной продольной силы Nn,
армированной сетками кирпичной кладки, условиеiVn<	, •	(128)l+ —
г а — угде е0 — эксцентриситет продольной силы Nn относительно центра
тяжести всего сечения;/?аки — расчетное сопротивление сжатию армированной сетками
кладки при внецентренном сжатии (122 и 123);Ф — коэффициент продольного изгиба, зависящий от гибкости
[Зпр или Лпр, при упругой характеристике аа;
у — расстояние от центра тяжести сечения до наиболее удален¬
ного сжатого края;
а — высота поперечного сечения;F — площадь поперечного сечения.126
§ 24. ЭЛЕМЕНТЫ С ПРОДОЛЬНЫМ АРМИРОВАНИЕМПродольное армирование каменной кладки применяется преиму¬
щественно для восприятия растягивающих усилий в кладке, при
изгибе, внецентренном сжатии, при центральном растяжении и в
ряде случаев, когда применение продольной арматуры является
более эффективным, чем поперечное. Продольное армирование осу¬
ществляется в стенах и столбах с большой гибкостью > 15,или -у- >53^, в элементах, подвергающихся действию динамиче¬
ских усилий, и в других случаях.При продольном армировании продольные сжатые стержни
должны иметь диаметр не менее 8 мм, растянутые не менее 3 мм,
и хомуты от 3 до 8 мм.Различаются два вида армирования:а)	наружное (рис. 48, а),
когда арматура располага¬
ется снаружи кладки и име¬
ет защитный слон из раст¬
вора; раствор для кладки
и для защитного слоя
должен применяться мар¬
ки не ниже 25, а в конст¬
рукциях, находящихся во
влажных условиях, а так¬
же в открытых и подзем¬
ных конструкциях — мар¬
ки не ниже 50;б)	внутреннее, когда
арматура располагается
внутри кладки (рис. 48, б).Расположение арматуры
внутри кладки создает
лучшую защиту арматуры
от внешнего воздействия
и при пожарах, но ее ус¬
тановка сильно усложня¬
ет процесс производства работ, поэтому такое армирование при¬
меняется сравнительно редко.Расположение арматуры снаружи кладки удобно для произ¬
водства работ, кромеэтого, по сравнению с внутренним расположени¬
ем увеличивается плечо «внутренней пары», что повышает несущую
способность элемента и позволяет более эффективно исполь¬
зовать арматуру. При возникновении растягивающих усилий толь¬
ко с одной стороны сечения возможно применение одиночной про¬
дольной арматуры.IIJj Еiillijпияъ\lРис. 48. Продольное армирование
кладки:а — наружное расположение арматуры без паза
и в пазе кладки: б — внутреннее расположение
арматуры; / — продольная арматура; 2 — хомуты)127
Расстояние между хомутами при расположении арматуры сна¬
ружи должно быть не более 15 диаметров продольной арматуры;
при расположении внутри — не более 20 диаметров продольной ар¬
матуры. В обоих случаях шаг хомутов должен быть кратным высоте
ряда кладки и не превышать 50 см.При стыковании продольной арматуры по высоте элемента в
местах стыков хомуты ставятся через 10 диаметров продольной ар¬
матуры.Толщина защитного слоя для продольных стержней, установлен¬
ных снаружи, зависит от вида конструкции и влажности окружаю¬
щего ее воздуха. Так, в помещениях с нормальной влажностью ми¬
нимальный защитный слой арматуры в стенах должен быть 10 мм,
а в простенках, столбах и перемычках —20 мм; в этих же конструк¬
циях на открытом воздухе и во влажных помещениях толщина за¬
щитного слоя увеличивается соответственно на 5 и 10 мм.При расположении арматуры внутри столба продольные стержни
ставятся на расстоянии 1/2 кирпича от наружной грани, а швы сна¬
ружи расшиваются.Предельный процент армирования установлен следующий: в
сжатой зоне не менее 0,1 % и не более 2% от всей площади сечения,
в растянутой зоне не менее 0,05%.Модуль деформаций кладки, армированной продольной армату¬
рой, вычисляется по тем же формулам (124, 125, 126), что и для
кладки, армированной сетками, в зависимости от задач расчета по
предельному состоянию прочности или при определении деформа¬
ции в статически неопределимых системах и т. п. При этом /?анк
определяется по формулеС = *н + -^т>	<128а)ргде RH, mzR\ те же, что и в формуле 116; [л = — • 100 процентF кармирования (.Fa и FK — площади сечения соответственно продоль¬
ной арматуры и кладки).Упругая характеристика кладки с продольной арматурой аа
равна упругой характеристике неармированной кладки (табл. 8).1.	Центральное сжатие. Расчет элементов, арми¬
рованных продольной арматурой, при центральном сжатии заклю¬
чается в соблюдении условия< W = Ф (0,85 RF + Ra Fa),	(129)где Nп — приведенная продольная сила (52);— площадь сечения арматуры;Ra—расчетное сопротивление арматуры по табл. 13 СНиПII-B.2—62;R — расчетное сопротивление сжатию кладки;128
Ф — коэффициент продольного изгиба, зависящий от а (а	упругая характеристика неармированной кладки).2.	Внецентренное сжатие. В зависимости от вели¬
чины эксцентриситета различаем два случая внецентренного сжа¬
тия:*Г'аDaftNhB- а'h0Da,Рис. 49. Схемы к расчету внецентренно сжатой кладки с продольной ар¬
матурой:а и б — при малых эксцентриситетах; в — при больших эксцентриситетахА. Случай малых эксцентриситетов (рис. 49, а, б), когда ..SC>0,8S0	(130)или для прямоугольного сечения*>0,55 А0,	(131)где Sc — статический момент площади сжатой зоны кладки от¬
носительно центра тяжести растянутой или менее сжатой
арматуры Fa;50—статический момент всей площади сечения относительно
центра тяжести арматуры Fa\
х — высота сжатой зоны кладки;Л0 — расчетная высота, равная расстоянию от центра тя¬
жести растянутой арматуры до наиболее сжатой грани,
В этом случае все сечение сжато или имеется незначительное
растяжение у грани, наиболее удаленной от силы Nn. Разрушение
начинается с наиболее сжатой грани.Под влиянием расчетных внешних сил в сечении возникают рас¬
четные внутренние усилия: в сжатой арматуре, если таковая имеет¬
ся, Da=FaRat где Fa — площадь сжатой арматуры, Ra — рас¬
четное сопротивление арматуры.5 Заказ № 93612,9
Из условий равенства моментов внешних и внутренних сил от¬
носительно центра тяжести растянутой арматуры можно написать
уравнениеNn е = ф [dkz + D\ (h0 — а')],	(132)где е — расстояние от центра тяжести арматуры Fa до продольной
силы iVn для прямоугольных сеченийв = 	а + е0\	(133)а и а'— расстояния от центра тяжести арматуры до ближайшей
грани сечения;DK — равнодействующая расчетных усилий в сжатой зоне кладок;z — расстояние от DK до F&\DKz — момент внутренних сжимающих сил в кладке относительно
центра тяжести арматуры F^ этот момент (как было
установлено при рассмотрении неармированной кладки,
при малых эксцентриситетах) не зависит от величины экс¬
центриситета е и, следовательно, равен моменту внутрен¬
них сил при центральном сжатии относительно той же оси.
Из этого условия для сечения произвольной формыDKz = mKRS0,а для прямоугольного сечения2DKz = 0,5 tnK bh0 R.При усилиях, близких к разрушающим, в кладке развиваются
большие деформации и происходит нарушение совместной работы
кладки и сжатой арматуры. Кладка при наличии в ней сжатой
арматуры используется не полностью, примерно, на 85% от проч¬
ности неармированной кладки, поэтому к ее расчетному сопротив¬
лению R вводится коэффициент тк=0,85. При отсутствии арматуры
Fa' прочность кладки в сжатой зоне используется полностью и ко¬
эффициент 0,85 не вводится, т. е. тк=1. Таким образом, при двой¬
ном армированииDKz = 0,85 S0R,	(134)и для прямоугольного сеченияDKz = 0,42 bh\ R,	(135)где b — ширина прямоугольного сечения;Da(h0—а') —момент внутренних сжимающих сил в сжатой арма¬
туре F» относительно центра тяжести арматуры Fa.D'a (h0 — а') = RaFa (ho — а').	(136)130
Пользуясь формулами 132, 134, 136, определим условия проч¬
ности для сечения произвольной формыГ 0,85 RS0+Ra F' (h0 — а')] ф
Nn<[N]=±	 е а 	(137)где ф определяется, исходя из ^пр или Хпр, а значение упругой
характеристики а принимается как для неармированной кладки.Для прямоугольного сеченияГ 0,42 Rbhl + #а (h0— а')] срiVn<[A/] = -t	0 е 3 	(138)Из формулы 138 можно определить площадь сечения сжатой ар¬
матуры в прямоугольном сечении—	0,42 Rbh2F = ■ в ,и	7Г--*	(139>а	Ra(ho-a')	v 'При малых эксцентриситетах, когда все сечение сжато и продоль¬
ная сила приложена между центрами тяжести арматуры Fa и F'B,
разрушение может начаться не со стороны, близкой к силе Nni
а с противоположной, т. е. там, где малая площадь сечения арматуры
Fa. Чтобы этого не произошло, площадь сечения арматуры должна
быть больше некоторого предела, который можно установить, со¬
ставив уравнение внешних и внутренних сил относительно центра
тяжести сжатой арматуры,Nae' < [0,85 RS0 + R3F3 (h0-a')] q>.	(140)где	So — статический момент всей площади сечения кладкиотносительно центра тяжести сжатой арматуры Fa ;
e'=h0—а’—е — расстояние от центра тяжести арматуры Fa до
силы Л^п.Из формулы 140н.<т-	,,41)Для прямоугольного сечения получим>Л[..«;+цм)]',	(И2)Из формулы 141 или 142 можно определить площадь сечения ар¬
матуры F3.Б. Случай больших эксцентриситетов (рис. 49, в), когда5С < 0,8 S0,	(143)5*	131
или для прямоугольного сечениях <С 0,55 Hq.	(144). В этом случае в сечении возникают напряжения сжатия и значи¬
тельные растягивающие напряжения. Разрушение начинается с
растянутой зоны. Расчет производим, предполагая, что эпюра на¬
пряжений в сжатой зоне кладки прямоугольная; расчетное сопро¬
тивление /?и = 1,25 R, сопротивлением кладки в растянутой зоне
пренебрегаем.Под влиянием внешних сил в сечении возникают внутренние
силы:в растянутой арматуре Da=Fa#a,в сжатой арматуре Da=FaRa.Сила, возникающая в кладке,Ас = 0,85 i?HFc = 1,05 RFC,ТОе Fc — сжатая часть площади сечения кладки;R — расчетное сопротивление кладки при центральном сжа¬
тии.Из условия равновесия, согласно которому сумма проекций
врех сил на вертикальную ось равна нулю, можно написать следую¬
щее условие прочности армированной кладки в случае больших экс¬
центриситетовNn<[N] = DK + D[-D*	(145)или, подставляя значения DKt Da и Da, получимW] = [ 1,05RFc-\-RaFa “/?aFa] Ф,	(146)гдеф — коэффициент продольного изгиба как для неармированной
кладки (учитывая работу всего сечения).Для определения величин Fc и Sc необходимо знать положение
нейтральной оси (или х), которое можно определить, исходя из
условия, что сумма моментов внутренних сжимающих и растягиваю¬
щих усилий относительно точки приложения продольной силы Nn
должна быть равна нулюl,05RSCN±RaF^e'-RaFae = 09	(147)а для прямоугольного сечения1,05 Rbx^e — h0 — -J- j ± а Fa е' — R,Fte = 0, (148)где Sc.n — статический момент сжатой зоны кладки относительно
точки приложения силы Nn.При этом сечение произвольной формы должно удовлетворять
условию z^h0—а', а для прямоугольных сечений х^>2а'.132
Знак «минус» перед Ra Fa е' принимается тогда, когда сила
Nn приложена между центрами тяжести арматуры Fa и Fat а
знак «плюс», когда сила приложена за пределами арматуры Fa и
F '1 а •Из формулы (148) получим для прямоугольного сеченияx = (h0-e)+ |/ {hQ-ef + l±Lle^beR)R* . (149)В формуле 149 под корнем знак «минус» следует принимать,
когда сила выходит за пределы арматуры и Fa'.В том случае, когда сжатая Fa арматура отсутствует, расчет
несущей способности может быть произведен по формулеNn<[N] = <f(l,25RFc-RaFa).	(150)При этом положение нейтральной оси определяется из урав*
нения1,25 RScn — RaFae = 0.	(150 а)§ 25. УСИЛЕНИЕ КЛАДКИ ОБОЙМАМИПоврежденные при сжатии кирпичные столбы и простенки могут
быть усилены без разборки путем применения обоймы. Последниео)£V/со,2^_JJL6)wVIкIJ-Jr-3-Vcm/r°-10 СИРис. 50. Усиление кладки столбов обоймами:а — стальной; 6 — железобетонной; в — армированной штукатурной; / — уголки
(Ffl); 2 — сварка; 3 — планки 35x5—60x12 мм (/х): 4 — бетон марки 100—200; 5 —
вертикальные стержни 0 6—12 мм; 6 — хомуты 04—10 мм; 7 — штукатурка раст¬
вором марки 50 — 100133
устраиваются также для повышения несущей способности кладки
при увеличении действующей на нее нагрузки.Обоймы применяются: стальные, железобетонные толщиной 6—
10 см (рис. 50), армированные штукатурные.Влияние обоймы на кладку в основном выражается в препят¬
ствии поперечной арматуры или планок поперечному расширению
кладки.Обоймы применяются при усилении кладки, подвергнутой осе¬
вому сжатию или внецентренному сжатию при эксцентриситетах,
не выходящих из ядра сечения (определяя размер последнего в пред¬
положении треугольной эпюры напряжений); при больших эксцен¬
триситетах влияние обоймы не учитывается.Несущая способность сечения определяется по эмпирическим
формулам и зависит от количества поперечной арматуры и состояния
кладки к моменту усиления. При этом учитывается способ приложе¬
ния нагрузки, наличие продольной арматуры и т. д.Формулы для определения расчетной несущей способности кир¬
пичной кладки, усиленной обоймой при центральном сжатии, при¬
ведены в табл. 17.Таблица 17Тип обоймыУсловия прочностиФормулы для Ai?Стальная< 9 [(mKR + AR) F +
+ Л.^а]AR =~Ш'2,5ц1+2,5|лЖелезобетоннаяWn < ¥ [(mKR + AR) F -f-
+ fn^RnpF^ + RaF a]AR = Ш3|j-
1 +1*АрмированнаяштукатурнаяNn < (mKR + AR) Ftp— 1002,8ц
• 1+2цПримечания:= 1 — для кладки без повреждений и = 0,7 для кладки с трещинами;т, — коэффициент использования бетона; т. =0,35 при отсутствии непосредст-
о	овенной передачи продольной силы на обойму; т^ =1 при непосредствен¬
ной передаче нагрузки на обойму по обеим оперным поверхностям;т^ в 0,7
при передаче нагрузки с одной стороны;F, f' F^— площади сечения кладки, продольной арматуры и бетона обоймы, заклю-
а бченного между поперечными хомутами и кладкой (без учета защитного
слоя);«р — коэффициент продольного изгиба (а при определении <р принимается как
для обычной неусиленной кладки);
jjl — процент армирования хомутами и поперечными планками, при отношении
сторон не более 2,5 определяется по формуле2Fa (а + Ь)134
где	—- площадь сечения одного хомута или поперечной планки:о, Ъ — стороны сечения, усиливаемого обоймой;5 — расстояние между хомутами и планками;N — приведенная продольная сила (52);
пRi — расчетные сопротивления кладки и бетона сжатию;R — расчетное сопротивление продольной арматуры в обойме.
§ 26. РАСЧЕТ НЕАРМИРОВАННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО ДЕФОРМАЦИЯМРасчет по деформациям производится по нормативным нагруз¬
кам для проверки:а)	высоких самонесущих стен, связанных с каркасами и работаю¬
щих на поперечный изгиб, если несущая способность стен (без кар¬
каса) недостаточна для самостоятельного восприятия нагрузки;б)	стеновых заполнений каркасов — на перекос в плоскости
стен;в)	других элементов сооружения, в которых величина дефор¬
маций каменных и армокаменных конструкций или покрытий по
ним определяется деформацией поддерживающих их конструкций,
а также при проверке прогибов армокаменных покрытий и в дру¬
гих аналогичных случаях.Рассмотрим определение предельных деформаций для случая,
когда кладка в самонесущей стене передает горизонтальную нагруз¬
ку, действующую перпендикулярно плоскости стены, на каркас.
При этом введем следующие допущения:а)	вся горизонтальная нагрузка передается только каркасу,
работе которого кладка стены не помогает;б)	деформация кладки полностью следует за деформациями кар¬
каса.Прежде всего, необходимо установить, какие расчетные про¬
дольные деформации могут быть приняты для рассматриваемой са¬
монесущей стены. Прогибы и углы поворота любых сечений должны
быть такими, чтобы возникающие в кладке стены максимальные де¬
формации растяжения не превышали установленного опытами мак¬
симума. Деформации растяжения в кладке можно определить, ис¬
ходя из условия одинакового радиуса кривизны стены рк и поддер¬
живающей конструкции р. Относительные деформации кладки е
на растянутой грани, слагающиеся из деформаций растяжения при
изгибе еи и деформаций сжатия е0 от собственного веса стены и
других вертикальных нагрузок, не должны превышать следующих
величин предельных деформаций гпр: 0,15* 10~3—при I степени
долговечности; 0,2-10-3—при II степени долговечности.*	Характеристики второго и третьего предельных состояний даны в гл.1У.136ГлаваVIIРАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ КАМЕННЫХ
И АРМОКАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
И РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИН*
(Второе и третье предельные состояния)
В том случае, когда предъявляются повышенные требования в
отношении недопустимости появления трещин на растянутой по¬
верхности стен (при наличии гидроизоляционных штукатурок и
т. д.), относительные деформации епр устанавливаются нормами
СНиП II-B.2—62 (п. 7.6). Таким образом, расчет по деформациям
самонесущей стены сводится к соблюдению условия
е = еи — ео<г„р- (151)Величины еи (рис. 51, а)
и е0 приближенно опреде¬
ляются по формулам со¬
противления упругих матери¬
алов= 2^ (а-0,(152)Nнео =TTlb, (153)^КГ Кгде Мн — изгибающий мо¬
мент в элементе
каркаса от норма,-
тивных нагрузок;Е1 — жесткость (произ¬
ведение модуля
упругости на мо¬
мент инерции)
каркаса при из¬
гибе;а — у— расстояние от цен-	г)	д) *тра тяжести се-	а <Н-т	Г'чения кладки сте-	q I 1	kjны до растянутой	^	Щ ^грани:	^ А	ШN к— продольная сила	м0	М*сжатия в кладке
стены от норма¬
тивных нагрузок;EKiFK, /к— модуль деформа¬
ций кладки (26),
площадь и момент
инерции попереч¬
ного сечения
кладки.Вместо определения деформаций по формуле 151 можно прове¬
рить жесткость каркаса£7 > ■ М" (а~у) .	(154)епр “Г е0Рис. 51. Схемы к расчету самонесущих
стен по деформациям:а — схема к формуле 152; б — опирание стен
на вертикальные опоры; в — то же, но на гори¬
зонтальные опоры; г и д — к определению
и ЛГ при расчете самонесущей стены с одной
горизонтальной опорой; / — самонесущая сте¬
на; 2 — стойка каркаса; 3 — горизонтальная
связь; 4 — ветровая ферма каркаса137
При проверке деформаций в горизонтальной плоскости при из¬
гибе между стойками каркаса N* = 0 и поэтому г0=0.Кроме расчета по деформациям, должна быть проверена проч¬
ность самонесущих стен. При этом наряду с нагрузками, непосред¬
ственно приложенными к стене, необходимо учитывать дополнитель¬
ные изгибающие моменты, возникающие в ней при изгибе каркаса.В случае, если стена связана анкерами только с вертикальными
элементами (стойками) каркаса (рис. 51,6), то дополнительный
момент может быть учтен введением в направлении прогиба стены
эксцентриситета е0.д к расчетной продольной силе NKt возникающей
в стене от собственного веса и других нагрузок. Если силаМк
приложена к стене с эксцентриситетом от внецентренно приложенных
вертикальных нагрузок, то последний увеличивается на величину£о.д-Величину эксцентриситета е0.А определим, исходя из следующих
соображений.Нормативный изгибающий момент в кладке при радиусе
кривизны стены рк может быть найден по формуле<=7Г-	<155>Ранее мы приняли, что радиусы кривизны элемента конструкций
р и кладки рк равны, тогда, воспользовавшись формулой 152,согласно которой р = рк = а~у, и подставив это значениееив 155, получимм* Hhk	(156)К а—у	' 'или, переходя от нормативных значений к расчетным,=	(157)где Мк — расчетный изгибающий момент в кладке, возникающий
при изгибе каркаса;
п1 — коэффициент перегрузки для нагрузки, вызывающей
изгиб.Пользуясь формулой 153 и также переходя к расчетным значе¬
ниям, найдем расчетную продольную силу в стенеNK= n2z,fiKFK,	(158)где п2 — коэффициент перегрузки для нагрузки, вызывающей
сжатие кладки.138
Из формулы 157, зная, что радиус инерции горизонтального се¬
чения стены r =	получим •е = pi = п'*»г2 .	(159)О.д NK П2е0(а—у)	v ;В случае, когда стены укреплены анкерами только к одному
горизонтальному элементу каркаса (ветровой ферме, поясу и т. д.)
(рис. 51, б), эксцентриситет (с учетом дополнительного воздействия)
может быть определен по формуле+ (160)где М0 — расчетный изгибающий момент в нижнем сечении стены,
рассматриваемой как стойка, жестко заделанная внизу
и опертая верхним концом на несмещаемую в горизон¬
тальном направлении опору (рис. 51, г);М' — расчетный изгибающий момент в нижнем сечении стены,
учитывающий, что опора не является жесткой, а сме¬
щается в горизонтальном направлении на величину
/ (рис. 51, а);£о.пр— эксцентриситет от расчетного изгибающего момента.
Для определения М' рассмотрим стойку-стену как заделанную в
основании консоль с приложенной вверху сосредоточенной нагруз¬
кой Р, прогиб которой от расчетной нагрузки равенГ	PH3	/1С1Чtlf	gp .	(161)ОЕ, к I кУчтя, что М — РН и, пользуясь формулой 161, получимM, = JnfEJк_(	(162)где п — коэффициент перегрузки для сил, вызывающих попереч'
ный изгиб;/ — прогиб верха стены от нормативной нагрузки;Н — расстояние от заделки стены до горизонтальной опоры.
При наличии нескольких горизонтальных поясов стена рассчи¬
тывается как неразрезная балка на упругих опорах.Мы подробно рассмотрели случай расчета по деформациям са¬
монесущей стены. Ниже приводим формулы для расчета других
конструкций. Следует при этом иметь в виду, что все эти формулы
получены в предположении справедливости для кладки законов со¬
противления упругих материалов:
при центральном растяженииNH<snpEKFK;	(163)139
при изгибем„ =JrPEJK	(164)а—у	v 7при внецентренном сжатии<ш5>/« _при внецентренном растяженииN"<t, en°EfK—.	(166)^ F,(a— у)е„ •	' '/ “*1Кгде Мн и N* — изгибающий момент и продольная сила от нор¬
мативных нагрузок, действующих на кладку после
нанесения на ее поверхность штукатурки или обли¬
цовки плитами.§ 27. РАСЧЕТ АРМИРОВАННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ПО ДЕФОРМАЦИЯМРасчет элементов с сетчатой арматурой производится по тем же
формулам, которые применяются и для неармированной кладки.
Упругая характеристика кладки определяется по формуле 115.Если относительные деформации растяжения е оказываются
больше епр, т. е. если условие 151 не удовлетворено, то для умень¬
шения е следует увеличить жесткость каркаса или для увеличения
епр кладка должна быть усилена продольной арматурой. Если про¬
цент армирования [х>0,03%, то приведенные в § 26 для неармиро¬
ванной кладки величины епр могут быть увеличены на 25%. В
случае е>1,25 епр продольное армирование стены назначается,
исходя из расчета по прочности, с учетом дополнительных эксцен¬
триситетов (см. § 26).§ 28. РАСЧЕТ НЕАРМИРОВАННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИНЕсли при внецентренном сжатии расчетная продольная сила при¬
ложена с эксцентриситетом е0>епр, величина которого приведена в
табл. 18, то в растянутой зоне происходит большое раскрытие шва.
Последнее нельзя допускать по эксплуатационным соображениям, а
также потому, что при превышении ^определенных величин сильно
возрастают поперечные деформации и возникает опасность потери
устойчивости. Поэтому при расчете на внецентренное сжатие при
ео>епр Должна быть проверена величина раскрытия трещин. Кро¬
ме того, раскрытие трещин при е0<епр, а также при изгибе, растя-140
Таблица 18Примечания:	J1.	у — расстояние от центра тяжести до края( сечения в сто-	)рону эксцентриситета;2.	е0 — не должно превышать величин, указанных на стр. 105.»жении и так далее недопустимо при повышенных требованиях к
отделке, водонепроницаемости и пр.Расчет на раскрытие трещин внецентренно сжатых неармировант
ных конструкций производится, исходя из следующих предпосылок:а)	усилия при е0>епр определяются по расчетным нагрузкам;б)	в расчетных формулах принимается линейная эпюра напря¬
жений внецентренного сжатия как для упругого тела;в)	расчет производится по условному краевому напряжению
растяжения /?ри ттр, которое характеризует величину деформаций
растянутой зоны (см. пояснение к формуле 38 в гл. IV);г)	расчет ведется для всего сечения (без учета раскрытия тре¬
щин).Указания п. б и г позволяют воспользоваться формулой сопро¬
тивления материаловг»	VW N Ne0 N »I / Bq 1 \ /1/2 *74Яри ттр =	р~ =	р~ ~ N ум у j * (167)Из 167, помня, что W =	, получимС68)/ “1где Rp.u— расчетное сопротивление кладки растяжению при из?
гибе;Щр — коэффициент условия работы кладки при расчете по
раскрытию трещин, принимаемый по табл. 19, в зави¬
симости от степени долговечности конструкции и услог
вий работы кладки;W,I,F, — соответственно момент сопротивления, момент инер-
цци и площадь всего сечения;	.1 :141Предельные величины
эксцентриситетов епрдля внецентренно
сжатой кладки, при
превышении которых
необходим расчет
элементов конструк¬
ций по раскрытию
трещинСочетания воздействийОсновные	Дополнительные 		О О00 Vj
Таблица 19Условия работы кладкиКоэффициент условия работы при степени
долговечностиIIIillНеармированная внецентренно на¬
груженная и растянутая кладка . .1,523То же, с гидроизоляционной шту¬
катуркой для конструкций, работаю¬
щих на гидростатическое давление
жидкости 	1,21,52То же, с кислотоупорной штука¬
туркой или облицовкой на замазке
(на жидком стекле) 	0,811То же, с декоративной штукатур¬
кой для конструкций с повышенными
требованиями к отделке	1,21,2—Примечание. Коэффициенты условий работы по раскрытию трещин т при расчетепродольно армированной кладки на внецентренное сжатие, изгиб, осевое и внецентренное
растяжение и главные растягивающие напряжения принимается по табл. 19 с коэффициен¬
тами:ТС =1,25 при р. >0,1%,К = 1	при р. < 0,05%.При промежуточных процентах армирования—по интерполяции по формуле 7C=0,754-5pi.а, у — соответственно высота сечения и расстояние от его цент¬
ра тяжести до наиболее сжатого края.Для прямоугольного сеченияN < mTp RpH ^	.	(169)а ^§ 29. РАСЧЕТ АРМИРОВАННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ПО РАСКРЫТИЮ ТРЕЩИНРасчет по раскрытию трещин элементов с сетчатой арматурой
при расположении продольной силы в ядре сечения производим
так же, как и в неармированной кладке.Расчет по раскрытию трещин в продольно армированных вне¬
центренно сжатых, изгибаемых и растянутых элементах производит¬
ся в том случае, если они находятся в условиях агрессивной для ар¬
матуры среды, а также при требовании непроницаемости штука¬
турки или облицовки поверхности конструкций.При этом учитываем следующее:а)	усилия определяют по нормативным нагрузкам, а коэффициен¬
ты условий работы кладки принимают по табл. 19 (с учетом приме¬
чания к ней);б)	расчет производится по полному сечению и применяется ли¬
нейный закон распределения напряжений по сечению. Для расчета142
сечение конструкции приводится к одному материалу — стали —
по соотношению модулей упругости кладки и сталид' = тИ-.	(170)Основные параметры приведенного
сечения определяются по формулам
(рис. 52).Fnp = n'F + Fa + F'a ; (171)n'Fy + h0Fa + F'aa'УпР=	р	;	(172>Г Пр/пр = n'l + n'F (ynp — yf + Fa (h0 —— Упр)г + F'a {Уар — a02> (173)где nr — отношение модуля дефор¬
мации кладки Ек к модулю
упругости стали £а;F, уу I —соответственно площадь сечения, расстояние центра
тяжести сечения до сжатой грани и момент инерции
для сечения кладки;Fnp, */пр,/пр—то же> Для приведенного сечения;а' — расстояние центра тяжести арматуры Fa до сжатой
грани сечения;Расчет по раскрытию трещин продольно армированных камен¬
ных конструкций производим по формулам:а)	на осевое растяжениеN"<mrpRlpFnp;	(174)б)	на изгибМ"< т,тр/?7/пр;	(175)^ hg — yap	v 'в)	на внецентренное сжатиеmr0 Rlp Fnoи" < ъ-а —;	(176)^пр (Ло Упр) |7	11 Прг)	на внецентренное растяжение_ mTp/?3Tpfnp
Fnpih— Упр)еа , , ’/пР	+/i. т кладкиж§Рис. 52. Схемы сечений
к расчету продольно ар¬
мированной кладки по-
раскрытию трещин: дейст¬
вительного и приведен¬
ного к одному материа¬
лу — стали (заштрихо¬
ванное сечение)143
где NH и Мн — соответственно продольная сила и момент от нор¬
мативных нагрузок (при расчете конструкций по
раскрытию трещин штукатурки или облицовки);
еп = мн — эксцентриситет продольной силы;дгнRlp— расчетное сопротивление арматуры, определяе¬
мое при расчете продольно армированных кон-
\	струкций по раскрытию трещин (по табл. 25СНиП II-B.2—62).
Г ПРОЕКТИРОВАНИЕ КАМЕННЫХ
1 И КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ СТЕН ЗДАНИЙаваVIII§ 30. КЛАССИФИКАЦИЯ СТЕНСплошные и многослойные каменные стены применяются в
промышленном и гражданском строительстве в качестве ограждаю¬
щих и несущих конструкций. В зависимости от назначения здания,
этажности и других факторов стены проектируют:а)	несущие, воспринимающие, кроме нагрузок от собствен¬
ного веса, нагрузки от покрытий, перекрытий, кранов, ветра
и т. д.;б)	самонесущие, воспринимающие только собственный вес*;в)	каркасные, в которых стеновой материал используется как
заполнение панелей, образованных ригелями и стойками каркаса.Вертикальные и горизонтальные нагрузки от веса конструкций,
ветра, снега и так далее, действующие на каждый из взаимо¬
связанных элементов, вызывают в несущих каменных стенах и стол¬
бах внецентренное сжатие и изгиб.Продольные и поперечные стены вместе с перекрытиями и пок¬
рытиями образуют пространственную коробку, работающую на вос¬
приятие всех нагрузок, действующих на здание.Для обеспечения совместной работы горизонтальных частей
здания (ферм, перекрытий) со стенами и столбами они должны
быть связаны друг с другом при помощи анкеров. Прочность и
устойчивость стен и столбов проверяется расчетом. Коэффициент р
(отношение высоты стены между перекрытиями Н к ее толщине)
должен удовлетворять требованиям норм и технических условий
проектирования.Величина (3 зависит от так называемой группы кладки (табл.
20), конструктивного назначения стены (несущая, ненесущая),
способа ее опирания, наличия и величины проемов и т. д. Предель¬
ная величина р приведена в п. 9. 31 СНиП II-B.2—62.*	Иногда при определении «самонесущих стен» указывается, что послед¬
ние воспринимают ветровые нагрузки. Эта формулировка не точна, так как
обычно самонесущие стены не способны полностью воспринять ветровые
нагрузки; восприятие последних предусматривается каркасом, что, конечно,
не исключает необходимости расчетной проверки самонесущих стен по де¬
формациям (см. гл. VII).145
Таблица 20146IVна любом растворе
на глиняном ра¬
створена глиняном ра¬
створе
на растворе мар¬
ки 41на растворе марки 4на любом растворена известковом
растворе
с бетоном марок 4
и 7 или с засыпкойна растворе мар¬
ки 4на растворе марки
10 и 4
на растворе марок
25 и 10на бетоне марки35IIна растворе марки 4на растворе марки
10 и вышена растворе марки 10
и выше с бетоном или
вкладышами марок 10
и 15на растворе марки 10
и выше с бетоном или
вкладышами марки 15
и ниже или с засыпкой
на растворе марок 25
и 10на растворе марки
25 и выше
на растворе марки
50 и выше
на бетоне марок 75
и 50Iна растворе марки
25 и вышена растворе марки
10 и вышена растворе марки 25
и выше с бетоном или
вкладышами марки 25
и вышена растворе марки 25
и выше с бетоном или
вкладышами марки 25
и вышена растворе марки 50
и вышена бетоне марки 100Вид каменной кладкиКрупные блоки из кир¬
пича или камней (вибри-
рованные или невибриро-
ванные)Сплошная кладка из
кирпича или камней пра¬
вильной формы марки 50
и вышеТо же, марок 35 и 25То же, марок 15, 10, 7
То же, марки 4
Кладка из грунтовых
материаловОблегченная кладка из
кирпича или бетонных
камней с перевязкой го¬
ризонтальными тычковы¬
ми рядамиОблегченная кладка
колодцевая (с перевязкой
вертикальными стенками)Кладка из бута под
скобу или из плитняка
Кладка из постелисто-
го бута
Кладка из рваного бутаБутобетонI Группы каменных кладок
Класспере¬крытийВид перекрытий
и покрытийМаксимальное расстояние
между поперечными кон¬
струкциями /ст, м
при группе кладокIIIIIIIVАДеревянные . . .30241812БИз сборного желе¬
зобетона 	423624ВЖелезобетонные
монолитные, сборные
замоноличенные . .544230—
Приведенные в табл. 21 расстояния /ст должны быть уменьшены
в следующих случаях: а) при давлении ветра 70 кГ/м2 — на 15%,
а при 100 кГ/м2 — на 25%; б) при высоте здания более 21 м — на
10%, более 32 м — на 20% и более 48 м — на 25%; в) для узких
зданий при ширине здания Ь менее двойной высоты этажа Н —Ь чпропорционально отношению ; г) при сопряжении внутрен¬
них и наружных стен крупноблочных зданий гибкими связями —
на 10%; д) при применении облегченных кирпичных блоков с за¬
полнением бетоном марки ниже 25—на 20%.§ 31. РАСЧЕТ СТЕН ЗДАНИЙ С ЖЕСТКОЙ
КОНСТРУХТИВНОЙ СХЕМОЙКонструкции зданий с жесткой конструктивной схемой должны
быть рассчитаны на вертикальные и горизонтальные (ветровые)
нагрузки с учетом их возможного сочетания.Кроме этого, в ряде случаев конструкции зданий и их стыковые
соединения — связи (при сборных конструкциях стен) рассчиты¬
ваются на температурные воздействия и неравномерную осадку
основания.Расчет на вертикальные и горизонтальные (ветровые) нагруз¬
ки. В зданиях с жесткой конструктивной схемой стену и столб
рассматривают как вертикальную неразрезную балку, опертую на
неподвижные опоры перекрытия (рис. 53, а).Для упрощения расчета можно стену многоэтажного здания рас¬
сматривать как ряд разрезных однопролетных балок, опирающихся
в горизонтальном направлении на перекрытия (рис. 53, б) и находя¬
щихся под воздействием внецентренно приложенной продольной
силы.Пролет разрезной балки принимается равным расстоянию от
низа перекрытия вышерасположенного этажа до низа перекрытия,
нижерасположенного этажа, а за ось вертикальной балки следует
принимать ось, проходящую через центр тяжести стены рассчиты¬
ваемого этажа.Нагрузка, действующая на стену каждого эт£жа на уровне низа
перекрытия, состоит из нагрузок от верхних этажей; перекрытия
опирающегося на стены рассматриваемого этажа; ветровой нагрузки.Изгибающие моменты учитываются от тех нагрузок, которые при¬
ложены в пределах рассчитываемого этажа (рис. 53, б).Нагрузка от верхних этажей LN, включая вес стены, перекры¬
тий и так далее, приложена в центре тяжести стены вышележащего
этажа (рис. 54, а). Опорное давление от перекрытия, расположен¬
ного непосредственно над рассматриваемым этажом, приложено с
эксцентриситетом е, равным расстоянию от центра тяжести стены до
центра тяжести эпюры опорного давления. Последнюю для опреде¬148
ления е разрешается принимать в виде треугольника. В этом слу¬
чае расстояние от реакции перекрытий (Q+P) до внутренней грани
стены равно одной трети глубины заделки, но не более 10 см.О)%Иб)Эпюра М=г=1g=1а:Рис. 53. К определению изгибающих моментов:а — от вертикальных внецентренно приложенных нагрузок при рассмотре¬
нии стены как неразрезной балки; б — то же, при рассмотрении стены
в пределах этажа как простой балки; в — от горизонтальной ветровойнагрузкиПродольная сила на уровне низа перекрытия, расположенного
над рассматриваемым этажом, выражается формулойN^^ZN + Q + P,	(178)где Q и Р — постоянная и временная (полезная) нагрузки от пе¬
рекрытия.Изгибающий момент на том же уровнеMx.x = (P + Q)e;	(179)е-=Ун-^~,	(180)где ун — расстояние от оси центра тяжести стены до ее грани со
стороны перекрытия; при прямоугольном сечении стеныун = -у (ан — толщина стены);с — глубина опирания балки.С целью уменьшения величины эксцентриситета под концы
балок могут быть уложены центрирующие подкладки, сдвинутые
к оси центра тяжести стены (рис. 54, б).149
Если сечение стены над рассматриваемым этажом изменяется и
ось стены верхнего этажа смещена относительно оси рассматривае¬
мого этажа (рис. 54, в), то нагрузка от всех верхних этажей пере¬
дается на стену рассчитываемого этажа с эксцентриситетом, равным
смещению ef оси центра тяжести верхней стены относительно осиРис. 54. Вертикальные нагрузки, действующие в стене на уровне
перекрытия:а — при одинаковой толщине стены; б — при применении центрирующих
плит; в — при различной толщине стеныцентра тяжести рассматриваемого этажа. В этом случае изгибаю¬
щий момент на уровне низа перекрытия от всей вышележащей на¬
грузки равенMx.x = e(Q + P) — е'Ш,	(181)где EiV — продольная сила от веса вышерасположенных этажей
(стены, перекрытий, кровли, полезной нагрузки и т. д.).При прямоугольном сечении стены е' = ■(ав — толщина стены верхнего этажа).Влияние ветровой нагрузки на усилия в продольных стенах зда¬
ний учитывается как в величине изгибающего момента, так и в ве¬
личине продольной силы. Для определения изгибающего момента М,
возникающего от ветра, рассчитываемая стена рассматривается как
неразрезная балка(182)где q — ветровая нагрузка на 1 пм высоты стены;Н — высота этажа.150
В формуле 182 знак + или — принимается в зависимости от
учитываемого в расчете направления ветра. Направление же ветра
(активное или пассивное давление) принимается таким, чтобы сум¬
мирование М + Мх-Х увеличивало равнодействующий момент,
а не уменьшало его.При определении продольной силы N, возникающей в стене
от ветра, рассматривается пространственная работа всего здания.Расчетную схему бескаркасного здания можно представить
в виде консольного стержня сложного профиля, образованного из
стен перегородок и перекрытий. Перекрытия выполняют роль жест¬
ких диафрагм, передающих горизонтальную нагрузку на стены.Поперечные стены, совместно с примыкающими участками на¬
ружных продольных стен, образуют в плане как бы швеллеры,
двутавры или прямоугольники. Прямоугольное сечение принимает¬
ся, если сопряжение по линии контакта продольных и поперечных
стен осуществлено связями, не обеспечивающими совместной рабо¬
ты и взаимной передачи сдвигающих усилий. Нагрузка от ветра
(активная и пассивная) собирается на длине продольной стены,равной bnp = Ln , где Ьп и Ьл — расстояния между рассмат¬
риваемой поперечной стеной и двумя соседними поперечными
^стенами.Нагрузка от ветра передается на поперечные стены через пере¬
крытия и приложена к оси поперечных стен. Расчетная длина
участков продольных стен 5 (рис. 55) принимается по формулам:а)	для глухой стеныгде Н — расстояние от верха поперечной стены до уровня рассмат¬
риваемого сечения;б)	для стены с проемамигде £/гпояс — суммарная высота горизонтальных поясов кладки
между оконными проемами от верха стены до рассмат¬
риваемого сечения;F6р — площадь горизонтального сечения поясов по длине S
стены;Fm — площадь простенков на той же длине S.Нормальные напряжения от изгиба в продольных стенах (пол¬
ках сечения) приближенно принимаются убывающими по линейно¬
му закону от максимума по оси поперечной стены до нуля на рас¬
стоянии S от оси поперечной стены.S = 0,8# < 6пр,(183)S = 0,7Zhnoslcy^,(184)151
Продольные усилия N в стенах и простенках продольных стен,
вызываемые изгибом стен от ветровой нагрузки, учитываются по
формуле(185)N =I нгде М — расчетный изгибающий момент от ветровой нагрузки в
балке-консоли на уровне рассчитываемого сечения;F — площадь сечения рассчитываемого простенка;
у — расстояние от оси простенка до оси, проходящей через
центр тяжести сечения стен в плане;Iнт — момент инерции сечения простенков относительно оси,
проходящей через центр тяжести сечения стен в плане;
х — расстояние от поперечной оси простенка до оси по¬
перечной стены.Расчет стены начинаем с верхних этажей. При определении уси¬
лий, действующих на стену, принимаем, что на уровне низа балок
верхнего перекрытия действуют нагрузки от чердачного перекры¬
тия, крыши карниза и др.Изгибающий момент от LN, Q и Р на уровне низа верхнего
перекрытия в пределах этажа, исходя из принятой нами статической
схемы — простой балки, — изменяется по прямой линии от мак¬
симального значения на уровне низа верхнего перекрытия до нуля
на уровне низа нижнего перекрытия. Несущая способность стены'^777777^^77777^:□ | □ □ □ □ □□ □ □□ j □ □ □
□ Id □□ □□	□44 иDtftr□	□□ CJ□ j □ D-Ijmjiiijiuiotra \a □
п'сжгащопройтаРис. 55. К расчету поперечных и продольных стен при изгибе
здания под действием ветра:/ — активное давление ветра; 2 — пассивное давление ветра152
должна определяться для сечения под балкой верхнего перекрытия,
где изгибающий момент обычно наибольший. В этом сечении,
как опорном, коэффициент цродольного изгиба принимается рав¬
ным единице.Кроме того, следует убедиться в достаточной прочности сече¬
ния посередине высоты этажа, где изгибакщий момент будет мень¬
ше, чем в верхнем сечении, но зато и коэффициент продольного из¬
гиба будет наименьшим (см. рис. 39). Если рассчитываемый участок
стены имеет проемы, то в качестве расчетного сечения и под балкой
и посредине этажа следует проверять прочность простенка.После определения в опасных сечениях изгибающего момента иМпродольной силы находят эксцентриситет е0 = и в зависимо¬
сти от — проверяют несущую способность элемента по форму-
Улам расчета внецентренно сжатых сечений.При включении в совместную работу поперечных и продольных
стен должно быть обеспечено восприятие сдвигающих усилий в
местах их взаимного примыкания, величина которого в пределах
одного этажа определяется по формулеTBT = QF”lyHbT,	(186)*НТгде Q — расчетная поперечная сила от ветровой нагрузки, воспри¬
нимаемой поперечной стеной в уровне перекрытия, при¬
мыкающего к рассчитываемым перемычкам;Нэт — высота этажа;
у — расстояние от оси продольной стены до оси, проходящей
через центр тяжести сечения стен в плане.Расчет поперечной стены, которую рассматривают как стенку
двутавровой (тавровой или другой формы) консольной балки, на
ветровую нагрузку заключается в проверке прочности по горизон¬
тальным сечениям и по косым сечениям (на главные растягивающие
напряжения). Расчет поперечных стен на ветровую нагрузку не
исключает необходимости расчета их на продольные силы и изги¬
бающие моменты от вышележащих стен, перекрытий и других нагру¬
зок, который выполняется так же, как и расчет продольных стен.Расчет поперечных стен на главные растягивающие напряжения
производится по формулеQ<^~,	(187)где а—наименьшая толщина поперечной стены;Q — расчетная поперечная сила от ветровой нагрузки;RCK — расчетное сопротивление скалыванию кладки, обжатой153
продольной расчетной силой N с коэффициентом пере¬
грузки лг=0,9;^ск = У^?гл (^ГЛ + ao)i a0 = ~~f~ '	(188)/?гл— расчетное сопротивление кладки главным растягивающим
напряжениям;X — коэффициент неравномерности касательных напряжений в
сечении; для двутавровых сечений Х= 1,15, для тавровых
Х= 1,35, для прямоугольных сечений X =1,5;Ь — длина поперечной стены в плане; если вводятся в расчет
участки продольной стены (полок), то b — расстояние
между осями полок.Если сопротивление каменной кладки стены скалыванию (187)
недостаточно, то она может быть усилена арматурой, укладываемой
в горизонтальных швах, тогда расчетное сопротивление скалыванию
кладкиЯа.ск = |/ iw(w + <1 о) •где |х — процент армирования, определяемый по вертикальному
сечению стены.Кроме этого, для выявления возможности восприятия перемыч¬
ками поперечных сил и изгибающих моментов, возникающих от
ветровой нагрузки, должны быть проверены вертикальные сечения
стены, ослабленные проемами.Поперечная сила Т и изгибающий момент М в перемычке про¬
дольных стен определяются по формулам(189)М=Ц-.	,	(190)В поперечных стенах М определяется по формуле 190, а силаГ = ^,	(191)где QB — расчетная поперечная сила от ветровой нагрузки, вос¬
принимаемой поперечной стеной в уровне перекрытия,
примыкающего к рассчитываемым перемычкам;#эт — расстояние по высоте между серединами проемов, раз¬
деляемых перемычкой;
х' — расстояние от оси проема в продольной стене до оси попе¬
речной стены (см. рис. 55);154
S — длина участка продольной стены, определяемая по фор¬
муле 184;I — пролет (в свету) перемычки.Если перемычка неармирована, то прочность ее считается до¬
статочной при условиях:где Rri — расчетное сопротивление кладки при главных растя¬
гивающих напряжениях;Rp.h — расчетное сопротивление кладки растяжению при из¬
гибе по перевязанному сечению;
с — высота перемычки;F — площадь поперечного сечения перемычки.При необходимости усиление перемычки производится продоль¬
ной арматурой или железобетоном.§ 32. РАСЧЕТ СТЕН ЗДАНИЙ С УПРУГОЙ КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМОЙК категории зданий с упругой конструктивной схемой обычно
относятся одноэтажные производственные, складские и тому подоб¬
ные здания. Основным отличительным признаком этой категории
зданий является то, что расстояние между их поперечными стенами
превосходит длину, приведенную в табл. 21, и, следовательно, по¬
крытие нельзя рассматривать как неподвижную опору для стен.
Влияние поперечных стен при расчете продольных в этом случае не
учитывается.Для расчета каменных стен следует вырезать поперечный отсек
здания, который представляет собой рамную конструкцию (рис. 56).Рис. 56. Схема поперечной рамы здания с упругой конструктивнойсхемойT<[T] = ^-RraF-,(192)(193)155
Каменные стены и столбы являются стойками рамы, а конструк¬
ция покрытия (ферма, прогон) — ригелем, который шарнирно
связан со стойками. Стойки рамы могут быть таврового сечения,
если стена имеет пилястры для установки подкрановой балки или
ферм или для повышения ее устойчивости. Расчетная ширина полки
таврового сечения стены принимается в зависимости от конструкции
опирания верхнего покрытия на стену: а) если конструкция верхнего
покрытия обеспечивает передачу давления по всей длине
стены (например, опирание плиты покрытия), то за шири¬
ну полки тавра принимают пол¬
ную ширину простенка, а в глу¬
хих стенах за ширину принима¬
ют расстояние между серединами
примыкающих к пилястре про¬
летов; б) если давление от верх¬
него покрытия передается через
отдельные точки (опорные пли¬
ты ферм или прогонов), то ши¬
рину полки принимают в зави¬
симости от расстояния рассчи¬
тываемого сечения до верхней
точки (рис. 57).Изменение ширины полки
происходит по закону треуголь¬
ника, и ширину тавра полки
принимают равной 0,5 Н в
каждую сторону от края пи¬
лястры (где Н — высота стены). Для упрощения расчетаНразрешается принимать постоянную ширину полки, равную -у ,в каждую сторону от края пилястры (рис. 57). Высоту рамы Н
следует считать от верхнего обреза фундамента (при условии нали¬
чия вышерасположенных бетонного пола и отмостки) до низа опор¬
ного устройства покрытия (прогона, фермы и т. д.). Минимальная
толщина стены определяется из теплотехнического расчета, мини¬
мальные размеры пилястр — из возможности установки на них
подкрановых балок, прогонов, ферм и т. д., а также исходя из кон¬
структивных требований СНиП II-B.2—62 в части максимальныхотношений (3= —, где Н и а — высота и толщина стены (стол¬
ба). Определенные таким образом размеры стен и столбов затем
проверяют на прочность. При определении усилий, действующих в
сечениях стен и столбов, рассматривают различные статические схе¬
мы. Стены зданий с упругой конструктивной схемой рассчитывают
для двух стадий готовности здания.Первая стадия, когда стена и столбы возведены, а покры¬
тие не установлено. В этом случае стены и столбы рассматриваютсяРис. 57. К определению расчетной
ширины стены, нагруженной сосре¬
доточенной силой156
как свободно стоящие стойки, заделанные в грунт, у которых нагруз¬
кой являются собственный вес стены и ветер.Если стойка имеет ступенчатую по высоте форму (например,
при наличии пилястр для подкрановых балок), то при определении
моментов в сечениях следует учитывать взаимное смещение осей
участков стены (рис. 58).1_1чГОсь ц.т.б) jp
р,в)кл,у77/\У/7/LРис. 58. К расчету стойки здания с упругой конструктивнойсхемой:а — при расчете в стадии незаконченного здания; б — при расчете в
стадии законченного здания на нагрузки, при которых верхняя опора
считается неподвижной; в — то же, при учете податливости верхней
опоры (расчет на ветровую нагрузку); / — разбивочная ось; 2 — ось
центра тяжестиМоменты М и продольные силы N определяют, как для консоль¬
ной стойки.В сечении I — I (рис. 58, a) ^V1=Q1, где Qx— вес стены с пиля¬
строй выше сечения /—/.Моменты в сечении I—I будут только от ветровой нагрузки q:qhi(194)В сечении х — х продольная сила определяется по формуле+	(195)где Qx—вес участка стены между сечениями I—I их—хMx_x=-Nie± ^г,	(196)где е — расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего
сечений стойки.157
Расчет конструкций в первой стадии готовности здания произ¬
водится для определения необходимости установки временных креп¬
лений, не развязанных перекрытиями стен и столбов. Окончатель¬
ная же проверка прочности сечения производится при проверке его
с учетом усилий, возникающих во второй стадии готовности здания.Вторая стадия, когда здание полностью закончено и
каменные элементы находятся под воздействием эксплуатационных
нагрузок (снега, ветра и т. д.). В этом случае стены и столбы, рас¬
положенные в одном поперечном ряду, рассматриваются как стойки
рамы, шарнирно связанные вверху с ригелем, а внизу заделанные
в грунт (рис. 56). Опирание покрытия должно быть так сконструи¬
ровано, чтобы оно было в состоянии передавать горизонтальные уси¬
лия на противоположные стены и колонны.В расчете допускаем, что:а)	ригель рамы является абсолютно жестким, недеформируемым;б)	поперечная рама рассматривается как плоская конструкция,
не связанная с соседними рамами;в)	стойки считаются выполненными из упругих материалов,
жесткость стоек EI принимается, исходя из модуля упругости
£=0,8 aRH и момента инерции /, вычисленного при наличии прое¬
мов по ослабленному сечению, т. е. по простенкам, причем расчет-Нная ширина полки тавра не должна превышать величины вкаждую сторону от края пилястры. Такую раму можно рассчитать,
пользуясь формулами для определения верхней опорной реакции
балки, заделанной одним концом и свободно опертой (на неподвиж¬
ную опору) другим (рис. 58, б). Величина реакции А (свободно
опертого конца) от каждого вида нагрузки может быть определена
как лишняя неизвестная по готовым формулам, приведенным в раз¬
личных справочниках. Действительная работа стены отличается от
работы рассмотренной балки тем, что верхняя опора упруго пере¬
мещается на величину А. В этом случае реакция X упругой опорых = тт?'	<197>где [х — коэффициент, учитывающий упругое смещение опоры.Величина |х зависит от соотношения жесткости и высоты стоек.
Если сечение стоек постоянно по высоте*, тоЕ1	(198)Eih + + ••• + EnIn 1
где EIy E1I11 E2I2 и т. д. — жесткости рассматриваемых стоек.*	Формулы для определения величины А и ц при переменном по высоте
сечении стоек приведены, например, в работе [18].158
Знаменатель представляет собой сумму жесткостей всех стоек
кроме рассматриваемой. Если здание однопролетное и стены имеют
одинаковую жесткость, то ц=1, тогдаX = = 0,5 Адля двухпролетного здания |х=0,5 и Х=0,67Л.Определив X, стойку рамы рассматривают как консольную бал¬
ку, загруженную соответствующей внешней нагрузкой (от ветра,
крана, вертикальная нагрузка и др.) и реакцией упругой опоры X
или иногда А* (рис. 58, б, в). Определение момента в любом
сечении стойки не представляет трудностей.Изгибающий момент М в сечении на расстоянии х от верхней
опоры равенМ = Мо — Хх,	(199)где М0 — изгибающий момент в консольной балке от внешней
нагрузки.Изгибающие моменты следует определять в местах приложения
нагрузок, изменения поперечного сечения стойки, а также у
основания стойки. Моменты и продольные силы определяют раз¬
дельно для каждого вида нагрузки (покрытия, снеговой нагрузки,
вертикального максимального и минимального давления крана,
торможения крана, ветра и др.).Подсчитав для каждого сечения величину продольной силы и
изгибающего момента для всех нагрузок, переходят к определению
суммарных усилий М и N, опасных для прочности рассматривае¬
мого сечения. В каждой комбинации нагрузок учитывают постоян¬
ные нагрузки и те из временных, которые увеличивают изгибающий
момент (положительный и отрицательный). Иногда требуется про¬
верка на комбинацию, дающую наибольший эксцентриситет, а
также продольную силу N и соответствующий ей момент М. Из¬
гибающие моменты и продольные силы от нагрузок, приложенных
к стойке до установки покрытия (обычно нагрузка от собственного
веса стойки) при подсчете суммарных значений М и N, определяются
при рассмотрении консольной стойки, действующей в первой стадии
готовности здания. В случае, когда нагрузка от веса конструкций
уменьшает суммарный изгибающий момент, расчетные значения этой
нагрузки следует рассматривать при двух вариантах коэффициентов
перегрузок —1,1 и 0,9.Получив в сечении момент М и соответствующую этому моменту
нормальную силу N в зависимости от величины е0, проверяют его
несущую способность, учитывая длительное воздействие нагрузки.*	При симметричном загружении симметричных рам Д=0 и, следо¬
вательно, Х=А•159
§ 33. ПРОЕКТИРОВАНИЕ И ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СТЕН
ИЗ КРУПНЫХ БЛОКОВОдной из основных задач, которые ставятся при проектировании
стен из крупных блоков, является возможно большее сокращение их
типоразмеров. При изготовлении бетонных блоков это позволяет
обходиться малым количеством типоразмеров форм, что сильно
снижает стоимость блоков; при изготовлении же кирпичных бло¬
ков, кроме сокращения количества форм или шаблонов, сокращение
типоразмеров повышает производительность труда каменщиков.Количество типоразмеров блоков зависит от объемно-планиро-
вочного решения здания. Только при простой конфигурации зда¬
ния удается ограничиться небольшим количеством типоразмеров
блоков, всякое же ее усложнение ведет к появлению новых типораз¬
меров. Здания в плане преимущественно должны быть прямоуголь¬
ными, следует также избегать перепадов по их высоте.Необходимо отметить, что при тщательной разбивке здания на
блоки иногда удается и при его довольно сложной конфигурации в
плане достигнуть удовлетворительного решения конструкции со
сравнительно малым количеством типоразмеров блоков.Количество размеров оконных и дверных проемов, простенков,
расстояний между внутренними поперечными стенами должно быть
минимальным и соответствующим требованиям единой модульной
системы с основным модулем М=100 см, который для членения
конструктивных элементов стен жилых и гражданских зданий и для
ширины проемов принимается в плане 6М, ЗМ и 2М.Стена из крупных блоков должна быть, как правило, без пи¬
лястр, так как они сильно усложняют систему перевязки и увели¬
чивают количество типоразмеров блоков. С этой целью стены произ¬
водственных зданий целесообразно выполнять самонесущими (рис.
59), что исключает необходимость устройства пилястр для опирания
подкрановых балок, ферм и прогонов покрытий. Наиболее желатель¬
ным видом перекрытий для стен жилых и гражданских зданий яв¬
ляются беспрогонные перекрытия из крупноразмерных плоских
железобетонных плит. При таком решении перекрытий в поясных
и перемычечных блоках устраивается сплошной паз (рис. 60, а)
и, таким образом, форма всех перемычечных блоков получается
одинаковой. В случае же применения конструкций перекрытий с
прогонами в блоках необходимо устраивать гнезда для опирания
прогона. Поскольку разбивку прогонов в перекрытии не всегда
удается выполнить таким образом, чтобы прогоны располагались
посредине простенков, появляются блоки с разным расположением
гнезд, в части же блоков вообще не требуется устройство
гнезд.Наиболее распространенной схемой конструкции жилых и граж¬
данских зданий является схема с наружными несущими и внутрен¬
ней продольной стеной. Однако в практике строительства известны160
примеры успешного применения схемы с несущими поперечными
стенами и наружными самонесущими. Такая схема применена,
например, при строительстве зданий с блоками из ячеистого бетона
в Березниках. В Москве с несущими поперечными стенами возводят¬
ся здания башенного типа по проекту МИТЭП Мосгорисполкома,6)!д	19904010—ТТЛ1990401060006000Рис. 59. Фрагмент фасада (а), поперечный разрез
(б), план (в) и деталь крепления к колонне (г) самоне¬
сущей стены промышленного здания, выполненной из
крупных кирпичных блоков:/ — железобетонная колонна; 2 — связи; 3 — фундаментная балкапоказанные на рис. 21 и 60, б. В этих стенах располагаются ды¬
мовые и вентиляционные каналы. Учитывая, что блоки, как прави¬
ло, являются изделиями заводского изготовления, их форма и раз¬
меры должны удовлетворять требованиям утвержденной номен¬
клатуры, разработанной применительно к действующим типовым
проектам определенного вида строительства (например, жилищного,6 Заказ № 936161
IРис. 60. Схема установки блоков и настила при двухрядной разрезке наружной стены (а) и план здания
башенного типа, возведенного из бетонных блоков (б) в Москве (наружные продольные стены самонесущиеиз керамзитобетонных блоков толщиной 40 см):1 — простеночный блок; 2 — блок-перемычка; 3 — подоконный блок; 4 — настил
промышленного и др.)* Тщательная разработка и совершенствова¬
ние номенклатуры позволили значительно сократить количество
типоразмеров блоков: так, например, в номенклатуре, утвержден¬
ной в 1957 г. для 2—5-этажных жилых зданий со стенами из круп¬
ных бетонных блоков, предусматривалось 49 типоразмеров блоков
для наружных и внутренних стен, в то время как в аналогичной
номенклатуре 1955 г. их предусматривалось 80.В жилых и гражданских зданиях, проектируемых по жесткой
конструктивной схеме, расстояние между поперечными стенами,
обеспечивающими поперечную жесткость здания, принимается по
указаниям § 30 (табл. 21), но не >30-^40 м. В качестве стен, обеспе¬
чивающих пространственную жесткость здания, кроме торцовых и
межсекционных стен, могут быть использованы стены лестничных
клеток, причем в многоэтажных зданиях высотой выше 18 м одна
из стен лестничной клетки должна быть продолжена на всю ширину
здания.Связь между продольными и поперечными стенами осуществляет¬
ся следующим образом: а) в углах наружных стен перевязкой спе¬
циальными блоками с укладкой арматурных сеток в горизонталь¬
ные швы между блоками не менее одной на каждый этаж (рис. 61, а)\б)	в местах примыкания наружных и внутренних стен в зданиях вы¬
сотой до пяти этажей укладкой не менее двух на этаж Т-образных
анкеров с длиной заделки их не менее 1 м из полосовой стали тол¬
щиной не менее 6 мм и шириной 40 мм или из сварных арматурных
сеток, выполненных с двумя продольными стержнями диаметром
10 мм (рис. 61, б; в) в зданиях высотой более пяти этажей или при
строительстве на неравномерно сжимаемых грунтах между наруж¬
ными и внутренними стенами, кроме сеток или анкеров, с примене¬
нием Т-образных в плане блоков (рис. 61, в) или с помощью спе¬
циальных вкладышей-шпонок, рассчитанных на восприятие сдви¬
гающих усилий, возникающих в связи с разными деформациями
сопрягаемых стен при вертикальных нагрузках, при неравномерных
осадках основания и при воздействии горизонтальных ветровых
нагрузок (рис. 61, г).В зданиях на неравномерно сжимаемых грунтах следует устраи¬
вать горизонтальные армированные пояса, которые совмещаются с
поясными блоками и блоками-перемычками. Для этого все поясные
и перемычечные блоки соединяются между собой привариваемыми к
горизонтальной арматуре стальными связями, образуя в пределах
каждого этажа сплошной горизонтальный пояс (рис. 61, д). Этот
пояс может выполняться монолитным железобетонным после мон¬
тажа перемычек и поясных блоков. Такая конструкция соединения
перемычек и поясных блоков может быть использована и в зданиях,
возводимых на обычных грунтах в том случае, если требуется уст¬
ройство горизонтальных поясов для восприятия температурно¬
усадочных напряжений. Пример соединения блоков внутренних
стен (план здания см. на рис. 60, б) показан на рис. 61, е.6*163
Рис. 61. Детали крупноблочных стен:
крупнопанельный настил: *-закладной беконный камеи®??*
Анкера, связывающие перекрытия со стенами, размещаются в
горизонтальных швах между блоками (рис. 61, ж) или заклады¬
ваются в теле блоков при их изготовлении. Количество и сечение
анкеров принимаются такими же, как и в зданиях из мелкоразмер¬
ных камней.Ширина площадок опирания элементов перекрытий на стены
должна быть не менее 10 см. Элементы перекрытий укладываются на
слой раствора марки не ниже 25 и прижимаются сверху блоками
вышележащего ряда. Концы элементов перекрытий, укладываемые
на прогонах, внутренних продольных или поперечных стенах или
столбах, должны быть соединены между собой стальными наклад¬
ками.Крепление блоков самонесущих стен к несущему каркасу зда¬
ния выполняется при помощи гибких горизонтальных анкерных
устройств, располагаемых по высоте не реже чем через два ряда
блоков и не реже 2,5 м (рис. 59, г). На рис. 20, д приведены типы
вертикальных стыков (их горизонтальное сечение), применяемые
для кладки из крупных бетонных и кирпичных блоков.Расчет крупноблочных стен на вертикальную и горизонтальную
нагрузки производится аналогично расчету стен из мелкоразмер¬
ных штучных материалов, однако, при этом следует учитывать не¬
которые особенности крупноблочных конструкций.1.	Следует иметь в виду, что расчетные сопротивления кладки
сжатию, приведенные в СНиПе, могут быть обеспечены только при
условии качественного выполнения горизонтальных швов, при ко¬
тором достигается плотное соприкосновение нижней и верхней по¬
верхностей блоков к поверхности шва. При некачественном выпол¬
нении горизонтальных швов нагрузка с блока на блок передается
только на отдельных участках горизонтального шва, из-за чего
прочность кладки может снизиться до 25% и более. В связи с этим
в проекте должны быть четко указаны мероприятия по обеспечению
качественного выполнения швов. Некачественное выполнение мон¬
тажных швов между блоками не только снижает прочность кладки,
но и повышает продуваемость стен. Описание способов качествен¬
ного выполнения швов излагается в курсе «Организация строитель¬
ного производства».2.	При расчете стен из облегченных кирпичных блоков с моно¬
литным заполнением колодцев расчетное сопротивление кладки,
подсчитанное по формуле 95, снижается на 20%.3.	Учет совместной работы поперечных и продольных стен при
рассмотрении здания как консоли, заделанной в грунт, возможен
только при конструктивной связи этих стен между собой блоками,
шпонками и другими способами, обеспечивающими восприятие
вертикальных сдвигающих усилий, возникающих в плоскости со¬
пряжения стен при изгибе. Если стены связаны между собой толь¬
ко стальными связями (анкерами и сварными сетками), учитывать
совместную работу продольных и поперечных стен нельзя. В этом165
а)1-1случае поперечная стена должна самостоятельно (без учета полок
двутаврового сечения, принимаемого, как описано в предыдущих
параграфах, при расчете совместно работающих продольных и по¬
перечных стен) воспринять изги¬
бающие моменты и поперечные
силы на участке между попереч¬
ными стенами.Проверка прочности попереч¬
ных стен крупноблочных зда¬
ний с гибкими связями (без уче¬
та продольных стен) производит¬
ся на расчетные нагрузки в от¬
ношении двух осей (рис. 62): оси
у — у в плоскости стены и оси
х — ху перпендикулярной ей.
Расчет в плоскости оси у — у на
вертикальную продольную силу
N с учетом горизонтальной
(ветровой) нагрузки Q произ¬
водится на внецентренное сжа¬
тие по формулеЛ/<[ЛПС?RF6)1 + jе0(200)ОГо]□о□о□а//0У777 57Ь — угде N — продольная вертикаль¬
ная сила;R — расчетное сопротивле¬
ние сжатию крупно¬
блочной кладки;F — площадь расчетного
участка поперечного
сечения стены с уче¬
том ослаблений;
е0 — эксцентриситет про¬
дольной силы N от¬
носительно центра
тяжести расчетного
сечения,Ме° ~ N(М — расчетный изгибающий момент от ветра);Ь — длина расчетного участка поперечной стены;
у — расстояние от центра тяжести расчетного сечения до
наиболее сжатого края.Расчет поперечных стен в плоскости оси х — х производится на
вертикальную нагрузку по обычным способам расчета стен, т. е.Рис. 62. К расчету поперечных стен
при жестких перемычках и внецен¬
тренном сжатии (а) и схемы к рас¬
чету стен на ветровые нагрузки (б):/ —деформации при абсолютно жестких
перемычках и жесткой заделке их в прос¬
тенках; 2 — то же, при действительной
жесткости; 3 — то же, в предположении
шарнирной связи перемычек с простенками166
на осевое или внецентренное сжатие, в зависимости от способа при¬
ложения вертикальных нагрузок от перекрытий.Кроме горизонтальных сечений, поперечные стены должны быть
проверены по косым сечениям на главные растягивающие напря¬
жения по формуле 187 и при наличии проемов в местах перемычек —
по формулам 190 и 191.Подсчет поперечной силы, действующей в перемычке, по формуле
191, заимствованной из СНиП II-B.2—62, приводит к несколько за¬
вышенной величине 7\ что может иногда вызвать значительные
затруднения при расчете перемычки и кладки стены в местах задел¬
ки перемычки. Согласно этой формуле, перемычки между проемами
рассматриваются как шпонки, соединяющие отдельные ветви стены,
при этом предполагается, что любое горизонтальное сечение стены
при деформации сохраняется плоским (рис. 62, б, У), в то время
как в действительных условиях имеет место взаимное смещение вет¬
вей с искривлением плоскостей сечений за счет изгиба перемычек
(рис. 62, б, 2). Это взаимное смещение будет тем большим, чем ме¬
нее жесткими по сравнению с простенками будут перемычки. При
очень гибких перемычках их роль близка к шарнирным вставкам
между отдельными ветвями стены, которые в этом случае будут ра¬
ботать как самостоятельные консоли (рис. 62, б, 5), несущие каж¬
дая свою часть общей нагрузки. В том случае, когда окажется, что
простенки, подсчитанные по схеме (рис. 62, б, 5), способны воспри¬
нять передающиеся на них нагрузки, перемычки по формуле 191
можно не рассчитывать, ограничившись их проверкой на верти¬
кальные нагрузки. Такая расчетная предпосылка значительно
упрощает конструкцию перемычки, но может вызвать необходимость
усиления простенков для восприятия ими больших изгибающих
моментов.Итак, схема рис. 62, б, 1 допустима только при условии
высокой жесткости и прочности перемычек (малого пролета
по отношению к высоте их сечения при надежных армировании
и заделке). При этом расчет по формуле 200 производится,
полагая сечение стены работающим с общим для обоих про¬
стенков центром тяжести. При большой высоте здания такой
расчет может привести к недооценке величин нормальных
напряжений в простенках. В этом случае проверку проч¬
ности последних надежнее вести, рассматривая каждый просте¬
нок как самостоятельную консоль с высотой здания по рис.62,	б, 3. Ветровая нагрузка распределяется пропорционально
жесткости простенков (или вся передается на один, более
мощный).Применение рамной схемы возможно (рис. 62, б, 2) при
условии отсутствия в сечениях растяжения, которое неармиро-
ванная кладка не воспринимает. Формула 200 применима при
£0<0,45 у, иначе требуется вертикальное армирование или уси¬
ление сечений железобетоном.167
Эпюра 6г-л—г-Л-1r-V-1чу//////NРис. 63. Схемы к определению сдвигающих сил Т"к в шпонках
При жестком сопряжении продольных и поперечных стен
перевязкой блоками или шпонками, кроме расчета, изложенного
ранее, необходимо проверить надежность этого сопряжения при
восприятии вертикальной силы, вызывающей сдвиг одной стены по
отношению к другой. Эта сила возникает: а) при изгибе поперечной
стены-консоли ветром — сила Г'; б) в связи с разностью нормаль¬
ных напряжений (а при разных материалах стен и в связи с раз¬
ностью деформационных свойств) в продольных и поперечных сте¬
нах — сила Г"; в) при неравномерных осадках фундамента — сила
Г"\ Таким образом,Т = Т' + Т" + Т'".	(201)Ниже рассмотрен случай, когда фундаменты поперечных и про¬
дольных стен выбраны так, что неравномерная осадка их отсут¬
ствует и поэтому Т"'= 0.Сдвигающая сила Т\ приходящаяся на пояса или перевязываю¬
щие блоки одного этажа, определяется по формуле 186.Решение задачи для определения величины сдвигающей силы
Т"т {т — номер этажа, считая верхний первым) выполнимо, ис¬
ходя из условия, согласно которому предполагается, что примене¬
ние шпонок приводит к равенству абсолютных осадок этих стен на
участках их сопряжения*. Это условие можно записать так (рис.63,	а):^пр.т ^ ^Тпр.т = \on.m ^ ^Гпоп. т »	(202)где Дпр.т — осадка продольной стены на уровне т под дей¬
ствием напряжений апр в предположении отсутствия поперечных
стен; Дпоп.т — осадка поперечной стены на уровне т под действи¬
ем напряжений апоп в предположении отсутствия продольных
стен; Аг. пр.т — подъем (при Дпр.т >АП0П.т соответствует в форму¬
ле знаку «минус») или осадка (при А пр.т <Дпоп.т) продоль-
ной стены на уровне т под действием сил сдвига, возникающих в
шпонках, в предположении отсутствия поперечной стены; Дг.поп.т—
осадка (при А пр.т>АПоп.т соответствует в формуле знаку «плюс»)
или подъем (при А пр.т <Апоп.т) грани поперечной стены.Опыты указывают на интенсивное снижение концентрации напря¬
жений под шпонками по мере удаления вниз рассматриваемой точки
от места приложения сдвигающего усилия в шпонке. Учитывая это,
а также ряд условностей, вносимых в расчет, связанных как с идеа¬
лизацией деформационных свойств материалов, так и с неизбежным
упрощением расчетных схем, откажемся от рассмотрения сложных
законов распределения напряжений под шпонками и заменим их
линейными, представленными на рис. 63, б. При этом краевые на¬
пряжения непосредственно и на глубине h3T под шпонкой, заделан¬*	Податливостью самих шпонок пренебрегаем.169
ной в поперечную стену толщиной d на длине аШ1 от силы Т^ бу¬
дут следующими:2 т"т	2 Тт°7\ поп. m — аш(1 и °г. поп.т ~ (аш + ЛЭТ) d ‘	(203)Анализ распределения трещин в реальных зданиях показывает,
что наиболее существенные усилия сдвига развиваются в верхних
этажах; в основании же разность деформаций равна нулю (если,
конечно, пренебречь деформациями основания), поэтому и усилия
сдвига здесь равны нулю. Полагаем поперечное сечение стен и шпо¬
нок и их деформационные свойства неизменными по высоте стены,
а также предполагаем, что сдвигающие усилия в шпонках изменяют¬
ся по высоте стены по линейному закону с максимальной величиной
Тшах на уровне верхней шпонки до Тк =0 в основании стены.
В этом случае (рис. 63, в)(204)где Н' и хт — расстояния от верхней и т-й шпонки до основания.Величина Дг.поп.т, кроме деформаций от силы Тт> будет
слагаться из деформаций, вызванных силами Тк, приложенными
к остальным шпонкам.Найдем эту величину на уровне расположения верхней шпонки
(шпонка, для которой k=l, для нижней шпонки k=t)k=t ' k==t
A			GT. поп. k ^	GT.non.k а7\ поп. k и 	г.поп. 1 - 2и Enon *+ 2j	2£пом	Яэт~k = \ k=lk=tTmax Лэтtaш d (1 + А) £ПОп+	(205)k=\где Pk=-^-;^=^l; t = T~-аэт	«Ш	'*ЭТПри определении Дг.пр.т будем полагать равномерным рас¬
пределение напряжений в продольной стене от усилий, передавае¬
мых шпонками, тогда для уровня верхней шпонкиSfo- <2об>Л=1где FBр и £пр— площадь горизонтального сечения простенка и мо¬
дуль деформации продольной стены.170
Для этого же уровня найдем величины Дпрл и ДПОп.ь поль¬
зуясь эпюрой продольных напряжений, показанной на рис. 63, г,-пр<207>где опр</иапопj— нормальные напряжения в основании продольной
и поперечной стен в предположении их раздель¬
ной работы;#зд—высота стен.Пользуясь формулами 202, 205, 206, 207, запишемТ =шах k=t(208)+ В2Р*(2?* + Х)k=\ k=\пр В — FnpA	А — —ф1Де ^ аш*(1+Л)’ Л £поп*В приведенных выше формулах длина заделки шпонки в попереч¬
ную стену аш принимается равной фактической длине заделки, но
не более Апр, где при перевязывающих шпонках (или блоках) с
прямоугольным вертикальным сечениемЛ„Р = 0,9 Лбл у	’	(209)где Л6л и d6jl — высота и толщина перевязывающей шпонки
(блока).Сечение шпонок должно быть проверено на восприятие сил Гт,
а кладки стен — на местное сжатие в местах заделки шпонок, поль¬
зуясь при этом указаниями СНиП II-B.2—62 п. 4. 24 и др. Попе¬
речную стену необходимо проверить на действие главных растя¬
гивающих напряжений от сил Tk и вертикальных. Для восприятия
последних в верхних этажах может потребоваться горизонтальное
армирование или усиление связей между блоками. Кроме сил сдви¬
га Тк, в шпонках возникают горизонтальные силы, отрывающие
стены друг от друга, на которые также следует рассчитать шпонки
и их заделку в стены. Эти силы возникают при пассивном давлении
ветра, в связи с эксцентричным приложением сил Тк по отношению
к оси продольной стены, а также при отклонении оси продольной
стены от вертикали (см. расчет анкеров).Опыт строительства высоких зданий Москвы подтвердил необ¬
ходимость подобного анализа напряженного состояния взаимно
примыкающих стен [8, 13]. В ряде случаев, например, когда осу¬171
ществлялось сопряжение стен из силикатного кирпича со стенами
из кирпича пластического прессования (особенно при выполнении
стен из силикатного кирпича более напряженными, а стен из кир¬
пича пластического прессования менее напряженными), сильно
отличающихся деформациями Дпр.т и АПОп.т» в верхних этажах
возникали трещины (рис. 63, д)*.Величины Г", как мы уже установили, зависят от разницы
Апр.1 и Дпоп.ь если эта разница не превышает некоторый предел,
устанавливаемый для каждой кладки специальными опытами, то
нет оснований опасаться повреждений стен. Таким образом, в резуль¬
тате накопления опытных данных можно будет установить величи¬
ны допустимой разности деформации стен. В этом заключается рас¬
чет по предельным деформациям пересечений стен, разрабатываемый
С. А. Семенцовым. Следует, однако, отметить, что при таком под¬
ходе к расчету в величинах расчетных деформаций должно учиты¬
ваться влияние ветровой нагрузки и неравномерных осадок.§ 34. ПРОЕКТИРОВАНИЕ И ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СТЕН
КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ ЗДАНИЙ1.	Конструктивные схемы крупнопанельных зданийКонструктивная схема крупнопанельного здания зависит от
его назначения, планировки помещений, вида материалов, приме¬
няемых для стен, геологических особенностей грунта и т. д. В на¬
стоящее время применяются две основные конструктивные схемы
крупнопанельных зданий: бескаркасная и каркасно-панельная.Бескаркасная схема (рис. 64, а) характеризуется тем, что пане¬
ли стен воспринимают все нагрузки, действующие на здание (как
вертикальные, так и горизонтальные). В связи с этим продольные
или поперечные стены располагают достаточно близко друг от
друга (на расстояние, не превышающее пролет плит перекрытия),
что ограничивает планировку помещений. Такие схемы нашли
применение в основном для жилых зданий.В зависимости от расположения несущих стен бескаркасные
здания подразделяются на здания с поперечными (рис. 64, б) и
с продольными несущими стенами (рис. 64, в). К первой группе
относятся здания серии 1—464 с шагом поперечных стен 3 м и
серии 1—467 с шагом 6 м и др. Стены зданий, относящиеся к этой
группе, подразделяются на несущие и ненесущие нагрузку от пере¬
крытий. Основная нагрузка от перекрытий передается на внутрен¬
ние поперечные стены, последние воспринимают и основную часть*	При расчете кирпичных и других стен, не имеющих сосредоточенных
связей типа шпонок, может быть использован прием, анологичный изложен¬
ному ранее для крупных бетонных блоков, внеся при этом в расчет некоторые
коррективы, относящиеся к закону распределения деформаций в поперечной
стене и в условия проверки ее прочности.172
Рис. 64. Бескаркасные крупнопанельные здания:а—аксонометрия части здания; б — план здания при поперечных несущих стенах; в — то же, при продольных; / — наружная
стеновая панель лестницы; 2 — промежуточная лестничная площадка: 3— панель перекрытия; 4 — панель наружной стены; 5 —
панель перекрытия; 6 — тротуар; 7 — сборный фундамент; 8 — несущая перегородка; 9 — несущая панель перегородки
ветровой нагрузки. Стены проектируются из тяжелого бетона или
железобетона. Наружные стены (за исключением торцовых) воспри¬
нимают небольшую часть нагрузки от перекрытий и собственный
вес (и в некоторых случаях включаются в работу поперечных стен
по восприятию ветровой нагрузки.) Основное же назначение этих
стен — выполнять функции ограждающей конструкции. В связи с
этим такие стены проектируются из легких бетонов или трехслой¬
ными с применением высокоэффективных утепляющих материалов.Во вторую группу входят здания серий 1—507, 1—515, 1—463
и др. Функции ограждающей и несущей конструкций в наружных
стенах совмещены, поэтому материалы, применяемые для этих стен,
должны удовлетворять требованиям, предъявляемым к несущим
конструкциям. Это накладывает известные ограничения при при¬
менении легких конструкций наружных стен.Ветровая нагрузка при продольных несущих стенах воспри¬
нимается редко расположенными сквозными поперечными, торцо¬
выми стенами и стенами лестничных клеток. В связи с этим роль
этих стен как конструкций, обеспечивающих прочность и простран¬
ственную жесткость здания, является более ответственной, чем
стен зданий первой группы. При этом повышается роль и перекры¬
тий — диафрагм, передающих горизонтальные нагрузки с про¬
дольных на поперечные стены. Схема здания с продольными несу¬
щими стенами позволяет получить большие, чем при поперечных
несущих стенах, возможности для планировки помещений, а также
эта схема дает некоторую экономию материалов в несущих конструк¬
циях, так как значительная часть поперечных перегородок проек¬
тируется ненесущими.Бескаркасные крупнопанельные здания в нашей стране возво¬
дятся высотой до пяти этажей (включительно), однако, в настоящее
время разработаны проекты таких 9-этажных зданий для массовой
застройки и 12-этажных в качестве индивидуальных решений. Бес¬
каркасные здания представляют собой пространственную много¬
ячейковую коробку, состоящую из взаимосвязанных вертикальных
и горизонтальных диафрагм, — продольных и поперечных стен и
перекрытий, — отличающуюся высокой пространственной жест¬
костью. Такие здания относятся к группе зданий с жесткой кон¬
структивной схемой.Каркасно-панельная схема применяется при проектировании
общественных, промышленных (рис. 65, а) и реже жилых зданий
(рис. 65, б), она подразделяется на две группы: здания с полным кар¬
касом и здания с неполным каркасом. Здания первой группы имеют
каркас для внутренних и наружных стен. Все вертикальные на¬
грузки от перекрытий в этом случае передаются на каркас, ветровые
нагрузки могут восприниматься каркасом или передаваться пере¬
крытиями на специальные вертикальные диафрагмы, расположенные
на достаточно значительном расстоянии друг от друга. В пер¬
вом случае здания относятся к категории зданий с упругой кон-174
Рис. 65. Каркасно-панельные здания:а — промышленные (стены самонесущие); б — жилые
структивной схемой, во втором — к зданиям с жесткой конструк¬
тивной схемой.Стены в зданиях с полным каркасом выполняются самонесущи¬
ми или навесными. В первом случае панели устанавливаются друг
на друга, воспринимая собственный вес, а в горизонтальном направ¬
лении соединяются с каркасом с помощью связей, способных обеспе¬
чить вертикальную устойчивость стен и передать ветровые нагруз¬
ки со стен на каркас. Во втором случае панели высотой в один-два
этажа навешиваются на наружные стойки и ригели каркаса, за¬
гружая последний не только ветровой нагрузкой, но и собствен¬
ным весом. Такая схема целесообразна в случаях, когда панели
выполняются очень легкими (например, из алюминиевых сплавов
и пластмасс) или их прочность оказывается недостаточной для
проектирования самонесущих стен (например, из асбоцементных
листов с мягким или полужестким утеплителем).Крупнопанельные здания с полным каркасом могут проекти¬
роваться любой высоты; при большом числе этажей и эффектив¬
ных панелях наружных стен они часто предпочтительней бескар¬
касных зданий. Здания с неполным каркасом (рис. 65, б) нашли
некоторое применение в жилищном строительстве при высоте до
5 этажей включительно. В этом случае предусмотрен внутрен¬
ний продольный ряд железобетонных колонн с продольными и
поперечными ригелями (серия 1—335*). Наружные стены выпол¬
няют одновременно функции несущей и ограждающей конст¬
рукций.Поперечная жесткость здания и восприятие ветровых нагру¬
зок обеспечиваются торцовыми стенами, стенами лестничных кле¬
ток (с продолжением одной из них на всю ширину здания) и в
некоторых случаях межсекционными стенами, расстояние между
которыми до 11 ж.Подробно конструкции каркаснопанельных и бескаркасных
зданий, выполняемых из железобетонных тонких (например, про¬
катных) панелей, рассматриваются в курсе «Железобетонные
конструкции».2.	Стыки панелей бескаркасных зданийПри проектировании зданий наиболее сложной задачей является
выбор рационального решения конструкции сопряжений между
панелями стен и перекрытий. Стык панелей зависит от их материа¬
ла и конструкции, усилий, возникающих в стыках от действия
нагрузки (вертикальной и горизонтальной), деформаций, раз¬
вивающихся в стене под влиянием изменения температуры и влаж¬*	Опыт применения таких конструктивных схем указал на необходи¬
мость снятия с наружных стен функций несущих перекрытий, поэтому в
последних вариантах типовых проектов серии 1—335 применены наружные
ряды колонн, воспринимающие нагрузку от перекрытий.176
ности наружного воздуха, возможных неравномерных осадок осно¬
вания.В наружных стенах стыки должны обеспечить необходимую
тепло-, воздухо-, звуко- и гидроизоляцию помещений. Они дол¬
жны удовлетворять требованиям по долговечности и защите от кор¬
розии.В зависимости от использованных
связей между панелями стыки могут быть
выполнены: а) путем сварки стальных
закладных деталей, предусмотренных в
панелях при изготовлении (см. рис. 9)
или б) путем соединения при монтаже
гибких выпусков или петель, находящих¬
ся в стыкуемых панелях. Это соедине¬
ние осуществляется сваркой выпусков с
помощью специальных анкерных шпи¬
лек, хомутов и т. д.Первые стыки часто называют свар¬
ными, вторые замоноличенными. Такая
терминология, конечно, не совершен¬
на, так как и вторые стыки могут
осуществляться с применением сварки.Обследование зданий со стыками,
выполненными с помощью закладных
деталей (рис. 66), показало, что в не¬
которых случаях стальные элементы
подвергаются значительной коррозии,
особенно в стыках наружных стен,
где они периодически увлажняются.В связи с этим закладные и соединитель¬
ные детали должны быть предварительно
оцинкованы и тщательно защищены
цементным раствором или бетоном.Работы по антикоррозийной защите стальных деталей выпол¬
няются согласно «Указаниям по проектированию конструкций
крупнопанельных жилых домов» (СН-321—65). Закладные детали
следует приваривать к рабочей арматуре панелей, а при отсутствии
таковой (в бетонных панелях) должна быть предусмотрена их
анкеровка в соответствии с указаниями СНиП II-B. 1—62.Недостатком применения стыков с закладными деталями яв¬
ляется большой расход полосовой стали, а также нарушение сцеп¬
ления бетона и закладных деталей при их неравномерном нагреве
в момент сварки. Следует отметить монтажные достоинства таких
стыков (особенно при работах в зимнее время).На рис. 67, а, б показано два типа вертикальных замоноличен-
ных стыков в примыкании наружных и внутренних стен. Такие
стыки менее опасны в отношении коррозии, так как сварка связейа)Lsи£Рис. 66. Стыки панелей
с закладными деталями:1 — панель наружной стены;
2—поперечная панель внут¬
ренней стены; «У — закладная
пластина; 4 — полоса, при¬
вариваемая при монтаже; 5 —
панель продольной стены7 Заказ № 936177
осуществляется до замоноличивания, а в некоторых конструкциях
стыков сварка вообще отсутствует.Рис. 67. Замоноличенные стыки для наружных стен:а — при трехслойных наруж шх панелях; б — при одчослойных из легкого бе¬
тона; в — варианты герметизации наруж юй части вертикального стыка; / —
вкладыш из пенополистирола или минераловатных плит; 2 — тяжелый монолит¬
ный бетог!; 3 — пороизол; 4 — рубероид на битумной мастике; 5 — анкер 12 мм;
в — петлевые выпуски из панелей; 7 — уплотнительная мастика; 8 — внутрен¬
няя стеновая панель; 9 — соединитель 1ые скобы 10—12 мм; 10 — мастика
УМ-40 или тиоколовая мастика; II — проклад<а из пороизола или гернита;
12 — мастика сизол»Следует, однако, отметить, что долговечность и несущая способ¬
ность стыков этого типа сильно зависит от качества бетонирования
пазов, в которых располагаются связи, а также от прочности сцеп¬
ления бетона, укладываемого встык, с бетоном панелей. Для обес¬
печения этого необходима соответствующая подготовка поверх¬
ностей, образующих паз; сечение паза должно быть не менее 80—
100 см2. Бетон для замоноличивания должен быть плотный. Размеры
крупного заполнителя бетона не должны превышать 20 мм.Для увеличения сцепления с бетоном стыкуемые поверхности
панелей рекомендуется изготовлять рифленными.Воздухо- и водонепроницаемость стыковых соединений панелей
наружных стен достигается с помощью специальных герметиков.
В вертикальных стыках участком для герметизации служит шов
между четвертями стыкуемых панелей на глубину 40—60 мм или178
специальный паз (рис. 67, в), а в горизонтальных стыках — внеш¬
ний участок стыка на глубину 60—80 мм (рис. 68). Толщина гер¬
метизирующих участков горизонтальных и вертикальных швов
Ю—20 мм. Герметизирующие материалы должны иметь низкое водо-
поглощение и быть влаго¬
воздухонепроницаемыми. В
начальный период крупно¬
панельного строительства
заделка швов осуществля¬
лась раствором. Вскоре
было установлено, что та¬
кая заделка не обеспечи¬
вает герметизации шва, так
как в нем появляются
сквозные температурно¬
усадочные трещины. Гер¬
метизирующие материалы
должны легко деформиро¬
ваться, играя при этом
роль компенсаторов при
деформации стеновых па¬
нелей, а также должны
быть долговечными, сох¬
раняя необходимую элас¬
тичность как при положи¬
тельных, так и при отри¬
цательных температурах.В качестве герметизирую¬
щих материалов исполь¬
зуются специальные мас¬
тики (на основе полиизо¬
бутилена, тиоколовая,«изол» и др.) и про¬
кладки в виде полос и
жгутов (пористые из
полихлоропренового кау¬
чука, имеющие на поверх¬
ности сплошную пленку,
типа пороизола, покрытого
слоем мастики «изол»). Стыки наружных стен, заполняемые
тяжелым бетоном, утепляются пенополистиролом или минераловат¬
ными плитами на фенольной смазке, обернутыми синтетической плен¬
кой или пергамином. В вертикальных стыках утеплитель уклады¬
вают непосредственно по четвертям стыкуемых панелей, а в гори¬
зонтальных между наружной стеновой панелью и торцом панели
перекрытия. Поверхности стыка до укладки утеплителя тщательно
грунтуются мастикой «изол».Рис. 68. Горизонтальные стыки в на¬
ружных панелях зданий серии 1—464:л — по варианту 1959 г.;- б — современные сты¬
ки: 1 — прокладка из пористой резины; 2 — це¬
ментный раствор состава 1:3 или расширяю¬
щийся цемент; 3 — вкладыш из пенопласта или
минераловатных плит, обернутых в пергамин;
4 — монтажная прокладка, 5 — тяжелый бетон;
6 — гидроизоляция; 7 — пеиополистирол; 8 —
мастика УМ-40; 9 —прокладка, из пороизола
или гернита; 10— ластика тиокол^чая7*179
Для снижения температурных напряжений, возникающих при
дес}юрмациях панелей из плоскости стены, связи между панелями
наружных стен рекомендуется располагать в пределах трети-чет-
верти толщины стены со стороны помещения, а в остальной части
стыка укладывать утеплитель и упругие прокладки. Такое распо¬
ложение связей благоприятно и для сохранения их от коррозии.С наружной стороны упругие прокладки, расположенные в швах,
покрываются мастикой «изол».На рис. 68, а, б показана деталь горизонтального стыка па¬
нелей наружной стены, осуществляемая по проектам серии 1—464
(1959 г.), и улучшенный вариант по проектам серии 1—464А (1960 г.).
Второй вариант стыка выгодно отличается от первого меньшим рас¬
ходом монолитного бетона, а также наличием замка в виде гребня
в верхней панели с уложенной на нем прокладкой пороизола и паза
в верхней панели, более надежно чем в первом варианте препят¬
ствующего проникновению влаги и продуванию. С наружной сто¬
роны горизонтальный шов расшивается раствором.Для повышения изоляционных качеств стыков полезно также
между герметиком и внутренней частью стыка устраивать воздуш¬
ные полости, снижающие опасность проникновения влаги по капил¬
лярам раствора или контактных прослоек. Для предохранения вер¬
тикальных швов от попадания в них дождевой воды вблизи швов
устраиваются выступы или канелюры.До последнего времени панели перекрытия с наружными и
внутренними стенами обычно соединялись при помощи сварки
закладных деталей. В 9-этажном здании, возведенном в Москве в
1964 г., соединения вибропрокатных панелей осуществлялись с
помощью болтов. Этот опыт оказался удачным.3.	Особенности расчета*Все стеновые конструкции крупнопанельных зданий и их стыко¬
вые соединения должны быть проверены на усилия, возникающие
от вертикальных нагрузок; горизонтальных (ветра); неравномерных
осадок основания; нагрузок при монтаже, транспортировке и из¬
готовлении; температурных воздействий.При проверке прочности на основное сочетание нагрузок усилия
от неравномерных осадок основания не учитываются.При проверке прочности на дополнительное сочетание нагрузок,
учитывающее ветровое воздействие и неравномерную осадку ос¬
нования, усилия, вызванные неравномерной осадкой стен, сумми¬
руются с усилиями от ветровых нагрузок. Этот расчет производится*	Составлен с учетом материалов проекта «Указания по проектированию
крупнопанельных зданий», разработанных ЦНИИЭПжилища и ЦНИИСК.180
преимущественно для проверки прочности стыковых соединений.
Расчет на неравномерную осадку основания изложен в работе [29].Расчет на вертикальные нагрузки. Расчет крупнопанельных бес¬
каркасных зданий на вертикальные нагрузки, так же как и зданий
других конструкций (см. предыдущие параграфы), производится в
предположении работы стен как простых балок высотой в этаж,
опертых на перекрытия. Учитывая малую толщину крупнопанель¬
ных стен и, следовательно, большее влияние на их несущую способ¬
ность случайных эксцентриситетов, последние учитываются в рас¬
чете путем суммирования с эксцентриситетами от приведенной про¬
дольной силы. Кроме этого, для крупнопанельных стен вводятся
более жесткие пределы допускаемых для неармирсванных сечений
эксцентриситетов. Нормируемые величины случайных и предель¬
ных эксцентриситетов приведены в гл. V § 19.Следует иметь в виду, что для однослойных панелей наружных
стен дополнительным эксцентриситетом учитывается искривление
панелей, вызванное различным изменением их размеров с наруж¬
ной и внутренней сторон при колебаниях температуры. Величина
этого эксцентриситета принимается равной 1/10 толщины панелей,
но не менее 3 см.Учитывая повышенную опасность воздействия на тонкие неар-
мированные стены длительных внецентренно приложенных нагрузок,
а также наличие усилий, возникающих в панелях при усадочных и
температурных деформациях, не учитываемых пока расчетом, нор¬
мы требуют введения в тело бетонных и виброкирпичных крупных
панелей арматуры, даже если последняя не требуется по расчету
(гл. I, § 1 и гл. V, § 19). Эта арматура полезна для обеспечения
транспортабельности и монтажной прочности панелей. По этой же
причине вводится ограничение отношения высоты этажа к толщиненесущих панелейпри однорядной разрезке бетонных панелей:из тяжелого и легкого бетона 	24из ячеистого бетона 		20при однорядной разрезке виброкирпичных панелей ....	20при двухрядной разрезке из всех видов материалов ...	16При подсчете продольных сил и изгибающих моментов, дейст¬
вующих в сечениях крупнопанельных стен, учитывается по форму¬
лам 52 и 70 увеличение их расчетных величин, связанное с отрица¬
тельным влиянием ползучести на устойчивость таких панелей.Для определения Еепичины гаД1 при прочности раствора в
монтажных швах не менее 2500 кн/м2 (25 кГ/см2) используется
табл. 11: гр. 3 — для панелей из тяжелого цементного бетона
и гр. 5 — для панелей из легкого цементного и силикатного
(тяжелого и легкого) бетонов*.* Методика расчета крупнопанельных стен в книге не приводится, она
подробно изложена в «Указаниях» [44] и [46].181
При проектировании стен из виброкирпичных панелей расчет¬
ная длина простенков, согласно СНиП П-В.2—62, должна быть
не менее 40 см при несущих и 32 см при ненесущих или самонесущих
стенах (в последнем случае при длине простенков менее 40 см в
расчетные сопротивления кладки вводится коэффициент 0,8).Учитывая большую неоднородность кирпича, эти пределы жела¬
тельно повысить, не допуская длину простенков несущих стен ме¬
нее 51 см (двух целых кирпичей).Нормами разрешается включать в расчетное сечение виброкир¬
пичных панелей примыкающие растворные слои. Суммарная тол¬
щина двух слоев, вводимая в расчет, принимается не более 2 см.При монтаже панелей трудно обеспечить их равномерное опи-
рание на раствор монтажных швов, что, как показывают опыты,
приводит к более или менее значительному снижению прочности
панелей, особенно в опорных сечениях. Снижение прочности вызы¬
вает также отступления от проектных требований, допускаемые
иногда при монтаже (несоблюдение необходимых площадок опира¬
ния панелей перекрытий на стены, перепад толщин настилов и т. д.),
что особенно сильно проявляется при применении слабых растворов.
В связи с этим при проверке прочности опорных сечений панелей в
приведенные ранее расчетные формулы для оценки прочности вне¬
центренно сжатых сечений (см. гл. V) вводится к расчетным сопро¬
тивлениям поправочный коэффициент /тгш<1. При таком подсчете
учитывается случайный эксцентриситет, а коэффициент продоль¬
ного изгиба принимается равным единице (как для опорного сече¬
ния). В том случае, когда горизонтальный шов располагается меж¬
ду перекрытиями, на его уровне также требуется произвести про¬
верку, воспользовавшись сделанными выше указаниями для опор¬
ных сечений, но учитывая при этом снижение прочности за счет про¬
дольного изгиба.В «Указаниях по проектированию крупнопанельных жилых
домов» приводится формула для коэффициента гаш, полученная
на основе анализа большого числа опытов. Согласно этой формуле
величина поправочного коэффициента, который будем называть
коэффициентом условия работы шва,тш = 0,9(Ь'\Ь* + 0,7 X182
— кубиковая прочность раствора;Япр — нормативное сопротивление бетона сжатию (призменная
прочность) или нормативное сопротивление сжатию клад¬
ки виброкирпичных панелей
Ьг и Ь2 — глубина заделки плит перекрытий с одной и другой
стороны стены; при одностороннем опирании перекрытия
на однослойные стеныЬг — глубина заделки перекрытия, а Ь2 — ширина ос¬
тальной части горизонтального шва, заполненного
раствором за вычетом вертикального шва у торца
перекрытия;
b — толщина однослойной панели стены;Если перекрытие не пересекает стену и нагрузка с верхней па¬
нели передается на нижнюю через растворный шов, то влияниешва учитывается по формуле гаш =1	——- <0,9.0,25+-^_R нПриведенные выше формулы относятся к случаю, когда швы
под и над плитами перекрытий заполнены раствором и толщина
горизонтальных швов не превышает 20 мм, а зазор между
торцами плит перекрытия 40 лш.Применение метода замораживания обычных растворов без до¬
бавок разрешается в виде исключения только для жилых зданий
высотой не более 5 этажей. В этом случае при проверке в стадии
оттаивания R“ =0. При одностороннем опирании перекрытия на
стены коэффициент тш умножится на коэффициент 0,9.При расчете стен, выполненных из бетонных панелей в вертикаль¬
ных формах, для определения расчетного сопротивления бетона
принимается коэффициент 0,85.Расчет на горизонтальные нагрузки. Бескаркасное крупнопа¬
нельное здание, как мы уже отмечали, представляет собой многоячей¬
ковую пространственную конструкцию. Принципиально расчет¬
ный анализ такой конструкции может быть выполнен на основе
известного метода В. 3. Власова, разработанного им для тонко¬
стенных оболочек. На рис. 69, а представлена пространственная
схема работы крупнопанельного здания, где стены расчленены на
отдельные панели, соединенные между собой упругими связями,
препятствующими сдвигу и продольным силам. Расчетный анализ
такой схемы очень сложен ввиду наличия в здании панелей раз¬
личных размеров, по расположению в них проемов, конструкции
связей и т. д. Кроме этого, для ряда типов стыков отсутствуют экс¬
периментальные данные, характеризующие их деформационные
свойства и входящие в состав теоретических решений.Следует отметить, что расчеты, проводимые на основе упомянутых
выше предпосылок, возможны только для упругой стадии работы
конструкции и поэтому, несмотря на свою сложность, не решают183
основной задачи, связанной с рассмотрением работы конструкции в
стадии, когда развиваются пластические деформации. Эти обстоя¬
тельства явились причиной того, что для расчетов зданий, подверг¬
нутых действию горизонтальных нагрузок (расчетные величины
которых действуют на здание очень редко и, следовательно, для нихG)	6)Рис. 69. Расчетные схемы крупнопанельных зданий:а — при рассмотрении здания как пространственной системы,
составленной из панелей, соединенных между собой связями,
воспринимающими сдвиг и растяжение (или сжатие); б —к оп¬
ределению нагрузки qn\ в — плоская система, рассчитываемая
на действие qnособенно уместно рассмотрение работы в стадии пластических де¬
формаций и даже появления отдельных трещин), пользуются более
простыми предпосылками. Согласно этим предпосылкам простран¬
ственная коробка здания расчленяется на плоские элементы, распо¬
ложенные вдоль рассматриваемого направления горизонтальных
сил. При этом предполагается, что каждый такой элемент пред¬
ставляет собой консольную систему, заделанную в основании и
нагруженную приходящейся на нее частью общей нагрузки. Ве¬
личина последней может быть определена следующим образом.Обозначим величину нагрузки, действующую на 1 пм высоты
здания q, а часть этой нагрузки, приходящуюся на рассматриваемую
плоскую систему я, буквой qn1 тогдаЯп =	+	(21°)где 1п и / — длина грузового участка (равная половине суммы
расстояний между рассматриваемой и соседними стенами этого же
направления) и длина здания (рис. 69, б).1 84
Если предположить, что перекрытия являются абсолютно неде-
формируемые в горизонтальном направлении диафрагмы, что обес¬
печивает всем стенам рассматриваемого направления одинаковые
горизонтальные перемещения, то полная горизонтальная нагрузка
в одноэтажном здании будет распределяться между отдельными
плоскими системами пропорционально их жесткости, отнесенной к
общей жесткости здания, равной сумме жесткостей отдельныхплоских систем LBk (где t — количество плоских систем в рассмат-*=1риваемом направлении), т. е.f*« = -rs— = 	г—	(211)/2=1 k=\ИЯп = КЧ>	(212)где 8Л, bk — перемещения верха плоской системы (консоли) под
действием единичной силы (с учетом деформаций изгиба и сдвига),
приложенной к верху консоли.Для зданий высотой более одного этажа следовало бы предпо¬
ложить равенство горизонтальных перемещений на уровнях всех
перекрытий, однако это бы очень усложнило расчет, поэтому
для зданий высотой до 8 этажей пользуются формулой 211.
Ставится условие равенства перемещений всех систем на каком-ни¬
будь одном уровне— верхнего перекрытия или высоты здания(для соответствующего уровня и определяются перемещения
консоли 8Л, 8Л).Если предположить, что жесткость перекрытия очень мала, то
распределение нагрузки между плоскими системами будет близким
к распределению по «грузовым площадям», т. е.*п = яЦ-.	(213)Таким образом, qn и qn представляют собой две предельно
возможные величины искомой нагрузки qn, зависящей от действи¬
тельных соотношений жесткостей перекрытий и стен, что и может
быть учтено по формуле 210 введением поправочных коэффициен¬
тов т1 и т2. Для крупнопанельных зданий с часто расположенны¬
ми поперечными стенами, при которых пролеты перекрытий малы
(2—6 м), можно принять /7?1=0,8, /772=0,2 (с увеличением же проле¬
тов коэффициент т2 должен возрастать за счет снижения т^.Упомянутые вышг плоские системы образуются стенами рассмат¬
риваемого направления и примыкающими стенами взаимно перпен¬
дикулярного направления (рис. 69, в). Таким образом, сечения кон¬
сольных балок имеют форму двутавров, швеллеров или тавров.185
Длина полок этих сечений при частом расположении поперечных
стен принимается равной сумме простенков непосредственно при¬
мыкающих к поперечной стене панелей. При больших же рас¬
стояниях между поперечными стенами для оценки расчетной длины
полок необходимо воспользоваться рекомендациями, приведенными
в указаниях [46].При определении усилий от горизонтальных нагрузок в эле¬
ментах плоских систем (простенках, перемычках, стыках и т. д.)
и оценке их жесткости необходимо учитывать ослабление проемами.
Последнее осуществляется несколькими методами. По одному из
них поперечные стены с проемами рассматриваются как рамы со
стойками-простенками и ригелями-перемычками. В том случае,
когда перемычки имеют большие пролеты и малую высоту, их
жесткостью можно пренебречь и рассматривать простенки как кон¬
соли на всю высоту зданий, соединенные между собой шарнирными
связями-перемычками.Определенные изгибающие моменты, поперечные и продольные
силы в простенках и перемычках от горизонтальных нагрузок сум¬
мируются с усилиями, вызванными вертикальными нагрузками
с учетом соответствующих коэффициентов перегрузок, и произво¬
дится проверка прочности сечений по правилам расчета бетонных
или каменных конструкций (в зависимости от вида панелей), а так¬
же производится проверка прочности стыков. При этом проверка
вертикальных стыков в сопряжении продольных и поперечных стен
может быть выполнена по аналогии с расчетом шпонок крупноблоч¬
ных зданий (см. § 33), что подробно изложено в [46].
Г ЧАСТИ ЗДАНИЯ И ИХ РАСЧЕТлаваIX§ 35. ПЕРЕМЫЧКИ1.	В каменных и крупноблочных стенахПеремычки для перекрытия проемов в каменных стенах приме¬
няют, как правило, сборные железобетонные, из балок и брусков,
а также рядовые, клинчатые, арочные, железокирпичные. Каменные
перемычки применяют из кирпича или камня прочностью не ниже
марки 75. Пролет перемычки зависит от марки применяемого раство¬
ра и марки камня (кирпича).Максимально допустимые пролеты перемычек из неармированной
кладки приведены в табл. 22.Таблица 22Максимально допустимые пролетынеармированных перемычек, мМаркараствораарочных при высоте
подъемарядовыхклинчатых1/8—1/12пролета1/5—1/6
пролета50—1002510421,7521,751.51,253.52.5
21,75432,52,25При применении камней марки 35—50 величина максимального
пролета снижается на 20%, а при марке камня 15—25—на 30%.Минимально допустимая конструктивная высота перемычки
из неармированной кладки приведена в табл. 23.Кроме того, конструктивная высота перемычки должна быть не
менее четырех рядов кирпича или трех рядов камня. За конструк¬
тивную высоту перемычки принимают: для рядовой перемычки —
высоту пояса кладки на растворе повышенной прочности; для клин¬
чатой и арочной — высоту пояса кладки на ребро.Основным видом каменных перемычек в стенах из мелкораз¬
мерных штучных камней являются рядовые перемычки. В целях187
Наименьшая конструктивная высота
неармированных перемычекМарка растворарядовыхиз кирпичаиз камняклинчатыхарочных25 и выше
10
40,25 /0,33,/0,12 /
0,16 /
0,20 /0,06 /
0,08 1
0,10 /
В первой стадии разрушения в верхней части перемычки начи¬
нают образовываться горизонтальные трещины, отделяющие пере¬
мычку на уровне заделки концов балок от Еышерасположенной клад¬
ки стены. В этой стадии
перемычка работает как
балка; в растянутой зоне
ее поперечного сечения
появляется вертикальная
трещина. С увеличением
нагрузки горизонтальная
трещина начинает разви¬
ваться вниз по швам клад¬
ки, и перемычка работает
уже как арка, — наступает
вторая стадия. Наконец,
третья стадия характери¬
зуется разрушением пере¬
мычки.Рядорые, клинчатые
и арочные перемычки
рассчитываются как рас¬
порные конструкции — ар¬
ки, распор которых вос¬
принимается простенками
или арматурой затяжки.Величина распора оп¬
ределяется по формулам:а)	в перемычках без затя¬
жекМН~ с — 2г ’б)	в перемычках с затяжкойH = i~. (215)где М — наибольший рас¬
четный изгибаю¬
щий момент, оп¬
ределяемый как
для свободно ле¬
жащей балки;с — расчетная Еысота перемычки;Л0 — расстояние от верха расчетной высоты перемычки до оси
затяжки;г — расстояние от Еерха расчетной части перемычки до цент"
ра давления в замке и от низа перемычки до центра давле"
ния в пятах.Рис. 70. Каменные перемычки:а— рядовая перемычка; б — схема разрушения
рядовой перемычки; / — цементный раствор;
2 — арматура; 3 — кладка на растворе повы¬
шенной марки; 4 — трещина189
Под расчетной высотой перемычки понимается расстояние от
низа перемычки до уровня опирания элементов перекрытия. При
отсутствии нагрузок от перекрытий и других конструкций, кроме
собственного веса кладки, расчетная высота с перемычки прини¬
мается равной 1/3 пролета. Для арочных перемычек расчетная вы¬
сота принимается от уровня пят до уровня опирания балок (вклю¬
чая высоту подъема арки). Величина г в долях от с принимается по
табл. 24.Таблица 24Марка раствораг—— при маркекирпича и камня
75 и вышекамня 50 и ниже1000,1500,120,15250,150,2100,20,2540,250,3При расчете перемычки проверяется:а)	прочность кладки на внецентренное сжатие в горизонтальном
направлении от действия распора Н в замке и у опор;б)	кроме этого, для крайних перемычек (у углов здания) сопро¬
тивление пят перемычки или затяжки действию распора.Распор Н считается приложенным с эксцентриситетомв0=4—г.	(216)Далее определяется случай внецентренного сжатия и затем рас¬
четная несущая способность перемычки. При этом расчет растянутой
зоны перемычки по раскрытию трещин не производится.При проверке прочности пяты перемычки на срез при действии
распора Н считается, что распор должен быть воспринят простенком.
Пользуясь условием 103, можно записатьЯ<1Я] = (Яср + 0,8/о0)Л	(217)где — среднее расчетное напряжение сжатия в угловом простен¬
ке от вертикальной нагрузки с коэффициентом перегрузки
0,9;/ — коэффициент трения, принимаемый по указаниям к фор¬
муле 14;F — площадь углового простенка.Кроме того, проверяется прочность углового простенка на вне¬
центренное сжатие в плоскости стены от действия продольной силы190
и распора Н. Если сопротивление пяты перемычки срезу или уг¬
лового простенка на внецентренное сжатие недостаточно, то для
восприятия распора в перемычках устанавливают затяжку в виде
продольной арматуры с анкерами. При необходимости устройства
затяжки ее прочность проверяется по формуле#<Яа^а-	(218)2.	В крупнопанельных стенах*В панелях стен с проемами, воспринимающих нагрузку от рас¬
положенных выше этажей, для восприятия местных напряжений,
возникающих в местах сопряжения перемычек с простенками,
должна устанавливаться расчетная арматура Fa внизу и вверху
проема по всей длине панели.Площади сечения арматуры определяются по формулегг Ь№f‘~rT’Qгде k — коэффициент, принимаемый в зависимости от $=—jj(В— ширина меньшего простенка панели, Н—суммар¬
ная высота верхней и нижней перемычек); при 3, рав¬
ном 0,9; 0,5; 0,3 и 0,2, k равен соответственно 0,02;
0,08; 0,2 и 0,33;Л/н — нормативная вертикальная нагрузка на меньший про¬
стенок панели; при £>// нагрузка N11 собирается с
участка простенка шириной Н\Ra — расчетное сопротивление арматуры.Кроме того, в углах проема, на участках по 300 мм в каждую
сторону от вершины угла должна устанавливаться вертикальная
арматура с шагом не более 50 мм.В тех случаях, когда на перемычку опирается перекрытие, бал¬
кон, то перемычка рассчитывается на соответствующие расчетные
нагрузки как защемленная балка.Величина опорного и пролетного моментов принимается равной
2/з где М0 — момент в середине пролета от рассматриваемой
нагрузки для свободно лежащей балки пролетом, равным расстоя¬
нию в свету оконного проема.По полученным моментам подбирается площадь опорной и про¬
летной арматуры по формулер 	 2/3Моa'~RaVsho 9где h0 — полезная высота перемычки.*	По «Указаниям по проектированию конструкций крупнопанельных
жилых домов».191
Сечение арматуры /7at в изгибаемой перемычке сравнивается с
площадью арматуры Fa и принимается большая величина, по которой
подбирается количество стержней в верхней и нижней частях над¬
оконной перемычки.При подборе арматуры в пролете и над опорой изгибаемой пере¬
мычки должен быть обеспечен минимальный процент армирования,
установленный для панелей соответствующей марки.Кроме нагрузок, указанных выше, перемычки и простенки долж¬
ны проверяться расчетом на возможные перекосы панелей при воз¬
действии ветровой нагрузки и неравномерной осадки основания.Расчетом должна быть проверена также поперечная арма¬
тура.§ 36. ФУНДАМЕНТЫ И СТЕНЫ ПОДВАЛЬНЫХ ЭТАЖЕЙ1.	Общие замечанияФундаменты, стены подвальных этажей и цоколи в основном
возводятся сборными из крупных блоков и панелей. В малоэтажных
зданиях часто применяются фундсмгнты из штучной каменной клад¬
ки. Требуемая прочность материалов устанавливается расчетом.
Минимальные марки камня и раствора принимаются по СНиПу
в зависимости от степени долговечности сооружения, вида материа¬
лов, влажности грунта и климатических условий. Фундаменты
пр IM2H ногс 1 ленточные (рис. 71, а) и столбчатые (рис. 71, в).Ленточный фундамент состоит из бетонных или железобетонных
фундаментных блоков-подушек и стеновых блоков, конструктивные
решения которых могут быть различные. В подвальных зданиях
фундаментная стена является стеной подвала. Ширина ленты из
блоков-подушек больше толщины стены и назначается в зависимо¬
сти от нагрузки и несущей способности основания. Длина фунда¬
ментных блоков-подушек 1 м и более. Если фундаментный блок же¬
лезобетонный, то определение размеров и армирование производит¬
ся по СНиП В.1—62.Для обеспечения связи между продольными и поперечными сте¬
нами предусматривается перевязка вертикальных швов, а при силь¬
но сжимаемых грунтах сверху блоков-подушек устраиваются ар¬
мированные пояса, в которых укладываются каркасы с продольной
арматурой, или делают железобетонный пояс.Конструкция, фундамента, его геометрические размеры зависят
от расчетного сопротивления грунта и глубины заложения фунда¬
ментов. Конструктивная глубина заложения фундамента должна
быть не менее 0,5 м, но мэжет быть увеличена в зависимости от гео¬
логических условий, уровня грунтовых вод, наличия подвала,
глубины промеозачия, требований расчета. В том случае, когда
фундаменты наружных стен закладываются из условия глубины
промерзания более чем на 0,5 му фундаменты внутренних стен и
колонн отапливаемых зданий могут закладываться на меньшую192
глубину, но не менее 0,5 м, при условии обеспечения основания от
промерзания как во время эксплуатации, так и во время строи¬
тельства.При возведении фундамента и стен подвального этажа из бута
верхняя часть его должна быть толщиной не менее 50 см и болееРис. 71. Конструкции фундаментов:а — сборные ленточные; б — то же, при толщине подвальной стены, меньшей толщины
стены 1-го этажа; в — столбчатые фундаменты; г — глубина заложения фундаментов из
кладки (пунктир) и из железобетона; /—гидроизоляция; 2 — блоки подвальной стены;
3 — фундаментные подушки; 4 — зазор 6—7 см\ 5 — промежуточный столб; 6 — фундамент¬
ная балка; 7 — столбчатый фундамент; 8 — арматура; 9 — уровень полатолщины стены на 7—10 см в каждую сторону. Минимальный раз¬
мер бутовых столбов принимается 60x60 см. В фундаментах из бу¬
тобетона наименьшая толщина принимается 35 сму а минимальный
размер сечения столбов 40x40 см.Уширение каменных фундаментов в поперечном направлении
производится уступами. Минимальное отношение высоты уступа
к его ширине зависит от давления на грунт, марки раствора в клад-193
ке фундамента (или бетона) и для каменных и бутобетонных фунда¬
ментов принимается по табл. 25. Минимальная высота уступа буто¬
вого фундамента —35—60 см.Таблица 25Марка раствора
или бетонаМинимально допустимое отношение высоты
к ширине уступа бутовых и бутобетонных
фундаментов при давлении на грунт (от
расчетной нагрузки)о<2кГ/смга>2,5 кГ /см150—1001,251,510—351.51,7541,752Из таблицы видно, что чем больше давление на грунт и ниже
марка раствора кладки, тем больше высота уступа.Отношение высоты уступа к ширине для железобетонных фун¬
даментов не ограничивается конструктивными требованиями, а
определяется расчетом прочности железобетона. При больших на¬
грузках, когда требуется значительная ширина подошвы фунда¬
мента, требования табл. 25 вызывают необходимость значительного
заглубления неармированных фундаментов. В таких случаях во
избежание этого целесообразно применение железобетонных фунда¬
ментных подушек (рис. 71, г).Переход от одной глубины ленточного фундамента к другой
производится уступами. При плотных грунтах отношение высоты
уступа к его длине должно быть не более 1:1; высота уступа не
должна превышать 1 м. При неплотных грунтах отношение высоты
уступа к его длине должно быть не более 1 : 2 и высота уступа не
должна превышать 0,5 м.Толщина фундаментной стены и стены первого этажа должна
отличаться одна от другой не более чем на 25 см\ оси этих стен дол¬
жны совпадать.Столбчатый фундамент (рис. 71, в) состоит из фундаментной
плиты или башмака, бетонного или каменного столба и ранд-балки,
перекрывающей пролет. Расстояние между столбами принимается в
зависимости от нагрузки и несущей способности грунта.2.	Стены подвальных этажейНаружные стены подвала находятся под воздействием (рис. 72):а)	бокового давления грунта; б) внецентренно приложенной нагруз¬
ки перекрытия подвального этажа; в) веса вышележащей части стены
(центрально или внецентренно приложенного).194
При расчете стена рассматривается как стойка с двумя неподвиж¬
ными шарнирными опорами, расположенными на уровне низа
подвального перекрытия и низа бетонного пола подвала.Нижняя опора считается шарнирной ввиду малой жесткости
заделки по сравнению с жесткостью стен. Если бетонного пола нет,
то за расчетную высоту стойки принимается высота подвала до
подошвы фундамента.Н	о [ZNt1ргр= ЮООкГ/м2 tРис. 72. Схема работы стены подвального этажа:а — эпюра М от перекрытия; б — то же, от давления грун¬
та; в — суммарная эпюраБоковое давление грунта на стенку фундамента представляет
собой трапецию. На поверхности земли возможна временная нагруз¬
ка (уголь, строительные материалы и пр.), нормативная величина
которой Яг“ в расчете принимается не менее 10 кн/м2 (~1000 кГ/м2).Временную нагрузку в расчете можно заменить добавочным эк-РБивалентным слоем грунта высотой h3= (где у — объемныйвес грунта) и приближенно считать, что эпюра горизонтального
давления земли представляет треугольник высотой hrp+h3.Наибольшее давление земли (в сечении 2—2) на 1 пм длины
фундамента может быть определено по формуле<7бк = Щ (ЛгР + К) tg2 (45°	1-),	(219)где п — коэффициент перегрузки для бокового давления грунта;
Ф — угол внутреннего трения грунта.Если рассматриваемый участок стенки будет длиной более 1 м
(например, расстояние между осями оконных проемов), то длина
должна приниматься равной длине рассматриваемого участка.V Кроме бокового давления грунта, на стенку еще действует вне¬
центренно приложенная нагрузка от перекрытия над подвалом.195
Внецентренно приложенная нагрузка создает изгибающий момент,
действующий в сторону подвала и продольную силу. Момент будет
иметь наибольшую величину у места приложения нагрузки от пе¬
рекрытия и уменьшаться к полу подвала по закону треугольника.Нагрузка от вышележащих этажей, если она приложена в
центре тяжести стены подвала, учитывается только в продольной
силе, в противном случае необходимо учитывать возникающий
момент.Расчет фундамента здания состоит из определения размеров его
подошвы (расчет основания) и расчета фундамента на прочность.При расчете фундаментных стен в случаях, когда толщина их
меньше толщины вышележащих стен (рис. 72, б), необходимо учи¬
тывать случайный эксцентриситет е=8 см•, который суммируется с
эксцентриситетом продольных сил. В местах опирания стен первых
этажей на фундаментные стены на уровне изменения их толщин
должна быть произведена проверка прочности и предусмотрен
железобетонный распределительный пояс.§ 37. ДЕФОРМАЦИОННЫЕ ШВЫ1. Швы в стенах из обыкновенной
и крупноблочной кладкиВо избежание появления трещин в стенах последние разрезают
вертикальными деформационными швами. Различают швы темпера¬
турные и осадочные.Температурные швы разрезают здание до фундамента, а осадоч¬
ные швы разрезают здание, включая и фундамент.Осадочные шеы устраивают: а) в местах сопряжения участков
здания, расположенных на разнородных грунтах; б) при пристройке
к существующим зданиям; в) при разнице в высотах отдельных
частей здания более 10 м\ г) при наличии больших местных нагрузок
на отдельных участках здания; д) при значительной разнице между
площадями подошвы фундаментов и глубиной их заложения.Швы в стенах, связанных со стальными или с железобетонными
конструкциями, должны совпадать со швами этих конструкций. При
необходимости в кладке делаются дополнительные температурные
швы без разрезки в этих местах стальных или железобетонных
конструкций.Швы в сплошных стенах по их конфигурации в плане могут вы¬
полниться вчетверть, вшпунт и сквозные.Температурные швы устраиваются на расстоянии S в зависимости
от величины расчетной зимней наружной температуры, условий
отопления помещения, вида камня и марки раствора. Величина уко¬
рочения или удлинения кладки при изменении температуры может
быть определена по формулеAS = S (f j —/,) ат,	(220)196
где AS — температурное удлинение или укорочение кладки;S	— длина стены;
tx—/2 — разность температур;ат — коэффициент линейного удлинения кладки; для кладки из
красного кирпича ат =0,5* 10~б, а из силикатных и бетонных кам¬
ней 1 • 10"5.Так, например, изменение длины кладки при S=100 м и изме¬
нении температуры от -f-ЗО до —30° будет: при кладке из обыкновен¬
ного глиняного кирпича AS=3 см, а при кладке из силикатного
кирпича AS=6 см. Такие значения AS возможны при свободном
изменении длины, однако последнему препятствуют фундаменты,
перекрытия, покрытия и прочее. Поэтому в стенах могут возникнуть
опасные сдвигающие и растягивающие силы и, как следствие, поя¬
вятся трещины. В СНиПе установлены максимальные расстоя¬
ния Snp между температурными швами в стенах отапливаемых зда¬
ний (табл. 26), при которых трещины еще не появляются.Таблица 261Расчетная зимняя
наружная темпе¬
ратура, градМаксим1льчое рзсстояние между темпера¬
турными швами в стенах отапливаемых
зданий при кладке, миз обыкновенного
глиняного кирпича и
керамических камнейиз силикатного кир¬
пича и бетонных
камнейна растворах марки100-5025-104100-5025—104ниже —305075100304050—21 -г—306090120405060—11-Г—2080120150456080—10 и менее1001502005075100Для кладки из природного камня расстояния между температур¬
ными швами принимаются на 25% больше установленных для клад¬
ки из силикатного кирпича.Приведенные в табл. 26 расстояния должны быть уменьшены для
стен закрытых неотапливаемых зданий на 30%, а для открытых
каменных сооружений — на 50%.Для стен из бутобетона и крупнопористого бетона, учитывая
температурные и усадочные деформации, расстояние между темпе¬
ратурными швами принимается в 2 раза меньше, чем для кладки
из бетонных камней (на растворах марки 100—50), но не менее 20 м
для стен внутри здания или в грунте и не менее 10 м — для откры¬
тых сооружений.В подземных сооружениях из кладки, расположенной в зоне197
Климатическая
зона по СНиП
И-Л. 1-62Snp (м) при материале наружных продольных стен1а1в, Ша, Шв, IV
1б, 1г, Пв, Шб, 1\
На, Иб
1Ублегкий бетон на искусст¬
венном пористом заполните¬
ле (керамзитобетон, пер-
литобетон и др.) при
а=0,7* 10“6 град~170/45А 80/55
'в 95/65
110/75
120/80тяжелый бетон и легкий
бетон на естественных по¬
ристых заполнителях или
на искусственном крупном
заполнителе и кварцевом
песке при а= Ы0~ьград~150/3055/3565/4575/5085/55
Кг — характеристика жесткости здания при горизонтальном
сдвиге, величина Кг в пределах 0,3—0,4 и приведена
в работе [45];Иг — высота первого этажа;а — коэффициент линейного расширения материала стен;Д/р — амплитуда колебаний расчетных средних температур
наружных стен летом tp и зимой t% от равновесной
температуры/л— t3Д/Р = —Eg-g- .	(222)Расчетная средняя летняя температура стен t* принимается
равной максимальным значениям среднесуточных температур для
данного района.Расчетная средняя зимняя температура стен t* для отапливаемых
зданий принимается равной/мин 4-1,3 = . ср.сут+в_ >	(223)где /в — температура внутреннего воздуха.Для многослойных стен отапливаемых зданий принимается
как среднее значение температур отдельных слоев, которые опре¬
деляются по формулам строительной теплотехники для условий ста¬
ционарного теплового потока.Дальнейшие работы по изучению температурных деформаций
позволили в «Указаниях» [46] для крупнопанельных зданий с
поперечными несущими стенами при однорядной разрезке стен
рекомендовать для Snp табл. 27, где для зданий с наружными
стенами, соединенными с внутренними только на уровне пере¬
крытий, Snp даны в числителе, а при наличии связей по высо¬
те этажа 5пр — в знаменателе. Для зданий с продольными не¬
сущими стенами Snp из табл. 27 снижается на 10%.§ 38. АНКЕРОВКА СТЕН И СТОЛБОВДля обеспечения совместной работы продольных и поперечных
(крупноблочных и из штучных камней) стен друг с другом и с
перекрытиями должна быть предусмотрена анкеровка несущих
элементов перекрытий (балок, настилов) со стенами. Концы балок
должны крепиться не реже чем через 3 м, а площадь сечения анке¬
ра должна быть не менее 0,6 см2. При опирании на стены прогонов
настилов или ферм анкера крепятся к их концам, причем расстоя¬
ние между анкерами может быть увеличено до 6 м. Анкера заклады¬
ваются в расположенные на одном уровне горизонтальные швы или199
в борозды, предусмотренные в крупных блоках, с последующим
замоноличиванием.Расчет анкеров следует производить в случаях: а) если расстоя¬
ние между анкерами более 3 м\ б) несимметричного изменения тол¬
щины стен на уровне пере¬
крытия; в) сильного нагру¬
жения простенков при об¬
щей величине продольной
силы более 1000 кн (100 Т).Расчетное усилие в анке¬
ре А слагается из (рис. 73, а):а)	горизонтальной опорной
реакции стены на уровне пе¬
рекрытияAl = " , (224)П этгде М — изгибающий момент
в стене на уровне
перекрытия;Нэт— высота этажа;б)	условной опорной реакции
А 2, вызванной возможным
производственным отклоне¬
нием стены от вертикали и
неоднородностью кладкиА2 = 0,01 N,где N — расчетная продольная сила, приложенная к сечению стены
в месте установки анкера.Расчетное усилие в анкереА = Аг + А2.	(225)При расчете анкера проверяется его сечение, крепление к балке
и заделка его в кладке.При расчете задэлки анкера в кладку исходят из сопротивления
только горизонтальных швов кладки на участке стены в плане в
виде трапеции с наклоном граней под углом 45° (рис. 73, б). Рас¬
четное усилие в анкере должно быть меньше суммарного сопротив¬
ления заделки (трения и среза кладки)А < 2с (Ь + с) (Яср + 0,8 о0 /),	(226)где с — глубина заделки анкера;Ь—длина поперечного горизонтального штыря анкера;о0—	среднее напряжение сжатия в кладке при наименьшей
расчетной продольной силе с коэффициентом перегрузки
0,9;/ — коэффициент трения кладки по кладке или по бетону
(см. указания к формуле 14);Рис. 73. Схема работы анкера:
а — схема расчетных усилий; б — схе¬
ма работы кладки200
Яср — расчетное сопротивление кладки срезу по неперевязанному
шву при отсутствии нормальных сжимающих напряжений(°о=0).При анкеровке прогонов, ферм, подкрановых балок анкера за¬
делываются в железобетонные распределительные подушки. Сте¬
ны и столбы следует крепить к прогонам в каждом этаже.В четырехэтажных и большей высоты зданиях, независимо от
вида кладки, во всех углах и пересечениях стен через один этаж
должны укладываться стальные связи площадью сечения не менее
1 см2 и длиной по 1,5 м в каждом направлении.Анкера из полосовой стали могут быть заменены сварной арма¬
турной сеткой из круглых стержней. Они не должны пересекать ды¬
мовых и вентиляционных каналов.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КОНСТРУКЦИЙ,
ВОЗВОДИМЫХ В ЗИМНЕЕ ВРЕМЯКонструкции из камня или бетона могут выполняться в зимнее
время различными способами:а)	путем замораживания, при котором допускается заморажива¬
ние раствора и последующее его оттаивание в естественных условиях;б)	способом замораживания с последующим искусственным
полным или частичным оттаиванием зимой и выдерживанием ее
при положительной температуре до приобретения конструкцией
необходимой прочности;в)	беспрогревным способом с применением противоморозных
добавок (поташ, нитрит натрия), обеспечивающих частичное твер¬
дение раствора или бетона в процессе выдерживания на морозе;г)	с применением электро- или паропрогрева для создания со¬
ответствующих условий, обеспечивающих приобретение прочности
не менее 20% от проектной. К этому же способу относится произ¬
водство работ в тепляках.Кладка по способу замораживания ведется на открытом воздухе.
Причем для обеспечения тепла, необходимого только для укладки
раствора и первоначального его обжатия в шве в незамерзшем
состоянии, температура раствора в момент укладки (при темпера¬
туре воздуха от —10 до —20°) должна быть не ниже +15°. При
более низкой температуре воздуха во время производства кладки
соответственно повышается температура раствора. Уложенный
в кладку раствор замерзает еще до начала твердения, т. е. тогда,
когда прочность его равна или близка к нулю.Применение способа замораживания изменяет свойство кладки,
а именно: существенно снижает прочность кладки в стадии оттаи¬
вания и в меньшей степени в 28-дневном и большем возрасте после
оттаивания; уменьшает сцепление и монолитность кладки как в
период оттаивания, так и после него; понижает устойчивость от¬
таивающих конструкций и т. д.Свежеуложенный раствор, замерзая, превращается в твердое
тело, обладающее при отрицательной температуре довольно высокой
прочностью, но так как необходимая для гидратации цемента вода
обращается в лед, то в замороженной кладке твердения вяжущего
не происходит. Прочность мерзлых растворов не зависит от вида и
количества вяжущего, а определяется только температурой кладки.
В момент оттаивания прочность раствора примерно равна его проч¬202Главах
ности до замораживания, т. е. близка нулевой. Вода при замер¬
зании увеличивается в объеме и нарушает связность скелета, что
уменьшает сцепление, даже после длительного твердения.Твердея при положительной температуре после оттаивания,
цементные и смешанные растворы, а вместе с ними и кладки накап¬
ливают к месячному возрасту после оттаивания известную проч¬
ность на сжатие. Однако эта прочность не достигает прочности
кладки, твердевшей при положительной температуре и не подвер¬
гавшейся раннему замораживанию. Известковые растворы после
оттаивания не твердеют, поэтому они допускаются к применению
только при температуре не ниже +5°. Не применяют в кладке,
возводимой методом замораживания, известково-глиняные и гли¬
няные растворы.Не рекомендуются к применению в растворах для кладки, из¬
готовляемой методом замораживания, некоторые виды цементов
(известково-пуццолановый, известково-зольный, известково-шла¬
ковый и т. д.).При применении магнезиального, шлако- и пуццоланового порт¬
ландцемента необходимо учитывать их замедленное твердение при
пониженных температурах. Такие растворы после оттаивания очень
медленно набирают прочность.Расчетная марка раствора в зимней кладке после 28 суток нор¬
мального твердения принимается: при среднесуточной температуре
замораживания выше —20°— на одну ступень, а при температуре
замораживания ниже — 20°— на две ступени ниже летней того же
состава раствора. При этом все расчетные величины принимаются
для этих пониженных марок раствора.Составы растворов для зимней кладки принимаются те же, что
и для летней кладки, в соответствии с назначенными марками, учи¬
тывающими температуру замораживания.Установлены минимальные марки растворов для каменной клад¬
ки, возводимой способом замораживания (табл. 28).Таблица 28Минимальные марки растворов
дляВиды кладкифундаментов
и стенстол¬бовкарнизов и
рядовых
перемычекИз кирпича и камней правильной формы
Из бутового камня	102525501 сл1 оКонсистенция (подвижность) растворов для зимней кладки,
определяемая погружением стандартного конуса, должна быть в
пределах: для кладки из кирпича и бетонных камней 7—13 см\203
для бутовой невибрированной кладки 5—6 см; для бутовой вибри-
рованной кладки 2—3 см. Не разрешается возводить кладку спосо¬
бом замораживания на обычных растворах:а)	из рваного бутового камня и бутобетона;б)	при вибрационных и динамических воздействиях в стадии
оттаивания;в)	при внецентренном сжатии в стадии оттаивания, если эксцен¬
триситеты бэлее 0,25 у, — для свободно стоящих конструкций, не
имеющих верхней опоры, и 0,7 у — при наличии верхней опоры, а
также при поперечной силе более 10% от продольной;г)	в зданиях высотой более трех этажей из мерзлых кирпичных
блоков.Учитывая повышенную осадку и пониженную устойчивость клад¬
ки в момент отгаивания, ограничивается предельная высота стен и
столбов, выполняемых способом замораживания без временных креп¬
лений. Отношение р' высоты этажа Н к толщине стен и столбов долж¬
но удовлетворять требованиям п. п. 9.31—9.35 СНиП П-В.2—62.
При этом надлежит учитывать понижение марки раствора для за¬
конченного здания и кладки в стадии оттаивания.Предельные отношения j3' свободно стоящих центрально нагру¬
женных стен, столбов в период оттаивания не должны превышать
112 предельных значений, указанных в п.п. 9.31—9.35 СНиП П-В.
2—62 и должно быть р'<6. Если это требование не выдержано,
то предусматриваются временные крепления (подкосы, сжимы,
распоры).Для создания устойчивости каменных стен и столбов из штучных
камней должна быть обеспечена пространственная жесткость путем
укладки связей из 8 мм арматуры в углах, в местах примыкания и
пересечения стен. Связи должны заходить в каждую из примыкаю¬
щих стен на 1—1,5 м и заканчиваться на концах анкерами, в виде
вертикальных штырей диаметром 10—12 мм и длиной 50 мм. При
высоте здания до четырех этажей связи устанавливают через один
этаж, а при более высоких зданиях, а также при высоте этажа более
4 м на уровне перекрытий каждого этажа. В стенах зданий, возво¬
димых с применением искусственного оттаивания, связи уклады¬
ваются не реже чем через 2,0 м по высоте.Устойчивость стен и столбов при возведении их методом замора¬
живания обеспечивается анкеровкой панелей, балок и прогонов
перекрытий в кладку стен. Анкеры балок и прогонов междуэтаж¬
ных перекрытий должны отстоять друг от друга на расстоянии не
более десятикратной толщины стены.Анкеры прогонов и ферм верхних покрытий при стенах толщиной
до 40 см должны отстоять друг от друга не более чем на 6,0 ж, а
при более толстых стенах — не более пятнадцатикратной толщины
стены.Оттаивающая зимняя кладка из штучных камней дает осадку
в швах в среднем 0,5 мм для кладки из кирпича и бетонных камней204
и от 1 до 2 мм для бутовой кладки на 1 пм, поэтому при устройстве
креплений стен к неоседающим конструкциям (например, стальным
каркасам) должна быть предусмотрена возможность свободной
осадки стен.В целях повышения устойчивости и прочности каменных кон¬
струкций из штучных камней к периоду наступления весеннего
потепления производится искусственное оттаивание кладки при
помоди стационарных систем отопления или самостоятельных кало¬
риферов и другими способами.Кладка, подвергающаяся искусственному отогреву, должна
возводиться на растворе марки не ниже 25. Длительность оттаива¬
ния кладки зависит от температуры обогревающего воздуха, на¬
чальной температуры кладки, толщины стены и т. д. При односторон¬
нем отогревании наружных стен оттаивание происходит не сразу,
а с постепенным упрочнением оттаявшего наружного слоя
(см. СНиП III-B.4—62 и СНиП П-В.2—62).Для зимней кладки с добавками следует применять це¬
ментные и цементно-глиняные растворы марки 50 и выше. Добавка
глины не должна превышать 0,5 от веса цемента. Для приготовления
раствора можно применять песок открытого хранения с пред¬
варительным отсевом смерзшихся комьев.Расчетная прочность таких растворов в период оттаивания мо¬
жет приниматься в размере 15% от марки. Причем это должно быть
подтверждено испытанием контрольных образцов. Если прочность
раствора в зимней кладке, установленная испытанием контроль¬
ных образцов, окажется ниже предполагаемой, то такую кладку
считают выполненной на обычном растворе, который имел в период
оттаивания марку 2 или 0. В этих случаях необходимо принимать
меры по усилению перегруженной кладки путем установки времен¬
ных стоек, обойм и других мер усиления.В крупнопанельных зданиях высотой до 5 этажей укладку раст¬
вора в горизонтальных стыках допускается вести методом замора¬
живания, применяя растворы на высокоактивных и быстротверде-
ющих портландцементах, но лучше применять растворы с про-
тивоморозными добавками, что обеспечивает схватывание до замер¬
зания.В зданиях выше 5 этажей метод замораживания не допу¬
скается. Монтаж их должен производиться с обогревом раство¬
ра или беспрогревным способом на растворах с такими про-
тивоморозными добавками, которые к моменту оттаивания
обеспечивают прочность раствора не менее 25% марки.•При этом толщина шва не должна превышать 20 мм и укладку
раствора следует производить за 1—2 мин до установки панели,
которая предварительно очищается от снега, наледи и замерзшей
грязи. Вертикальные стыки должны быть предохранены от попада¬
ния в них снега. После сварки закладной арматуры и установки
тепло- и гидроизоляции производится замоноличивание бетоном,20 5
Температура наруж¬Рекомендуемые методыного воздуха, градот 0 до — 5Обогрев бетона в местах выпуска закладных деталей
Обогрев бетона всего стыка греющей опалубкой
Применение бетонов с добавкой нитрита натрияот — 5 до — 25
Добавка поташа вызывает снижение температуры замерзания бе¬
тонной смеси на морозе и через 28 суш обеспечивает прочность, рав¬
ную 50—70% от /?28 бетона без добавки и твердеющего в нормальных
условиях. Через 90 суш бетонная смесь приобретает марочную проч¬
ность.Применение бетонов с добавкой нитрита натрия при твердении
бетона на морозе позволяет достичь в 28-дневном возрасте 50—
60% от /?28.Растворы и бетоны с добавками запрещается применять
для конструкций, работающих в агрессивных средах, в усло¬
виях повышенной влажности (>60%), при воздействии больших
динамических нагрузок. Запрещается применение поташа в рас¬
творах для кладки из силикатных материалов в конструкциях,
подвергающихся увлажнению.Составляющие бетонную смесь, применяемую без противомороз-
ных добавок, следует подогревать до температур, указанных в
табл. 30. Общая температура бетонной смеси, укладываемой встык
при термообработке, не должна быть ниже +15°.Таблица 30Максимальная допускаемая
температура, градЦемент, на котором приготовляется бетонная смесьводы и запол¬
нителей при
загрузке це¬
мента в бето¬
номешалкубетонной сме¬
си по выходе
из бетоно¬
мешалкиПортландцемент или шлакопортландцемент
марки 400 	7040Портландцемент марки 500 	6035Быстротвердеющий портландцемент или глино¬
земистый цемент 	4025Перед укладкой бетонной смеси стык необходимо прогреть воз¬
духодувками, греющей опалубкой и другими способами так, чтобы
температура поверхностей стыка была +(15-^20°).Несущую способность конструкций, выполняемых методом за¬
мораживания, рассчитывают для стадии первого оттаивания и для
стадии законченного здания в возрасте 28 дней после оттаивания.Расчет законченного здания в возрасте 28 дней после оттаивания
производится, исходя из следующих предпосылок: а) расчетная
марка раствора принимается на одну (если кладка выполняется
при температуре от +4 до —20°) или две (если кладка выполняется
при температуре ниже —20°) ступени ниже марки того же состава
раствора, твердеющего в летних условиях; все расчетные величины
принимаются для этой пониженной марки раствора; б) в расчетные
формулы вводятся дополнительные коэффициенты условий работы
/Як, т'л, учитывающие влияние понижения сцепления обыкновен-207
Таблица 31Условия и вид кладкиКоэффициенты условий
работыкладкиарматурыСжатие кладки из кирпича и камней правиль¬
ной формы	1Сжатие бутовой кладки	0,8—Растяжение, изгиб, срез по швам кладки всех
видов 	0,5_Использование сетчатого армирования в стадии
оттаивания (формулы 121, 153)		0,5Использование сетчатого армирования после от¬
вердения оттаявшей кладки (через 28 дней твер¬
дения при положительной температуре)		0,7ного раствора с камнем и арматурой в результате раннего замора¬
живания кладки (табл. 31).При определении расчетных усилий величина коэффициента
продольного изгиба ср определяется так же, как и для летних
кладок, с учетом снижения прочности раствора, подвергшегося
замораживанию.Расчет каменных элементов в стадии оттаивания производится
с учетом:а)	расчетная марка растворов в стадии оттаивания на портланд-
цементах для стен и столбов толщиной 38 см и более при марке
раствора 25 и выше принимается равной 2, а при толщине кладки
менее 38 см> а также для бутовой кладки (любой толщины) на раст¬
воре всех марок, равной 0. Расчетная марка растворов, изго¬
товленных на медленно твердеющих цементах (шлаковом, пуццо-
лановом и др.), независимо от марки раствора принимается в ста¬
дии оттаивания, равной 0;б)	вводятся дополнительные коэффициенты условий работы,
уменьшающие расчетные сопротивления кладки и арматуры (см.
табл. 31).Для кладки стен из кирпичных блоков (вибрированных и не-
вибрированных), изготовленных при положительной температуре,
в стадии оттаивания монтажных швов, расчетные сопротивления,
установленные для них при изготовлении, умножаются на коэффи¬
циент 0,6.При проверке прочности кладки на местное сжатие (под прого¬
нами, опорами ферм и т. д.) принимается RCM=Ry т. е. не повышает¬
ся расчетное сопротивление кладки за счет действия прилегающих
участков кладки.Данные расчета, произведенного для стадии оттаивания, ис¬
пользуются для ограничения (на период до отвердения кладки
после ее оттаивания) величин нагрузок, эксцентриситетов, высот208
элементов и для установления необходимости временных крепле¬
ний и т. д.Эффективность сетчатого армирования в стадии оттаивания и
через 28 дней после твердения при положительной температуре
после оттаивания понижается за счет уменьшенного сцепления ар¬
матуры с раствором. Это учитывается введением дополнительного
коэффициента условий работы тг (см. табл. 31).При внецентренном сжатии, кроме этого, вводится коэффициент
как и для обычной кладки, уменьшающий эффективность сетчатого
армирования за счет эксцентриситета.8 Заказ № 936
Г ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КАМЕННЫХ
л И КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
I ДЛЯ СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНОВЕжегодно на территории земного шара происходит большое ко¬
личество землетрясений, из которых некоторые вызывают значи¬
тельные повреждения сооружений, а иногда и полные их разруше¬
ния, сопровождающиеся гибелью людей, например, в последние
годы в Иране, Агадире (Африке), Чили (рис. 74).В СССР районы, подверженные землетрясениям, находятся в
Молдавии, Крыму, на Кавказе, в Среднеазиатских республиках иРис. 74. Разрушение здания, вызванное земле¬
трясением210
на Камчатке. Эти районы составляют 10—15% территории страны
с населением около 30 млн. человек.Для повышения сопротивляемости конструкций действию инер¬
ционных сил (сейсмических нагрузок), возникающих при землетря¬
сениях, предусматриваются специальные (антисейсмические) меро¬
приятия, которые, естественно, повышают стоимость строительства.
Таким образом, в задачу проектирования сооружений для сейсми¬
ческих районов входит разработка таких конструкций, которые
бы при наилучших технико-экономических показателях обеспечи¬
вали бы безопасность пребывания в этих сооружениях в момент
землетрясения. Это очень сложная и одновременно увлекательная
задача.В отличие от обычных условий работы стен, когда они в основном
воспринимают статически действующие сжимающие нагрузки, а
эксцентриситеты этих нагрузок невелики, при землетрясениях в
стенах возникают самые разнообразные сочетания нагрузок (в том
числе, вызывающие изгиб, сдвиг и растяжение), причем эти нагруз¬
ки воздействуют динамически, что для неармированной кладки
весьма неблагоприятно.Опыт показывает, что при отсутствии или недостаточности мер,
принятых для повышения сейсмостойкости каменных конструкций,
кладка подвергается более или менее значительным повреждениям,
а при больших землетрясениях происходят обвалы конструкций.
В то же время конструкции, запроектированные и качественно вы¬
полненные с учетом требований, предъявляемых к антисейсмическо¬
му строительству, как правило, хорошо переносят даже сильные
землетрясения.Сила землетрясения (сейсмичность района строительства) оце¬
нивается баллами по действующей в нашей стране шкале ГОСТ
6249—52, в зависимости от ожидаемых для данного района уско¬
рений при колебаниях грунта; для больших строек сейсмичность
уточняется микросейсморайонированием, производимым с учетом
геологического строения грунта, насыщенности его водой и т. д.Расчетная сейсмичность сооружения зависит от установленной
сейсмичности района в баллах и назначения сооружения; она оп¬
ределяется по СНиП II-A.12—62. Для монументальных сооружений
расчетная сейсмичность назначается на 1 балл выше сейсмичности
района, для небольших вспомогательных построек (например, са¬
раев для хранения сельскохозяйственного инвентаря), не связан¬
ных с пребыванием в них людей, — на 1 балл ниже.Антисейсмические мероприятия проектируют для объектов с
расчетной сейсмичностью в 7, 8 и 9 баллов.Землетрясения силой в 6 баллов не вызывают повреждения не¬
сущих конструкций. Трещины возникают только на штукатурке.
В связи с этим для сооружений с расчетной сейсмичностью 6 баллов
нормы не требуют каких-либо ограничений для несущих конст¬
рукций.8*211
а)б)\ 5 Центр тяжести
сечения стен1При 7-балльных землетрясениях фиксируются повреждения не¬
усиленных каменных конструкций, выражающиеся в появлении
косых трещин в широких простенках, падении консольных частей
здания (дымовых труб), парапетов и т. д. При сложной конфигура¬
ции здания (рис. 75, а) наблюдаются «таранящие» действия стен
одного на стены другого направления, вызывающие разрывы в
сопряжениях этих стен. При 8-балльных землетрясениях сильныедеформации стен одного направления
могут быть причиной разрушения
стен другого направления.Наиболее благоприятной конфи-		}	I гу рацией плана для сейсмостой-* I П L_ кости здания является круглая и
квадратная без выступающих и
западающих участков. В том случае,
когда оказывается необходимой слож¬
ная форма плана здания, его нужно
выполнять путем сочетания замк¬
нутых в плане отсеков прямоугольной
(желательно, близкой к квадрату)
формы. Высота здания в пределах
отсека должна быть одинаковой.
Размеры и высоты здания в отдель¬
ных отсеках ограничиваются вели¬
чинами (табл. 32).Между отдельными отсеками зда¬
ния устраивают антисейсмические
швы, которые целесообразно совме¬
щать с температурными и осадочны¬
ми швами. При несущих стенах такие швы устраивают путем уст¬
ройства парных стен; в каркасных зданиях ставят парные рамы,
смежные колонны которых могут устанавливаться на общем
фундаменте.При проектировании следует стремиться к симметричному и
равномерному распределению в плане здания масс и жесткостей,
центр тяжести масс должен располагаться по возможности низко.Для этого желательно применять в верхних этажах конструкции
облегченные, а тяжелое оборудование размещать в нижних этажах.Ускорение движения основания при землетрясении вызывает в
сооружении инерционные силы, которые и могут быть причиной
повреждения конструкций. Величина этих сил зависит от массы
сооружения (с учетом нагрузок на перекрытиях) и его жесткости.Асимметричное распределение жесткостей несущих конструкций
(например, поперечных стен, как показано на рис. 75, б) и несовпа¬
дение этого распределения с распределением масс вызывают кон¬
центрацию сейсмических сил на отдельных конструкциях и появ¬
ление крутящих моментов в плане здания.Рис. 75. План здания:а — при сложной конфигурации
(пунктиром показаны места, где
необходимо замкнуть отсеки и уст¬
роить антисейсмические швы); б —
асимметричное расположение несу¬
щих стен; / — ось симметрии; 2 —
центр тяжести сечения стен212
Таблица 32Характеристика конструкций
зданияРазмеры в плане, м |Высота здания, мпри расчетной сейсмичностив баллах789789Железобетонные или сталь¬
ные каркасы и крупнопа¬
нельные из бетонаПо требованиям для несейсмических райо¬
нов <60 28 22 16С армированными стенами и
со стенами комплексной кон¬
струкциипо требовани¬
ям для несей¬
смических райо¬
новто же,
но <80241612С несущими каменными сте¬
нами при кладке 1-й категории»то же,
но <6020' 1612То же, 2-ой категории><4016129То же, 3-й »—128—То же, 4-й »»5—8Стены, перекрытия и другие несущие конструкции, работая
совместно, создают пространственную коробку здания. При этом
перекрытия играют роль горизонтальных диафрагм, опирающихся
на вертикальные несущие конструкции. При редком расположении
последних, в случае действия горизонтальных сейсмических сил, в
перекрытии возникают значительные деформации изгиба и сдвига,
что исключает возможность рассмотрения его как жесткой диафраг¬
мы, способной равномерно распределить горизонтальные сейсмиче¬
ские нагрузки между всеми вертикальными конструкциями. Учи¬
тывая это обстоятельство, нормы ограничивают расстояние /0
между осями несущих стен (или их заменяющих рам и других
конструкций) величинами, приведенными в табл. 33.Таблица 33Категория кладкиПредельные расстояния (лг) между осями
стен или заменяющих конструкций при
расчетной сейсмичности (балл)7891252016220161231612—410——Сейсмостойкость каменных конструкций в большой степени за¬
висит от способности кладки сопротивляться расслаиванию при
действии сдвигающих усилий в растворных швах, а при недостаточ-213
ной прочности камня — ив сечениях, проходящих по камню. Ве¬
личина же сейсмических сил, кроме других нагрузок, зависит от
веса кладки; увеличение объемного веса приводит к росту сейсми¬
ческих сил. Учитывая это, нормы подразделяют все кладки на ка¬
тегории. При равных качествах кладки — монолитности — пред¬
почтение отдается кладкам с меньшим объемным весом.К первой категории отнесены
кладки из прочных камней на цемент¬
но-известковых растворах марки 50 и
выше (кладки из обожженного кирпи¬
ча марки 75 и выше, из сплошных
бетонных и легких природных камней
марки 50 и выше), из монолитного
тяжелого бетона марки 75 и выше,
из монолитного легкого бетона
марки 50 и выше. Ко второй
категории отнесены кладки из круп¬
ных бетонных блоков на растворах
марки 50 и выше, кладка из силикат¬
ного кирпича и другие кладки, и к
третьей — кладки из крупных
кирпичных блоков на таких же рас¬
творах. Снижение категории крупно¬
блочной кладки по сравнению с
кладками из аналогичных по мате¬
риалам мелкоштучных камней связано
с ненадежностью обеспечения монолит¬
ности крупноблочной кладки в местах
образования вертикальных стыков
между блоками. При усилении связи между блоками путем свар¬
ки закладных частей, установки шпонок, введением в горизон¬
тальные швы продольной арматуры с одновременным верти¬
кальным армированием простенков и установкой коротышей
арматуры в вертикальных стыках, связанных с горизонтальной ар¬
матурой (рис. 76), категория крупноблочной кладки повышается
на одну ступень.В углах и пересечениях крупноблочных стен должна предусмат¬
риваться перевязка с помощью тавровых или угловых блоков
(см. рис. 61, в), обеспечивающая передачу усилийсостен одного нап¬
равления на стены другого направления. В пересечениях стен долж¬
ны также устанавливаться стальные связи (через 50—70 см по вы¬
соте с заделкой на 1,2—1,5 м в каждую сторону).Слоистые кладки из обожженного кирпича марки 75 и выше и
природных камней марки 50 и выше с заполнением легким бетоном
марки не ниже 25 при наличии вертикальных диафрагм толщиной
не менее 12см, расположенных на расстоянии 80 см друг от друга,
отнесены ко второй категории.Рис. 76. Установка верти¬
кальной арматуры в простен¬
ках крупноблочного здания:J — вертикальная арматура; 2 — ко¬
ротыши; 3 — горизонтальная арма¬
тура; 4 — хомуты в монтажных швах:
5 — бетон; 6 — отверстие для про¬
пуска арматуры214
К четвертой категории относятся кладки, выполненные
на бесцементных растворах, слоистые кладки с заполнением пустот
засыпками и другие кладки, отличающиеся пониженной монолит¬
ностью. Категория кладки может быть повышена при условии ее
вертикального и горизонтального армирования.Категория несущих каменных кладок, кроме их типа и проч¬
ности материалов, должна удовлетворять определенным требова¬
ниям по величине Rp — нормативного сопротивления осевому
растяжению по неперевязанным швам (нормальное сцепление).
Для кладки первой категории должно быть /?р>172 кн/м2
(1,8 кГ/см2); второй — 172>/?”>118 кн/м2 (1,8>/?р>1,2 кГ/см2)\
третьей—118>/?р>59/сн/л12 (1,2>/?р>0,6 кГ/см2)\ четвертой —
59>/?р>30 кн/м2 (0,6>/?р>0,3 кГ/см2}.В зависимости от категории кладки установлена область ее при¬
менения (табл. 34), а также введен ряд конструктивных огра¬
ничений.Таблица 34Расчетная сейс¬
мичность, баллДопускаемая катего¬
рия кладки
по СНиП И-А. 12—6271, 2, 3, 481, 2, 391, 2Для каменных стен, возводимых в сейсмических районах, нор¬
мы разрешают применять каркасные, несущие и самонесущие сте¬
ны. Применение последних следует считать наименее желательным,
так как оценка степени участия их в совместной работе с каркасом
весьма затруднительна.Опыт многочисленных землетрясений показывает, что наиболее
хорошо их переносят здания с каркасными стенами. В качестве
примера можно сослаться на результаты разрушительного земле¬
трясения в Японии (Токио) в 1923 г. Из 710 обследованных зданий,
выполненных с железобетонным каркасом, было повреждено 60
зданий (8,4%) и разрушено 16 зданий (2,2%); в то время как из
485 зданий, выполненных с несущими каменными стенами, было
повреждено 383 здания (79%) и полностью разрушилось 47 зданий
(9,7%).Стены с железобетонным каркасом и заполнением из каменной
кладки широко применяют в сейсмических районах СССР, Болгар¬
ской Народной Республики (рис. 77), США и в других странах.
Болгарские строители возводят каркасные здания с кирпичным
заполнением в виде комплексных конструкций высотой до 14 эта¬
жей. Комплексные конструкции применяются и в сейсмостойком21
строительстве нашей страны. Весьма благоприятные результаты
как по сейсмостойкости, так и экономике, имеют каркасные стены
при условии заполнения их легкими панелями и кладками (из ячеи¬
стых и легких бетонов, а также утоненные до 19—25 см кладки
из кирпича и других камней с высокоэффективными утеплителямиВ зданиях с несущими камен
ными и крупноблочными стенами
по всему периметру как внут¬
ренних, так и наружных стен
устраивают железобетонные,
армокаменные или армокирпич-
ные антисейсмические пояса.
Пояса располагают в уровне
перекрытий и над подвалом.
Армирование поясов должно
быть непрерывным по перимет¬
ру. Роль поясов могут выпол¬
нять также заделанные по кон¬
туру в стены монолитные или
замоноличенные сборные же¬
лезобетонные перекрытия. Тол¬
щину поясов принимают равной
толщине стены. В стенах тол¬
щиной 50 см и более толщина
поясов может быть меньше на
12 см. Высота железобетонных
поясов должна быть не менее
12 см. Бетон для поясов применяют не ниже марки 100. Пло¬
щадь арматуры железобетонных и железокирпичных поясов при¬
нимают не менее 4,5 см2 при толщине стены менее 60 см и 6,5 смг
при большей толщине. В крупноблочных зданиях в качестве анти¬
сейсмических поясов целесообразно использовать армированные
блоки-перемычки и поясные блоки, соединяя их между собой с
помощью сварки выпусков арматуры или закладных частей (по
типу рис. 61, д), которая в этом случае должна быть обязательно
двойной. Связь антисейсмических поясов с крупноблочной кладкой
осуществляется путем установки арматуры в вертикальные швы
между блоками с заделкой их в пояса.на относе). В этом случае резко
снижается вес стены, а это при¬
водит к соответствующему сни¬
жению сейсмических нагрузок.
В условиях нашего высокоин¬
дустриального строительства
каркас может выполняться
из сборных железобетонных
элементов.Рис. 77. Каркасное здание
с каменным заполнителем в
Болгарии (расчетная сейсмич¬
ность 8 баллов)216
Перекрытия по контуру должны быть заделаны в стены и свя¬
заны с поясами.Данных о поведении крупнопанельных стен зданий при земле¬
трясениях пока нет, однако расчетный анализ позволяет утверж¬
дать их достаточно высокую сейсмостойкость. Одним из больших
преимуществ таких стен является их малый вес (они примерно в 1,5Рис. 78. Элементы крупнопанельных зданий в сейсмических районах:а — сварные горизонтальные стыки (расчетная сейсмичность 8 баллов); б — наруж.
ная панель при выполнении стыков замоноличенными; в — замоноличенные верти¬
кальные стыки на участке сопряжения внутренних и наружных стенраза легче массивных каменных), что соответственно снижает вели¬
чину сейсмических сил и наличие продольного армирования (вер¬
тикального и горизонтального). Арматуру устанавливают по кон¬
туру и в полях панелей, а также в окаймлениях проемов. Благопри¬217
ятным для сейсмостойкости является равномерное и частое распо¬
ложение в крупнопанельных зданиях поперечных стен (через 2,6—6	м).Большинство крупнопанельных зданий в сейсмических районах
нашей страны возводится из бетонных и железобетонных панелей.
Для наружных стен применяют трехслойные панели из тяжелого
бетона и эффективного утеплителя, а также однослойные панели из
легкого бетона. В некоторых районах для использования местных
материалов панели делают виброкаменными или виброкирпичными.
Вибрированная кладка таких панелей обладает повышенным сцеп¬
лением, что для восприятия сейсмических нагрузок является важ¬
ным преимуществом перед обыкновенной. Серьезным вопросом,
возникающим при проектировании крупнопанельных стен для сей¬
смических районов, является обеспечение взаимосвязи панелей меж¬
ду собой и перекрытиями.Существует два типа стыков крупнопанельных сейсмостойких
зданий. Стыки первого типа (рис. 78, а) выполняются путем сварки
жесткими накладками закладных деталей, заанкеренных в панелях
при их изготовлении. Стыки второго типа (замоноличенные) осуще¬
ствляются соединением при монтаже выпусков гибкой арматуры и
их обетонированием. Стыки первого типа обладают достаточной
прочностью, однако они требуют большого расхода металла и пло¬
хо защищены от коррозии. В связи с этим в настоящее время от¬
дается предпочтение стыкам второго типа.Для повышения сопротивления стыков сдвигающим напряже¬
ниям вертикальные (а иногда и горизонтальные) грани панелей
делают гофрированными,что после заполнения каналов бетоном соз¬
дает соединение шпоночного типа. Такое мероприятие очень по¬
лезно, так как обеспечение замоноличивания только за счет сцеп¬
ления бетона панелей и бетона, укладываемого в каналы, очень не
надежно. Пример конструкции панелей и замоноличенных стыков
показан на рис. 78, б ив.Снижение сейсмических нагрузок, кроме снижения веса кон¬
струкций, может быть достигнуто путем некоторого уменьшения
жесткости стен в направлении действия нагрузки. В этой связи зна¬
чительный интерес представляют каркасные стены с навесным круп¬
нопанельным заполнением. Последнее может быть выполнено из
легких бетонных или других видов тонких панелей. Навесные пане¬
ли по трем граням своего контура отделены от каркаса упругими
швами, конструктивное же их крепление осуществляют только на
уровне одного из ригелей каркаса (рис. 79). Во избежание выпаде¬
ния панелей из плоскости каркаса устанавливают специальные ог¬
раничители или крепления гибкой арматурой. При таком решении
панели не включаются в работу каркаса и жесткость стены в своей
плоскости снижается в несколько раз по сравнению с жесткостью
стены, заполнение которой включается в работу каркаса. Подсчеты
показывают, что выключение панелей из работы каркаса в 1,5—2218
раза снижает сейсмические нагрузки и последние становятся близ¬
кими к ветровым.В СССР, Румынии, Югославии и в США* применяют так
называемый динамический метод определения сейсмических нагру¬
зок, при котором для оценки величины инерционных сил, кроме
ожидаемой интенсивности землетрясения, учитываются динамиче¬
ские характеристики сооружения. По этому методу максимальная+11+ Г +1!+ . ? +11|+-Wте*	да+	ц+ +рО	Ц+ +JU	+—W'-	eW\ft?	fflV"п1.. °|.£ „ j1ЖРис. 79. Каркасные здания с навесными легкобетон¬
ными панелями:а — шарнирное крепление в верхних углах панели; б — на гиб¬
кой подвеске; в — шарнирное опирание в нижних углах; + место
положения гибкого тяжа, закрепляющего панель из плоскостивеличина расчетной сейсмической нагрузки Sk в какой-либо точке
сооружения ky где сосредоточена масса весом Qk, соответствующая
какому-то одному t-му тону свободных колебаний, определяется по
формулеik = ^с Pi \k Qk>	(227)*	В других странах принят статический метод определения сейсмиче¬
ских нагрузок, при котором динамические характеристики сооружения не
учитываются или учитываются поправочными коэффициентами, не способ¬
ными достаточно полно оценить специфические свойства конструкции.219
где kc — коэффициент сейсмичности, характеризующий ожидаемую
интенсивность землетрясения; при расчетной сейсмичности7	баллов /гс=0,025, 8 баллов—/гс=0,05 и 9 баллов /гс=0,1;
— максимальная величина динамического коэффициента приi-й форме колебаний, зависящая от периода свободных ко¬
лебаний сооружения 7\. и затухания колебаний, рг прини¬
мается по графику рис. 80, а. При расчете сооружений, де¬
формация которых при колебаниях определяется главным
образом изгибом конструкций (например, башни, дымовые
трубы и т. п.), коэффициент р,-, учитывая малое затухание
колебаний таких сооружений, увеличивается в 1,5 раза;fl) 6)I1'i.1-4—Ц1ii=\0,60,30,8 1,2 1,6 2,0 ТРис. 80. К определению сейсмических нагрузок:
а — график для определения коэффициента 6 — схемы к формулам 228 и 229; в —
схемы к определению грузовых участков, с которых собирается QK; г — схемы к рас¬
пределению силы 5r; д —между поперечными стенами; е — между продольными сте¬
нами^— коэффициент, зависящий от формы деформации сооружения
при его свободных колебаниях по i-и форме и от места рас¬
положения нагрузки (рис. 80, б), определяется по формулепXib^QjXij
nik=-^	.	(228)/=1220
Xik и Xtj— отклонения сооружения при свободных колебаниях в
рассматриваемой точке k и во всех точках /, где в соот¬
ветствии с расчетной схемой принята сосредоточенной
его масса;Qk — вертикальная нагрузка, вызывающая инерционную си¬
лу: собственный вес конструкций с коэффициентом пе¬
регрузки лг= 1, снеговая нагрузка (/г=0,8), временная
нагрузка на перекрытиях (п=0,8, кроме хранилищ и
складов, для которых п= 1, и постоянного оборудо¬
вания); нагрузка Qk собирается в пределах половины
высоты выше и ниже расположенных этажей (рис. 80, в)
и считается приложенной на уровне соответствующего
перекрытия.Для определения сейсмических нагрузок на высокие сооружения,
высота которых превышает меньший размер в плане в 5 раз и более
и преобладающая масса не сосредоточена в одном уровне (мачты,
дымовые трубы и т. д.), а также на каркасные сооружения, имеющие
период основного тона 7\>0,5 сек, расчет производится с учетом
высших форм колебаний согласно указаниям СНиП И-А.12—62.
Для подавляющего же большинства зданий при определении сейс¬
мических сил нормы разрешают учитывать колебания только по
первой (основной) форме (i= 1).При расчете каменных и крупнопанельных зданий с жесткой
конструктивной схемой высотой до 5 этажей при расположении по¬
перечных стен не реже 15 м могут быть использованы величины про¬
изведений коэффициентов по табл. 35.Таблица 35Номер этажа,
считая снизу*4при этажности зданий123451-Й3,42,71,91,3 (1,5)1 (1.3)2-й—3,83,32,4 (2,7)1,8 (2,3)3-й——3,83,2 (3,6)2,5 (3,2)4-й———3,4 (3,8)2,9 (3,7)5-й3 (3,8)Примечания: 1. Для подвальных этажей, независимо от этажности здания, при¬
нимается = 1.2. В скобках указаны величины для 4—5-этажных крупнопанельных зданий.Способы определения периодов свободных колебаний Т и откло¬
нений сооружений при их свободных колебаниях излагаются в лите¬
ратуре по динамике сооружений и сейсмостойкости.221
Для зданий со сложной конструктивной схемой, для которых
определение коэффициентов р и r\k вызывает большие затруднения,
нормы разрешают принимать р=3 ипхк 2 Qj х)Ъ = -£1			(229)2Qj х*/=1где xk и — расстояния от основания до мест расположения
точек k и / по высоте здания или сооружения.Для каркасных зданий со сплошным каменным заполнением
или при небольших оконных проемах также можно воспользоваться
данными табл. 38. Подсчет величин (3 и r\k для каркасных зданий с
заполнением без учета влияния последнего на жесткость сооружения
приводит к резко заниженным значениям сейсмических нагрузок.Сейсмические силы могут действовать на здание в любом направ¬
лении. При расчете сооружения в целом или его крупных элементов
(стен, рам и т. д.) направление сейсмических сил принимают гори¬
зонтальным, сосредоточенным на уровне перекрытий. При расчете
же соединений, связывающих между собой отдельные массивные
части конструкций (анкерные болты, связи и т. д.), сейсмические
силы считают направленными так, что они вызывают срез или рас¬
тяжение этих соединений.Сейсмические силы в сочетании с другими силами и нагрузками
относят к особым воздействиям. Ветровую нагрузку (кроме случая,
когда она является основной, например, для башен, дымовых труб
и т. д.), динамические воздействия оборудования, тормозные и боко¬
вые усилия от кранов, а также инерционные силы от грузов, за¬
крепленных на гибких подвесах, при расчете конструкций на сей¬
смические силы не учитывают. После определения сейсмических
нагрузок дальнейшие расчеты ведут в предположении статического
действия сейсмических сил.Определив поэтажные сейсмические нагрузки Sk, необходимо
последние распределить между стенами, расположенными вдоль
направления действующих сил, полагая в одном варианте направ¬
ление Sk вдоль поперечных стен, в другом — вдоль продольных.
При этом стены перпендикулярного силам направления разрешается
рассматривать только как нагрузку, не учитывая их при оценке
жесткости (рис. 80, г, д).Если бы перекрытия были совершенно недеформируемы в гори¬
зонтальной плоскости, то можно было бы считать, что все стены в
направлении действия сил Sk переместятся на одну и ту же величину,
а величина силы Sk распределилась бы между отдельными стенами
пропорционально их жесткости. Такое положение соответствует222
случаю, когда перекрытие выполнено из монолитного железобетона.
В том же случае, когда перекрытие сильно деформативно в своей
плоскости, то более правильным было бы распределять сейсмиче¬
скую силу Sk между отдельными стенами данного направления по
грузовым площадям, т. е. собирая нагрузку с половины площади,
расположенной между рассматриваемой стеной и соседними. Про¬
межуточные случаи жесткости перекрытия приводят соответственно
к промежуточным законам распределения сил. Учитывая это, сей¬
смическая сила Skn, действующая на одну из параллельно работаю¬
щих стен п (рам и т. д.), определяется по формулеSkn = Pkn Sk + rn2qn Ln,	(230)где т1 и m2 — коэффициенты, зависящие от вида перекрытия и
расстояния между стенами: при монолитных пере¬
крытиях /72!=0,9 и т2=0,1; при сборных перекры¬
тиях с монолитными обвязками 0,6 и т2=
= 0,4; при деревянных перекрытиях тх=0,1 и
т2=0,9; при расстоянии между поперечными сте¬
нами крупнопанельных зданий до 4 ж тх=0,8 и
т2=0,2;\Lkn — коэффициент, зависящий от соотношения жестко¬
стей стен рассматриваемого направления,Ihn =	!	,	(231)°/nт= 1Ъп1 от— горизонтальные прогибы стен п и т в направлении
действия силы Sk в уровне рассматриваемого пере¬
крытия, вызванные равномерно распределенной по
высоте этих стен нагрузкой интенсивностью 1;qn= -j- — часть сейсмической нагрузки Sk, приходящаяся настену п при распределении нагрузки по грузовым
площадям (Ln — длина грузовой площади для сте¬
ны п, L — длина отсека).При несимметричном расположении в плане здания жесткостей
или масс при определении Skn учитывают момент (см. рис. 75, б),
вызывающий закручивание здания в плане.Для определения поперечной силы Pknm, действующей в т-м
простенке п-й стены на уровне k, можно воспользоваться предпо¬
ложением об одинаковой величине горизонтальных перемещений
всех г простенков этой стены, вызванных поперечной силой Pkni
действующей в плоскости стены п на уровне k, при этом учитываем
деформации изгиба и сдвига223
р 	 	bkm dk m Pkn		 1 D /OQQ\rknm — TT2	\ s=r	Z Z	mr km Vzoz// ,lkm , \	bksdksгде Pkn=l>Skn — сумма сил, расположенных выше рассматривае¬
мого простенка;
dkm> hkm — ширина, толщина и высота простенка т;
bks> dks> hks — то же, простенка s;в — коэффициент, зависящий от вида панели;
в = 5 — для кирпичной и виброкирпичной кладки (панелей
и блоков); е=3 — для бетонных панелей;0)km’ шks — коэффициенты, учитывающие деформации между -
оконных поясов, подсчитываемые по формуле	V	+ 1. (233)h-km I “72 “Ь е ] akm1+2,33	V Dkm /	/ lnep.m V^nep.ml q2	e jbkm\ km	'где /пер.ги — ширина проема и высота междуоконного пояса.Если все простенки в стене одинаковы, то \т =у (г — коли¬
чество простенков).На рис. 81 показаны характерные трещины в простенках несущей
стены, образовавшиеся при землетрясении. Косые трещины в широ¬
ких простенках указывают на разрушение от главных растягиваю¬
щих напряжений, в то время как горизонтальные трещины в узких
простенках говорят о решающем влиянии нормальных растягиваю¬
щих напряжений, вызванных изгибом.Последнее указывает на целесообразность установки вертикаль¬
ной арматуры по контуру проемов с заанкериванием этой арматуры
в антисейсмических поясах.Расчет вертикальных элементов стен зданий производят по несу¬
щей способности, расчет перемычек — по стадии трещинообразо-
вания.Учитывая кратковременность воздействия сейсмических нагру¬
зок, а также вероятность того, что они будут воздействовать на клад¬
ку в возрасте не менее года, когда прочность раствора и сцепление
возрастут за счет твердения, нормы разрешают учитывать дополни¬
тельный коэффициент условий работы: тс=1,3—при проверке на
сжатие, тс=1,2—для кладки, работающей на растяжение, срез и
главные растягивающие напряжения при разрушении по швам,
выполненной на цементно-известковых растворах, тс=1,1—для
кладки на цементно-глиняных растворах. Для бетонных и железо¬
бетонных конструкций дополнительный коэффициент тс= 1,2, проч¬
ность сварных швов в стыках этих конструкций проверяется при
тс= 1. Кроме проверки прочности стен на действие сил в их плос¬
кости, необходимо сделать проверку прочности на случай, когда
силы действуют из их плоскости. В этом случае стену рассмат¬
ривают как простую балку сопорами—междуэтажными перекрытия¬
ми, равномерно загруженную горизонтальными сейсмическими си¬
лами от собственного веса и вертикальными от вышерасполо-
женных нагрузок.Рис. 81. Образование при землетрясении трещин
в широких и узких простенках:/ — горизонтальные трещины; 2 — раздавливание кладки;3 — поясПри расчете стен каркасных зданий с каменным заполнением на
горизонтальные нагрузки, действующие в плоскости стены, можно
воспользоваться способом расчета, описанным в работе [18].
УЧЕТ ЭКОНОМИЧЕСКИХ ФАКТОРОВ
ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ ЗДАНИЙЭкономическая характеристика конструкций слагается из пока¬
зателей стоимости материалов, трудовых затрат и расходов на тран¬
спорт и монтажные работы.Традиционные кирпичные конструкции отличаются низкими
экономическими показателями. При значительной толщине проч¬
ность сплошной кладки из полнотелого кирпича в стенах многоэтаж¬
ных зданий используется сравнительно мало. Толщина наружных
стен в основном определяется теплотехническими требованиями.
Применение пустотелых керамики и кирпича, использование высо¬
копрочных материалов позволило заметно повысить технико-эко¬
номические показатели каменных стен. Однако дальнейшие воз¬
можности повышения экономической эффективности таких конструк¬
ций оказались ограниченными в связи с невозможностью отказа от
мокрых процессов, малым уровнем механизации работ, большой
трудоемкостью отделочных работ и другими особенностями ведения
кладочных работ.Поэтому одной из задач экономичного проектирования зданий
является максимально возможная замена мелкоштучной кладки
укрупненными изделиями.В табл. 36 [3] приведены основные технико-экономические пока¬
затели наружных стен (в расчете на 1 м2 жилой площади).Таблица 36ПоказателиКирпичные стеныКрупноблочныестеныКрупнопанельныестенысреднийпоказатель%среднийпоказатель%среднийпоказатель%1234567Вес, кг	11681008257127823,8Стоимость, руб	16,310014,6589,512,773Затраты труда, чел/дн . .1,441001,0700,6847Расход цемента, кг ... .37,410012132432,787Расход стали, кг 	1,131003,12755,13452226ГлаваXII
Статьи расходаСлоистыеОднослой¬
ные легко¬
бетонныеОднослой¬
ные из
ячеистого
бетонаСредние
по заводамЦеховые и заводские расходы . .15,620,616,5516,6Расходы на содержание и эксплуа¬
тацию оборудования 	14,2515,816,716,7Зарплата (основная и дополнитель¬
ная) 	11,451423,3516,8Энергетические расходы (пар,
электричество) 	24,210,96,3Материалы 	k	56,745,432,443,6
Пример 1. Проверить прочность кирпичного столба сечением 0,51 X
Х0,51 м и высотой 4,5 м (рис. 82, а), выполненного из глиняного кирпича
способом пластического прессования марки 75 на тяжелом растворе марки 25.а)6)</ю, IIC4JСчГNnСП1V--V-1С5Г> —
>ц. Т10,65 10,64I Уб)rhJl_3,0woг\рем 0,38т/1 ' У/Л /1 йа/V-А.V* .Рис. 82. К примерам 1, 2, бОбе опоры столба шарнирные неподвижные. В среднем сечении по высоте
столба действуют центрально приложенные вертикальные нагрузки: расчетная
продольная сила от длительной нагрузки Л^дл = 176 кн (18 Г), расчетная
продольная сила от кратковременно действующей нагрузки NK = 88 кн (9 Г).Решение. Площадь поперечного сечения столба F — 0,51 X 0,51 =
= 0,26 м2. Конструктивный коэффициент по формуле 4 и табл. 5ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА КАМЕННЫХ
И КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙглаваXIII
Так как ^ 25 > = 0,04 • 75 = 3 кГ/см2, то в формуле 3 коэф¬
фициент т] = 1. По формуле 3 при а = 0,2 и Ь = 0,3 найдем нормативное
сопротивление кладки при сжатииrh =98 . 0,5 • 75 (1 —	0 2 25 I = 98 ' 21.4==2,0° кн1м2 =\ °’3+2^75/= 21,4 кГ/см2.Коэффициент однородности кладки &к = 0,5 (см. § 17) и kKRH =
= 1050 кн/м2 = 10,7 кГ/см2. По табл. 4 СНиП II-B. 2—62 эта величина
принята с округлением, равной 11 кГ/см2. В дальнейших примерах расчетные
сопротивления кладки будем принимать по таблицам СНиПа.Так как F <0,3 м2, то коэффициент условий работы кладки тк = 0,8
(см. § 17). Таким образом, расчетное сопротивление кладки R = 0,8- 1050 =
= 840 кн/м2 = 8,6 кГ/см2.Расчетная высота столба при заданных опорных условиях 10 = Н = 4,5 м.
Приведенная гибкость в наиболее опасном направлении изгиба по формуле 49-
при упругой характеристике кладки (по табл. 8) а = 1000, (Зпр = 4,5: 0,51^9.
По табл. 10 ср = 0,9. По табл. 11 при р = 9 коэффициент тдл = 0,98.Приведенная расчетная продольная сила по формуле 52176Nn = Q Q8 + 88 = 268 кн = 27 Т.Расчетная несущая способность столба по формуле 53\N\ = с?RF = 0,9 • 840 • 0,26 = 196 <Nn = 268 кн.Прочность столба недостаточна. Увеличиваем его сечение: 0,51 • 0,64 ж.
Тогда F = 0,326 > 0,3 ж2, следовательно, тк = 1, R = 1050 кн/м2 и [N] =
= 0,9 • 1050 • 0,326 = 308 кн = 31,4 Т. Теперь неравенство 53 выдержано и,
следовательно, прочность сечения достаточна.Пример 2. Проверить прочность среднего по высоте простенка тавро¬
вого сечения, размеры которого показаны на рис. 82, б. Простенок подверг¬
нут центральному сжатию. Расчетная продольная сила от длительной нагруз¬
ки в этом сечении Л^дл = 585 кн (— 60 Т), а от кратковременной нагрузки
NK = 102 кн (~ 10 Т). Кладка из глиняного кирпича пластического прессо¬
вания марки 100 и раствора марки 10. Опоры простенка в горизонтальном
направлении шарнирные неподвижные.Решение. F = 1,054 м2. Так как момент инерции 1Х в данном сечении-
меньше /у, а расчетная высота столба /0 в направлении обеих осей X—X и
У — У в рассматриваемых нами примерах предполагается одинаковой, то при
определении коэффициента продольного изгиба следует рассматривать гибкость-
столба в направлении оси У — У. Момент инерции сечения относительно оси
X — X 1Х = 8,92 м4, радиус инерциитх = "j/"-р- = 0,29 м, а = 750, l0= Н = 9 м.9Гибкость X = q 29~ — 31; тдл = 0,97 (см. табл. 11). Приведенная гибкость./1000-узд =35,6, ср = 0,88. Так как F>0,3m2,то mK = 1 и по табл. 4 СНиП II-B. 2—62 R = 980 кн/м2 или 10 кГ/см2.585Приведенная расчетная продольная сила Nn= "q 97 + 102 = 705 кн. Рас¬
четная несущая способность столба [W] = 0,88 • 980 • 1,054 = 910 кн> Nn>
т. е. прочность сечения достаточна.229
Пример 3. Требуется проверить прочность кладки в сечении, располо¬
женном посредине высоты простенка. Условия задачи те же, что и в приме¬
ре 2, но приведенная продольная сила Nn = 700 кн в сечении, для которого
делается проверка, приложена с эксцентриситетом е0 = 0,1 м в сторону
полки.Решение. F = 1,054 м2\ 1Х = 8,92 • 10-2 ж4; гх = 0,29м. Так каке0 0,1эксцентриситет в сторону полки, то у = 0,393 м и — = q = 0,25 <<0,45, т. е. имеет место случай малых эксцентриситетов, при которых в (86)<рвн = ср = 0,88; по табл. 14 ф =			=	q—j	= 0,865.1 +	1 + 1,03 — 0,393Rbh — R = 980 кн/мг. По (86) [ЛГ] = 0,88 • 0,865 • 980 • 1,054 = 785 кн =
= 80 Г > N„.Пример 4. Условия задачи те же, что и в примере 3, но в рассчиты¬
ваемом сечении простенка приложена расчетная приведенная продольная сила
jVn = 570 кн (~ 58 Т). Ее эксцентриситет в сторону полки е0 = 0,183 м. По
всей высоте элемента изгибающие мементы имеют одинаковый знак.Решение. У7 = 1,054 ж2; <р = 0,88; R = 980 кн/м2\ у = 0,393 м.
е0 0,183 Л гТак как —— = q 393" > 0,45, то имеет место случай внецентренного сжа¬
тия с большим эксцентриситетом. При одинаковом знаке изгибающего
момёнта по всей высоте элемента Г0 = / = 9 м. По приближенной
формуле 80 ас = 2(0,393 — 0,183) =0,42; по формуле 79 р =9 т/ТООО= • q ^2~ у ' y^Q- = 24,7. По табл. 10 срс = 0,55. По формуле 77 сри =
0,88 + 0,55= 	2	= 0,71. По приближенной формуле 81 Fc = 2 • 1,68(0,393 —— 0,183) = 0,705 ж2. Сделаем подсчет по точному решению, согласно которо¬
му расстояние от точки приложения силы Wn до края сжатия в сторону ребра1/ 1,68-0,38х = у 		(2 • 0,21 — 0,38) + (0,21 — 0,38)2 = 0,262 м,тогда Fc = 1,68 • 0,38 + 0,64 • 0,092 = 0,698 м2. В данном случае разница
между приближенным и точным подсчетом Fc оказалась незначительна. Одна¬
ко, как было уже отмечено, при неблагоприятных для приближенного реше¬
ния сечениях эта ошибка может оказаться значительной, поэтому неопытным
расчетчикам во всех случаях следует пользоваться точным решением, не при¬
меняя формул 80 и 81. Напоминаем, что для малых эксцентриситетов приме¬
нение этих формул запрещено.По табл. 14 для случая больших эксцентриситетовV(FC \2 V( 0,705 \2
^=У I F ) =V ( l,054j =0’79-По формуле 86 [W] =0,71 • 0,79 • 980 • 1,054 = 580 кн > Afn.Таким образом, прочность сечения достаточна. Проверку растянутой зоны
по образованию трещин по формуле 168 в данном случае делать не следует,
так как е0 < епр = 0,7у (см. табл. 18). Сочетание воздействий основное.Пример 5. Простенок прямоугольного сечения 0,7 X 0,4 ж в здании
€ жесткой конструктивной схемой выполнен из крупных керамзитобетонных
сплошных блоков бетона М 100 при четырехрядной разрезке (высота блока 1 м).
Высота этажа Н = 3 м. Раствор марки 50. Простенок загружен продольной
силой, приложенной к сечению в направлении его меньшего размера с экс¬
центриситетом е0 = 0,145 м. Степень долговечности здания I. Установить не¬230
сущую способность среднего по высоте простенка сечения при основных со¬
четаниях нагрузок.Решение. F = 0,7 • 0,4 = 0,28 < 0,3 ж2; тк = 0,8. По табл. 3 СНиП
II-B. 2—62 найдем R = 27 • 0,8 = 21,6 кГ/см2 или, переведя эту величину веа 0,145размерность СИ, R = 2120 кн/м2. Так как — = - q ^ = 0,725 > 0,45,
то имеет место случай больших эксцентриситетов, при котором срвн = сри. Па3 т/Жтабл. 8 а — 750; [3Пр — q ^ у	— 8,7; ср — 0,89; = 2 (у е0) =3 1 / 1000= 2(0,2 —0,145) = 0.П ж; Рпр. с = “оТГ Г ~"75СГ=31; Тс = 0,42. По0,89 + 0,42формуле 47 сри =	g	= 0,65. Из табл. 14 находим, что для круп-( 2е0\	( 2 - 0,145 \ных бетонных блоков Ф = 1,25 I 1 — —— J = 1,25 I 1 — —— 1 = 0,345.По формуле 86 IN] = 0,65 • 0,345 • 2120 • 0,28 = 133 кн = 13,6 Т.
е0Так как — = 0,725 > = 0,7 (по табл. 18), то требуется проверкасечения по раскрытию трещин. По формуле 168 при ттр = 1,5 по табл. 19 и
при расчетном сопротивлении кладки растяжению при изгибе (в случае обра¬
зования трещины по швам) из табл. 10 СНиП II-B.2—62 с учетом тк=0,8;
#р и = 0,8 -к1,2 = 0,98 кГ/см2 или R и = 98 кн/м21,5 • 98 • 0,28
[W] = ^ q ^	= 35,2 кн или 3,6 Т.0~4 “ 1Так как эта проверка дала меньшую величину расчетной продольной си¬
лы, то ее и следует принять в качестве расчетной. Таким образом, при дан¬
ных условиях задачи среднее сечение простенка может быть загружено рас¬
четной продольной силой N < 35,2 кн.Пример 6. На кирпичную стену толщиной а = 0,51 м передается на¬
грузка от центрально сжатых столбов с сечением опоры асм = а = 0,51 м;
Ьсм = 0,38ж, расположенных на расстоянии 3 м друг от друга. Кирпич
марки 100, раствор марки 25. Установить, исходя из прочности кладки при
местном сжатии под столбами, ее несущую способность в опорном сечении
(рис. 82, г).Решение. FCM = асм • Ьсм = 0,51 • 0,38 = 0,194 ж2; mK=0,8; F = FCM+
+ 2а2 = 0,714 ж2; /? = 0,8- 1330= 1070 кн/м2\ по табл. 15 для схемы 3 па
столбцу, соответствующему действию только местной нагрузки, устанавлива¬
ем, что для кладки из кирпича <|/ = 2. По формуле 88„У 0,714£см = 1070 у Q-jgj- = 1650 < f Я = 2140 кн/м2.Так как эпюра сжимающих напряжений под столбом распределена на
площадке смятия равномерно, то ц = 1 и по формуле 89 Асм = 1. Несущая
способность опорного сечения подсчитывается по формуле 87[N] = 1650 . 0,194 = 304 кн или 31 Т.Пример 7. Рассчитать стену крупнопанельного жилого дома.Требуется проверить прочность простенка стены пятиэтажного жилого
дома из крупных керамзитобетонных панелей (рис. 83). Конструктивная схема
здания следующая: ширина дома 12,5 ж, несущими являются три продоль¬231
ных стены (две наружные и одна внутренняя; перекрытие — железобетонный
настил, крыша плоская).Расчетные нагрузки: 1) от перекрытия — 300 кГ/м2 или 3 кн/м2\
2) плоского покрытия 350 кГ/м2 или ж 3,5 кн/м2\ 3) от перегородок, вес
которых приведен к 1 м2 пола, — 120 кГ/м2 = 1,2 кн/м2; 4) временная на¬
грузка на 1 м2 пола (СНиП II-A. 11—62) 210 кГ/м2 ж 2,1 кн/м2\ 5) снеговая
нагрузка 1,4-70 кГ/м2 ж 1,4-0,7 кн/м2.Рис. 83. К примеру 8Объемный вес керамзитобетона 7=1200 кГ/м3, прочность его 75 кГ/см
^7350 кн/м2\ #пр = 27 кГ/см2 » 2700 кн/м2. Толщина стены по теплотехни¬
ческим данным 25 см, глубина заделки перекрытия на стену 8 см.
Решение. Площадь горизонтального сечения простенкаF = 0,64 • 2 - 0,25 = 0,32 м2.Вес 1 м2 панели: керамзитобетона 0,23 • 1 • 1 • 1200 = 276 кГ/м3
штукатурки 0,02 • 1 • 1 • 1800 = 36 кГ/м2312 кГ/м2^ 3,12 кн/м2На рассчитываемый простенок шириной 0,64x2 передается нагрузка,
приходящаяся на 3,2 м длины стены.Расчет продольной наружной стены на вертикальные нагрузки. Если
по высоте дома в одном вертикальном ряду располагаются одинаковые панели,
то рассчитываем только наиболее нагруженную панель 1-го этажа.Усилие от нагрузки верхних этажей в однослойных стенах считаем при¬
ложенным по оси стены верхнего этажа. Собственный вес панели, за вычетом
оконных проемов (1,58x1,91)1,1	- (3,19 - 2,84— 1,58 • 1,91) • 312 = 1903 /сГ « 18,53 кн.Грузовая площадь, с которой передается нагрузка на наружную про*
дольную стену,6,0F =3,20 • —— = 9,6 м2.гр. п	2Постоянная длительно действующая нагрузка на стену 1-го этажа от верх¬
них этажей:232
Вес стеновых панелей 1903 • 4 = 7612 кГ
ъ перекрытий 9,6 • 300 • 3 = 8640 кГ
» перегородок 9,6 • 120 • 3 = 3456 кГ
» покрытия	9,6 • 350 • 1 = 3360 кГЛГДЛ = 23068 кГ ж 225 кнТак как число междуэтажных перекрытий, расположенных выше 1-го
этажа, 4, то кратковременную нагрузку, на ту же стену определяем с учетом
коэффициента снижения 0,75 (СНиП II-А. 11—62 п. 3.10 табл. 4).Нагрузка полезная 210 • 9,6 • 3 • 0,75 = 4535 кГ
Снеговая нагрузка	1,4-70- 9,6 = 993 кГ	N = 5529 кГ = 53,91 кнРасчетная нагрузка, действующая на простенок от перекрытия опираю¬
щегося на панель 1-го этажа:Постоянная длительно действующаяN = (120 + 300) - 9,6 = 4032 кГ ^ 39,3 кн.дл. пКратковременная ^ = 210 • 9,6 = 2020 кГ ж 19,5 кн.Суммарная вертикальная нагрузка на простенокNaJl = 23068 + 4032 = 27100 кГ ж 264,3 кн,NK = 5529 + 2020 = 7549 кг ^ 73,6 кн.Изгибающий момент в верхнем сечении простенка, возникающий от пе¬
рекрытия,Мп = (4032 + 2020) • — — J = 59310 кГ см = 582 кн-см.Проверку сечения производим на уровне верха окна (у низа перемычки),
где величина момента будет меньше, чем у опоры, и определяется из подо¬
бия треугольников252Mr - = Мп 	= 59310 • 0,89 = 53300 кГ-см = 522 кн-см.х х	284Эксцентриситет от эксплуатационной нагрузки53300е =	=1,5 см.0i 27100 + 7549Учитывая величину случайного эксцентриситета, равного 2 см (см. § 18),
суммарный эксцентриситете0 = 1,5 + 2 = 3,5.Находим, какой случай внецентренного сжатия будет в нашем случаево 3,5
“^7-= “25" = 0,29 <0,45,следовательно, имеем случай малых эксцентриситетов.Расчет прочности простенка на внецентренное сжатие производим по
формуле 67.233
где фх — коэффициент, учитывающий влияние гибкости панели; определяется
по формуле 65 и схеме рис. 39, гК<р = 0,93 • 0,82 = 0,77; <рА =0,89,где К — коэффициент, учитывающий влияние внецентренно приложенной на¬
грузки; определяется по формуле 66е0 / /о \	3,5 / 284 \К=1— — 0,06 — — 0,2) = 1——^— (0,06 	— 0,2 =0,93,“ \ а j	25 \ 25	)ср — коэффициент продольного изгиба для центрально сжатого элемента; зави¬
сит от гибкости/0 284В = —- =	= 11,3;и а 25по табл. 4 из работы [46] 10 ср = 0,82, подставляя значения К и ср в формулу
65, получим величину ЛГср.Приведенная продольная сила Nn определяется по формуле 52ЛГДЛ	27100N„ = —— + Л:к = —— + 7549 = 37550 кГ * 370 кн,
тйл ^ к 0,91 ^где тдл — коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагруз¬
ки и определяемый по табл. 11 графе 5.Расчет показал, что 37550 < [N]=59150 кГ.Кроме проверки сечения, у низа перемычки необходимо произвести про¬
верку прочности в опорном сечении (у низа перекрытия).Проверку производим по тем же формулам, что и в нижнем сечении,
только коэффициент продольного изгиба принимаем равным единице, а величину
изгибающего момента — по опорному сечению М=59310 кГ •см; расчетноех—хсопротивление материала панели умножается на тш (см. § 34).
ЛИТЕРАТУРА1.	Гвоздев А. А. Расчет несущих конструкций по методу предель¬
ных состояний. Стройиздат, 1949.2.	Дмитриев А. С., Семенцов С. А. Каменные и армока-
менные конструкции. Государственное издательство по строительству и
архитектуре, II изд., 1965.3.	Д м и т р и е в А. С. Камни керамические с щелевидными пусто¬
тами. Государственное издательство по строительству и архитектуре, 1956.4.	Корчинский И. Л. и др. Основы проектирования зданий
в сейсмических районах. Госстройиздат, 1961.5.	А в и р о м Л. С., П и т л ю к Д. А., Рындин Н. И. Стыки
элементов крупнопанельных и крупноблочных зданий. Госстройиздат, 1962.6.	Кушнев А. П. Проектирование зданий для районов крайнего
Севера. Госстройиздат, 1961.7.	Морозов Н. В., Мкрутумян А. К. и др. Пути улуч¬
шения конструктивных стыков панелей наружных стен. Госстройиздат, 1962.8.	К а м е й к о В. А. Совместная работа внутренних и наружных
стен, выполненных из различных материалов «Архитектура и строительство
Москвы», № 7, 1962.9.	Лелюченко В. Г., Савченко-Вельский В. Г. Сты¬
ки и сопряжения панельных жилых домов. Госстройиздат УССР, 1963.10.	О н и щ и к Л. И. Прочность и устойчивость каменных конструк¬
ций. ОНТИ, 1937.11.	О н и щ и к Л. И. Каменные конструкции. Стройиздат, 1939.12.	О н и щ и к Л. И. Расчет каменной кладки с керамической обли¬
цовкой. Госстройиздат, 1960.13.	О н и щ и к Л. И., Елкин А. В. «Крупнопанельное и круп¬
ноблочное строительство в СССР» Сборник. Госстройиздат, 1958.14.	П о л я к о в С. В. Каменные и армокаменные конструкции
зданий. Государственное издательство по строительству и архитектуре»
1957.15.	П о л я к о в С. В. Каменная кладка в стенах каркасных зданий.
Государственное издательство по строительству и архитектуре, 1956.16.	П о л я к о в С. В. Сцепление в кирпичной кладке. Госстройиз¬
дат, 1959.17.	П о л я к о в С. В. Длительное сжатие кирпичной кладки. Гос¬
стройиздат, 1959.18.	П о л я к о в С. В., Ф а л е в и ч Б. Н. Каменные конструк¬
ции. Госстройиздат, 1960.235
19.	П а с т е р н а к П. Л. Комплексные конструкции. Стройвоен-
мориздат, 1948.20.	Р о х л и н И. А. Расчет керамических конструкций. Госстрой-
издат УССР, 1956.21.	С т е п а н я н В. А. Нормальное сцепление раствора с камнем.
АН Арм. ССР, 1950.22.	С е м е н ц о в С. А. Каменные конструкции. Госстройиздат,
1953.23.	Семенцов С. А. Расчет каменных и армокаменных конструк¬
ций по предельным состояниям. Госстройиздат, 1955.24.	С е м е н ц о в С. А. Местное краевое и внецентренное сжатие
бетона и кладки. «Строительная механика и расчет сооружений», № 1, 1959.25.	Сизов В. Н. Производство работ в зимних условиях. Гос¬
стройиздат, 1958.26.	М и л о н о в В. М. Армокирпичные дымовые трубы. Госстройиз¬
дат, 1960.27.	Ш и ш к и н А. А. Свойства зимней кладки и методы ее возведе¬
ния. ИТЭИН, 1944.28.	Ф и з д е л ь И. А. Дефекты и обрушения конструкций и соору¬
жений. Государственное издательство по строительству и архитектуре,
1957.29.	Статические расчеты крупнопанельных зданий. Сборник ЦНИИСК
под ред. Б. А. К о с и ц и н а. Госстройиздат, 1963.30.	Козлов Н. Я-, Ливанов Н. М. и др. Технология
изготовления вибропрокатных конструкций и их применение в строительст¬
ве. «Высшая школа», 1963.31.	Морозов Н. В. Конструкции стен крупнопанельных жилых
зданий. Госстройиздат, 1964.32.	Вопросы проектирования и защиты зданий и сооружений от влияния
горных выработок. Центргипрошахт, 1961.33.	Временные указания по замоноличиванию, герметизации и утеплению
стыков в крупнопанельных зданиях. Госкомитет по гражданскому строи¬
тельству и архитектуре при Госстрое СССР, 1963.34.	Инструкция по применению керамических материалов для обли¬
цовки фасадов зданий (СН 52—59). Госстройиздат, 1959.35.	Инструкция по применению пустотелых керамических и легкобе¬
тонных камней для устройства перекрытий (И178—53 Минстрой), Государ¬
ственное издательство по строительству и архитектуре, 1954.36.	Инструкция по назначению типов каменных стен при проектировании
зданий (СН35—58 Госстрой). Госстройиздат, 1959.37.	Инструкция по производству каменных работ в зимних условиях
(И184—54 МСПМХП — Минстрой). Госстройиздат, 1957.38.	Исследования по каменным конструкциям. Сборники работ ЦНИПС
и ЦНИИСК под ред. Л. И. О н и щ и к а. Государственное издательство
по строительству и архитектуре, 1949, 1950, 1957.39.	Исследования по сейсмостойкости крупнопанельных и каменных
зданий. Сборник ЦНИИСК под ред. С. В. Полякова. Госстройиздат,
1962.40.	Прочность и устойчивость крупнопанельных конструкций. Сбор¬
ник ЦНИИСК под ред. С. А. Семенцова и В. А. К а м е й к о.
Госстройиздат, 1962.41.	Строительные нормы и правила. СНиП И-А. 10—62; СНиП II-B*
1—62, СНиП II-B. 2—62.236
42.	Технические условия на производство и применение крупных стено¬
вых кирпичных блоков (СН 29—58). Государственное издательство по строи¬
тельству и архитектуре, 1958.43.	Технические условия на производство и применение крупных сте¬
новых бетонных блоков (ТУ 106—55). Государственное издательство по
строительству и архитектуре, 1955.44.	Указания по применению виброкирпичных панелей в строительстве
зданий (СН 175—61). Госстройиздат, 1961.45.	Изучение причин аварий и повреждений строительных конструк¬
ций. Сборники ЦНИИСК под ред. А. А. Шишкина. Госстройиздат,
1962 и 1965.46.	Указания по проектированию конструкций крупнопанельных жилых
домов (СН 321—65). Стройиздат, 1966.
ОГЛАВЛЕНИЕПредисловие 		3Глава I. Материалы для каменной кладки. Крупные панели . .	5§ 1. Камни для кладки. Крупные блоки и панели ....	5§ 2. Растворы 	•	27Глава II. Виды каменных кладок. Разрезка крупнопанельныхстен 	33§ 3. Классификация каменных кладок 	33§ 4. Требования к перевязке кладки 	33§ 5. Сплошные кладки .... 	34§ 6. Слоистые и пустотелые кладки 	38§ 7. Кладка из крупных блоков 	42§ 8. Разрезка крупнопанельных стен 	43Глава III. Механические свойства каменной кладки ...	45
§ 9. Напряженное состояние камня и раствора при центральномсжатии кладки 	45§ 10. Четыре стадии работы кладки под нагрузкой при сжатии .	48
§ 11. Общая формула предела прочности кладок при центральномсжатии		50§ 12. Факторы, влияющие на предел прочности кладки при цент¬
ральном сжатии 	53§ 13. Предел прочности кладки при растяжении 	62§ 14. Предел прочности кладки при срезе 	66§ 15. Предел прочности кладки при местном сжатии ....	67§ 16. Деформации кладки при центральном сжатии ....	68Глава IV. Основные расчетные положения 	77§ 17. Общие положения расчета каменных и бетонных конструк¬
ций по методу предельных состояний 	77Глава V. Расчет не армированных элементов по несущей способ¬
ности 	87§ 18. Центральное сжатие. Продольный изгиб элементов прицентральном сжатии 	87§ 19. Внецентренное сжатие 	93§ 20. Местное сжатие (смятие) 	107§ 21. Сжатие многослойной кладки	112§ 22. Растяжение, срез и изгиб 	117Глава VI. Расчет армированных каменных и комплексных эле¬
ментов по несущей способности. Усиление кладки обоймами . .	122§ 23. Элементы с сетчатым армированием	122§ 24. Элементы с продольным армированием 	127§ 25. Усиление кладки обоймами 	133Глава VII. Расчет элементов каменных и армокаменных конструк¬238
ций по деформациям и раскрытию трещин (второе и третьепредельные состояния) 	136§ 26. Расчет неармированных элементов по деформациям . . .	136§ 27. Расчет армированных элементов по деформациям . . .	140§ 28. Расчет неармированных элементов по раскрытию трещин .	140§ 29. Расчет армированных элементов по раскрытию трещин .	142
Глава VIII. Проектирование каменных и крупнопанельных стензданий 	145§ 30. Классификация стен 	145§ 31. Расчет стен зданий с жесткой конструктивной схемой	148
§ 32. Расчет стен зданий с упругой конструктивной схемой .	155
§ 33. Проектирование и особенности расчета стен из крупных блоков	160
§ 34. Проектирование и особенности расчета стен крупнопанель¬
ных зданий 	172Глава IX. Части здания и их расчет 	187§ 35. Перемычки 	187§ 36. Фундаменты и стены подвальных этажей 	192§ 37. Деформационные швы 	196§ 38. Анкеровка стен и столбов 	199Г л а в а X. Проектирование конструкций, возводимых в зимнеевремя 	202Глава XI. Особенности проектирования каменных и крупнопа¬
нельных конструкций для сейсмических районов	210Глава XII. Учет экономических факторов при проектированиизданий 	226Глава XIII. Примеры расчета каменных и крупнопанельныхконструкций 	228Литература 	235
УДК 624. 012. 1 и 3Книга является учебным пособием по
конструкциям зданий, выполненных из
каменной кладки, крупных блоков и пане¬
лей (нежелезобетонных), для студентов ин¬
женерно-строительных вузов и факультетов.
В ней рассмотрены механические свойст¬
ва материалов, применяемых для крупных
панелей и кладки; изложены основные
положения расчета и конструирования ка¬
менных и крупнопанельных конструкций
применительно к действующим «Строи¬
тельным нормам и правилам» и «Указа¬
ниям по проектированию конструкций круп¬
нопанельных жилых домов» СН-321—65.Книга может быть использована также
в качестве пособия инженерами проект¬
ных организаций и строек.3—2—3158—1966
Святослав Васильевич Поляков
Борис Николаевич ФалевичПРОЕКТИРОВАНИЕ КАМЕННЫХ
И КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙРедактор Н. //. Попова
Технические редакторы Л. А. Григорчук
и Н. А. Битюкова
Корректор С. Р. ЛановенкоТ-09576 Сдано в набор 29/XI 1965 г. Подп.
к печати 23/VII 1966 г. Формат 60x90Vie-
Объем 15 печ. л. Уч.-изд. л. 14,02. Изд.
№ СТР-10. Тираж 19000 экз. Зак. 936.Цена 55 коп.Тематический план издательства «Высшая
школа» (вузы и техникумы) на 1966 г. По¬
зиция № 1С8. Москва, И-51, Неглинная ул.,
д. 29/14, Издательство «Высшая школа»Ярославский полиграфкомбинат Главполи-
гр^фпрома Комитета по печати при Совете
Министров СССР.Ярославль.ул. Свободы, 97