Автор: Сафаргалиев С.М.
Теги: технология строительного производства строительство строительные конструкции строительное проектирование учебное пособие для вузов сеймостойкость
ISBN: 5-625-00988-0
Год: 1992
Текст
С.М.Сафаргалиев
Сейсмостойкие
каменные
ББК 38.625
С 19
Рецензент доктор технических наук В.А.РЖЕВСКИЙ
САФАРГАЛИЕВ С.М.
С 19 Сейсмостойкие каменные конструкции: Учебное
пособие для вузов.-Алма-Ата: Ана Ttni, 1992.-236 с.
ISBN 5-625-00988-0
В предлагаемом учебном пособии приведены сведения о сейсмостой-
кости зданий с кирпичными стенами, полученные из опыта некоторых
землетрясений. Описываются способы усиления и повышения сопро-
тивляемости кладки сейсмическим воздействиям, а также методы расчета
кирпичного здания с учетом сейсмических нагрузок.
Пособие рассчитано на студентов и аспирантов строительных
специальностей, может быть использовано инженерами и научными
работниками проектных и научно-исследовательских организаций,
работающих над проблемами сейсмостойкости строительных объектов.
3308000000-001
с-----------------028-91
415(05)-92
ББК 38.625
ЕКЛ 33.8
Учебное издание
Сагит Мингалиевич Сафаргалиев
СЕЙСМОСТОЙКИЕ КАМЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Редактор Е.Г.Емельянова
Худож.редактор В.Д.Логинов
Техн.редактор О.Д.Рысалиева
ИБ N 35
Сдано в набор 25.09.90. Подписано в печать 19.09.91. Формат 84x108/32. Бумага
типографская. Усл. печ.л. 12,39. Ven кр.-отт. 12,7. Уч.-изд д. 12,0 I ираж 1000
Заказ N" 1 5 56. Цена договорная
Издательство "Ана тЫ" Министерства печати и массовой информации . Республики
Казахстан. 480124, г.Алма-Ата, лр.Абая, 143.
Оригинал-макет издания подготовлен на ПП'ЭВМ
в издательской системе АСТРА-П
Типография оперативной и билетно-бланочной продукции производственного объединения
полиграфических предприятий ”К1тап” Министерства печати и массовой информации
Республики Казахстан.
ISBN 5-625-00988-0 (С) Сафаргалиев С.М., 1992
"И все же даже такой великолепный
индустриальный материал, как желе-
зобетон, не смог вытеснить мелкоштуч-
ный кирпич из сегодняшней стро-
ительной практики" [11.1].
ПРЕДИСЛОВИЕ
Дальнейшие задачи социально-экономического разви-
тия страны требуют осуществления интенсификации и эф-
фективности производства на основе научно-технического
прогресса, который выражается не только в наращивании
выпуска новейшей техники, но и в лучшем использовании
природных ресурсов, сырья, материалов, топлива и энер-
гии на всех стадиях - от добычи и комплексной переработ-
ки сырья до выпуска конечной продукции.
Во всех отраслях хозяйства республики предусмотрено
развернуть эффективное использование материальных и
топливно-энергетических ресурсов, прирост их удовлетво-
рять, в основном, за счет экономии. Бережливость
средств - решающий источник удовлетворения потребнос-
тей народного хозяйства в дополнительных ресурсах.
В строительстве одним из таких источников, способ- .
ствующих усилению режима экономии природного сырья,
является широкое использование местных строительных
материалов - кирпича, камня и индустриальных изделий
из них в виде блоков и панелей. Поэтому из года в год
увеличивается объем производства каменных материалов
и, прежде всего, кирпича.
Каменные конструкции являются одним из древнейших
традиционных материалов, широко применяемых в стро-
ительстве зданий различного назначения. Здания из сыр-
цовых материалов строили в Египте свыше 6 тыс. лет на-
зад, а крепостные сооружения из обожженного кирпича в
Вавилонии - около 4 тыс. лет назад. Природный камень,
кирпич применяли строители в античных Греции и Риме,
других странах Древнего мира, а из средних веков Запад-
ной Европы до нас дошли многие выдающиеся памятники
архитектуры.
Последние достижения советских и зарубежных зодчих
красноречиво свидетельствуют о том, что и сегодня из
з
кирпича можно создать подлинные произведения архитек-
туры [11.1]. Широкое применение каменных конструкций
объясняется повсеместным распространением материалов '
или сырья для их изготовления и совокупностью качеств,
особенно ценных для стен зданий и сооружений [1.18,11.1].
Сюда можно отнести долговечность, хорошую сопротивля-
емость атмосферным воздействиям, высокую механическую
прочность каменных материалов. Одним из наиболее су-
щественных преимуществ зданий из кирпича по сравне-
нию со зданиями из других стеновых материалов (напри-
мер, по сравнению с крупнопанельными керамзитобетон-
ными зданиями) является лучший микроклимат в кварти-
рах из-за высоких теплотехнических качеств и хорошей
звукоизоляции кирпичных стен. Ведь не секрет, что имен-
но благодаря этому квартиры в кирпичных домах пользу-
ются у населения повышенным спросом.
В стране производят более 40 млрд штук кирпича в
год. Эта цифра не будет уменьшаться и в дальнейшем. Из
кирпича и камня сегодня строится около 40% стен и пере-
городок жилищно-гражданских и значительная часть стен
промышленных зданий [IV.7], В Казахской ССР за год вы-
пускается более 2 млрд штук кирпича, что составляет око-
ло 50% объема применяемых в республике стеновых мате-
риалов. В большом объеме ведется строительство зданий
из кирпича и в сейсмических районах нашей страны.
Эти данные свидетельствуют о том, что кирпич еще
длительное время будет находить широкое применение в
строительстве.
Кирпичная кладка хорошо работает на действия сжи-
мающих усилий и значительно хуже воспринимает растя-
гивающие, сдвигающие и изгибные усилия. В отличие от
обычных условий работы кладки, когда она, в основном,
воспринимает статически действующие сжимающие на-
грузки с небольшими эксцентриситетами, при сейсмиче-
ских воздействиях в кладке стен возникают разнообразные
сочетания динамических нагрузок (в том числе вызываю-
щие изгиб, сдвиг и растяжение). Опыт землетрясений по-
казывает, что при отсутствии или недостаточности мер,
принятых для повышения сейсмостойкости каменных кон-
струкций, кладка подвергается более или менее значи-
тельным повреждениям даже при сравнительно небольшой
интенсивности землетрясений [1.8,13].
Поэтому, принимая во внимание, что объем применения
кирпича и других мелкоштучных каменных материалов для
стен еще достаточно велик в сейсмоопасных районах, сле-
дует признать, что вопросы повышения сейсмостойкости
кладки имеют огромное народнохозяйственное значение.
В этой связи студенты должны быть подготовлены в об-
ласти расчета и конструирования зданий, выполненных из
кирпича, для применения их как в обычных, так и в сейсми-
ческих районах. Однако, к сожалению, во многих стро-
ительных вузах страны, в том числе и в нашей республике,
недостаточно уделяется внимания этому разделу специ-
ального курса железобетонных и каменных конструкций.
Настоящее учебное пособие посвящено вопросам кон-
струирования и расчета сейсмостойких кирпичных зданий
и охватывает достаточно полно различные способы усиле-
ния кладки на конкретном примере, который может быть
использован не только в учебном процессе студентами
строительных специальностей, но и при реальном проекти-
ровании инженерами-строителями подобных зданий для
строительства в сейсмических районах. Это учебное посо-
бие в какой-то мере восполнит имеющийся в данном вопро-
се пробел в отечественной литературе, так как аналогич-
ная работа не издавалась.
В первой главе даны краткие сведения о сейсмостойкос-
ти кирпичных зданий, полученные из опыта прошлых зем-
летрясений.
Во второй главе описываются методы усиления и повы-
шения сопротивляемости кладки сейсмическим воздей-
ствиям.
Третья глава посвящена вопросам конструирования и
расчета сейсмостойких кирпичных зданий.
В четвертой главе приведен пример расчета кирпичного
здания с различными вариантами усилений. Сюда включен
теплотехнический расчет ограждающих конструкций.
В пособии использована Международная система еди-
ниц (СИ) СТ СЭВ 1052 - 78 "Метрология. Единицы физиче-
ских величин”. В целях облегчения пользования ею оконча-
тельные результаты некоторых вычислений, выполненные в
системе единиц СИ, переведены в единицы системы
МКГСС, применяемой в действующих нормах проектирова-
ния и других источниках, например [П.62,78 - 80]. Переве-
денные результаты вычислений в некоторых случаях указа-
ны в скобках. Перевод выполнен исходя из сле-
дующих соотношений между единицами системы МКГСС
и СИ: 1 кгс = 10 Н; 1 тс = 10 кН; 1тс = 100 МПа-см2 и
1 кгс /см2=0,01 кН /см2=0,1 МПа.
б
В связи с вводом в настоящее время новых обозначений,
терминов по стандарту СЭВ 1565-79 [IV.16], в пособии к
этим новым обозначениям в отдельных случаях, в скобках
даны ранее использовавшиеся или используемые иногда
обозначения в действующих нормативных документах.
Автор глубоко признателен рецензентам учебного по-
собия: доктору техн, наук, проф. В. А. Ржевскому
(ТашЗНИИЭП), доктору техн, наук, проф. Ю. В. Измайло-
ву (Кишиневский политехнический институт им. С. Лазо
Республики Молдова), канд. техн, наук, доц. А. А. Чупри-
ну (Республиканский межотраслевой институт повышения
квалификации Республики Молдова), канд. техн, наук
С. В. Кожаринову (Институт сейсмостойкого строитель-
ства и сейсмологии АН Таджикистана) за замечания, кото-
рые были учтены им при работе над рукописью.
ГЛАВА!
СЕЙСМОСТОЙКОСТЬ ЗДАНИЙ
С КИРПИЧНЫМИ СТЕНАМИ ПО РЕЗУЛЬТАТАМ
ПРОШЛЫХ ЗЕМЛЕТРЯСЕНИЙ
Прежде чем рассмотреть поведение кирпичных зданий
во время того или иного землетрясения, для лучшего пред-
ставления о его интенсивности остановимся на сейсмиче-
ских шкалах, которые применяются в различных странах.
Вначале уточним понятия магнитуды и интенсивности,
используемые при описании последствий землетрясений.
Эти и другие термины в дальнейшем конкретизируются в
§ 2, гл. III.
Во время землетрясения в очаге выделяется огромная
кинетическая энергия, величина которой зависит от глу-
бины, размеров и напряженного состояния очага. Опреде-
ление этой энергии пока очень сложно. Поэтому то или
иное землетрясение оценивают по его последствиям (раз-
рушениям) и по записи колебаний (смещения, скорости и
ускорения) почвы с помощью специальных приборов. В на-
стоящее время для оценки величины энергии, выделяемой
в очаге, пользуются условной ее характеристикой, называ-
емой магнитудой (М). Она была предложена в начале 40-х
годов нашего столетия американскими исследователями
Ч. Рихтером и Б. Гутенбергом. На поверхности Земли си-
лу сотрясения оценивают балльностью (интенсивностью) J
[1.8,14]. Магнитуда представляет собой десятичный лога-
рифм отношения максимальных амплитуд смещения, мкм
(микрометр; равен 10 6 м) [М = 1д(А/А')], измеренных на
поверхности Земли, какой-нибудь сейсмической волны
(например, поверхностной) при рассматриваемом и неко-
тором очень слабом (’’нулевом") землетрясении на некото-
ром удалении Л (км) от эпицентра землетрясения, т.е. маг-
нитуду можно вычислить, имея по какой-нибудь станции
запись смещений, которая является функцией эпицен-
трйльного расстояния, и зная расстояние от эпицентра.
При определении обеих амплитуд Л должно быть одина-
ковым. В качестве нулевого землетрясения выбирается та-
7
кое слабое землетрясение, которое возможно зарегистри-
ровать приборами [1.12,14].
Для оценки интенсивности землетрясений используют
несколько сейсмических шкал, предложенных различными
авторами в ряде стран.
В 1883 г. М. Росси (Италия) и Ф. Форель (Швейцария)
составили десятибалльную шкалу, которой пользуются до
настоящего времени в ряде стран, под названием шкалы
Росси-Фореля. Японский ученый Ф. Омори в 1900 г. пред-
ложил шкалу, в которой для каждого балла имеется вели-
чина максимального ускорения, получаемая по записям
приборов. В 1920 г. он ее усовершенствовал. Более позд-
няя редакция Японской шкалы дана в 1950 г.
В 1917 г. Международной сейсмической ассоциацией
принята 12-балльная шкала Меркалли-Канкани-Зиберга,
действующая и сейчас в большинстве европейских стран.
Эта шкала позволяет оценивать землетрясение через опи-
сательную часть и количественные его параметры. В США
используют 12-балльную, так называемую модифицирован-
ную, шкалу Меркалли (кратко - шкала ММ), предложен-
ную Вудом и Ньюманом в 1931 г. В нашей стране в 1931 г.
была принята 12-балльная шкала, близкая к шкале
Меркалли-Канкани-Зиберга, а с 1952 г. для оценки земле-
трясений в СССР действует ГОСТ 6249-52, в котором
использована шкала Института физики Земли АН СССР
(шкала ИФЗ), разработанная проф. С. В. Медведевым. Эта
шкала имеет описательную и инструментальную части.
Для определения силы землетрясения по описательной ча-
сти шкалы учитываются: степень повреждения зданий и
сооружений, выполненных без антисейсмических мер,
остаточные явления в грунтах, изменение режима грунто-
вых и подземных вод, а также реакция населения при сей-
смических воздействиях. По этой шкале также определяют
силу землетрясения с помощью специального регистриру-
ющего прибора СБМ (сейсмометр балльности С. В. Медве-
дева), которым измеряют максимальные относительные
смещения (х , мм; табл. 1.1) сферического маятника, име-
ющего подобранную характеристику, примерно одинако-
вую с характеристикой малоэтажных жестких зданий (пе-
риод собственных колебаний 0,25 с, логарифмический
декремент 1 — 0,5). В скобках в табл. 1.1 значения хо при-
ведены по проекту новой шкалы [Ш.15].
В 1964 г. С. В. Медведевым (СССР), В. Шпонхойером
(ГДР) и В. Карником (Чехословакия) разработана шкала
8
Таблица LI
Оценка интенсивности землетрясений в баллах
в зависимости от х0 [1.10] и [Ш.15]
Сила землетрясения в баллах,J Максимальное относительное смещение сферического маятника сейсмометра xQ, мм
6 7 8 9 от 1,1 до 2 (от 1,5 до 3) от 2,1 до 4 (от 3,1 до 6) от 4,1 до 8 (от 6,1 до 12) от 8,1 до 16 (от 12,1 до 24)
MSK, являющаяся усовершенствованной предшествующих.
В ней, наряду со смещением маятника СБМ, приведены
скорости и ускорения движения почвы, характерные для
различных баллов. В 1975 г. ИФЗ и другими сейсмологи-
ческими институтами подготовлена новая редакция шкалы
[Ш.15], в которую занесены те же данные, что и в шкале
MSK, однако, значения смещения, скорости и ускорения
приняты большими. Для приближенного сравнения интен-
сивности землетрясений по шкалам различных стран мож-
но воспользоваться данными табл. 1.2 [1.12].
Теперь рассмотрим влияние землетрясений на кирпич-
ные здания.
Одним из наиболее ценных источников развития науки
о сейсмостойкости сооружений, наряду с теоретическими
и экспериментальными исследованиями, является инже-
нерный анализ последствий землетрясений.
Таблица 1.2
Сопоставление сейсмических шкал
MSK.64 ИФЗ,1952 Амери- канская ММ, 1931 Япон- ская, 1950 Росси- Фореля Европейская Меркалли- Канкани- Зиберга, 1917
1 1 I 0 I I
2 II 1 II II
3 3 III 2 III III
4 4 IV 2-3 IV IV
2-1556
9
Продолжение табл. 1.2
MSK.64 ИФ3.1952 Амери- канская ММ, 1931 Япон- ская, 1950 Росси- Фореля Европейская Меркалли- Канкани- Зиберга, 1917 .
5 5 V 3 V-VI V
6 6 VI 4 VII VI
7 7 VII 4-5 VIII VII
8 8 VIII 5 IX VIII
9 9 IX 6 X IX
10 10 X 6 X X
11 11 XI 7 X XI
12 12 XII 7 X XII
Ниже даются краткие описания последствий отдельных
землетрясений, которые позволяют сделать некоторые вы-
воды о сейсмостойкости зданий с кирпичными стенами.
1. Землетрясение в Алма-Ате (бывшем Верном) в
1887 г. интенсивностью X баллов по шкале Росси-Фореля
(оценено И. В. Мушкетовым) [1.12]. Кирпичные здания, в
основном одно- и двухэтажные, очень сильно пострадали.
Все дома из сырцового кирпича разрушились. Здания име-
ли следующие недостатки: материал применялся низкого
качества, фундаменты были неглубокими и выполнены на
слабом растворе, подвальные помещения устраивались
только для кухонь и кладовых, а в остальных местах от-
сутствовали. При последующем строительстве эти недос-
татки были учтены. Здания возводились с глубокими фун-
даментами, на прочных растворах и кирпиче, с устройст-
вом подвала под всем зданием. Поэтому при повторном
землетрясении в 1911 г., такой же интенсивностью, кир-
пичные постройки сохранились лучше [1.22]. Это земле-
трясение выявило зависимость повреждений зданий-от ка-
чества грунтов под ними: наибольшие повреждения и раз-
рушения были при слабых грунтах в основании [1.12], че-
му, в частности, способствовали ливневые дожди, которые
шли перед землетрясением в течение 4-5 дней и сильно
напитали верхние слои рыхлых пород.
Коллектив авторов под руководством академика АН
Казахской ССР Ж. С. Ержанова [П.75] при составлении
карты комплексного сейсмического микрорайонирования
г. Алма-Аты и пригородов уточнил описание И. В. Муш-
10
кетова о разрушительных последствиях этих двух силь-
нейших землетрясений 1887 и 1911 гг., а также Чилийско-
го землетрясения 1889 г. с магнитудой 8,4, которое про-
явилось в г. Верном (ныне Алма-Ата) с интенсивностью 7-
8 баллов. На основе собранных и дополнительно проана-
лизированных материалов о повреждениях и разрушениях
в Верном, хранящихся в Центральном государственном ар-
хиве Казахской ССР (ЦГА) и Центральном Госархиве ки-
нофотодокументов и звукозаписей (ЦГКЗ) Казахской ССР,
им удалось точно воссоздать план Верного к моменту зем-
летрясений и восстановить адреса и тип поврежденных и
разрушенных зданий. При этих землетрясениях зоны наи-
больших разрушений отмечены на северо-восточной ок-
раине Верного, центральная часть города характеризуется
относительно нормальными условиями, а южная и юго-за-
падная часть-благоприятными.
Институтом сейсмологии АН Казахской ССР предло-
жен нодый подход для определения расчетной сейсмич-
ности района. Суть его сводится к суммированию прира-
щения балльности с плавно убывающей исходной балльно-
стью. Для Алма-Аты этот способ использовался [11.15] на
основе карт изосейт разрушительных и умеренных земле-
трясений, а также динамических характеристик записей
землетрясения и взрывов при глубинном сейсмическом
зондировании.
По данным сопоставления карты сейсмической актив-
ности с распределением сильных землетрясений и сведе-
ний о сильных землетрясениях прошлого наибольшую сей-
смическую опасность для г. Алма-Аты представляют За-
илийский и Предгорный разломы.
2. Землетрясение с магнитудой 8,3 по Рихтеру про-
изошло 18 апреля 1906 г. в г. Сан-Франциско (Кали-
форния, США), которое было вызвано горизонтальными
сдвигами, доходящими до 7 м вдоль разлома Сан-Андреас
на участке длиной 350 км. Все населенные пункты, горо-
да, находившиеся в 35 км от разлома, подверглись земле-
трясению.
Последнее привело к разрушению печей в зданиях, ко-
роткому замыканию электропроводов, вследствие чего воз-
никли болыг е пожары. На насыпном грунте появились вол-
нообразные деформации, дороги покрылись большими тре-
щинами, скрутились рельсы трамвайной колеи. На этих
участках сильно пострадали кирпичные здания. Разруше-
ния характеризовались многочисленными обвалами стен
и
или целых отсеков зданий. Интенсивность на слабых й на-
сыпных грунтах достигала 9-10 баллов по шкале ММ. Не-
удовлетворительная сейсмостойкость зданий с несущими
кирпичными стенами по результатам обследований объяс-
няется низким качеством раствора и кладки, плохой взаим-
ной связью стен и недостаточным заанкериванием перекры-
тий. В то же время отмечалось, что даже при неблагоприят-
ных грунтовых условиях здания, выполненные качественно,
пострадали значительно меньше. К их числу можно отнес-
ти, например, здание с несущими кирпичными стенами в
районе с 8-балльной сотрясаемостью, которое не получило
никаких повреждений [1.22]. В ряде зарубежных работ на
опыте этого землетрясения имеются рекомендации о воз-
можности строительства жестких зданий на слабых грун-
тах, но при условии строительства их из прочных взаимо-
связанных конструкций на монолитном фундаменте [1.12].
Землетрясение, происшедшее в этом районе 19 октября
1989 г., описано несколько ниже.
3. Землетрясение интенсивностью X баллов по
шкале ММ (магнитуда 7,5), произошедшее в Мессине,
Реджо-ди-Калабрия и ряде небольших городов
(о. Сицилия) 28 декабря 1908 г. вызвало массовое раз-
рушение кирпичных зданий. Причинами этих тяжелых по-
следствий, как и в других случаях, явились низкое каче-
ство работ и неблагоприятные грунтовые условия. Боль-
шинство зданий располагалось на рыхлом аллювии и силь-
но выветренных кристаллических породах. Их стены были
сложены из бутового камня на слабом известковом раство-
ре. Крыши домов не имели надлежащей связи со стенами.
Во многих случаях не были приняты специальные антисей-
смические меры [1.22].
4. Одно из катастрофических землетрясений магни-
тудой 8,2 (по Рихтеру) и интенсивностью 9-10 баллов про-
изошло 1 сентября 1923 г. в г. Канто (Япония). Матери-
альный ущерб, вызванный этим землетрясением, исчисляет-
ся в сумме 3 млрд долларов. Из общего числа зданий, вы-
полненных с несущими кирпичными стенами, примерно 10%
было полностью разрушено, а 79% получили такие сильные
повреждения, что ремонт их был нецелесообразным.
Причинами такого массового разрушения зданий с кир-
пичными стенами, по мнению японских исследователей,
были малое сопротивление кладки растягивающим усили-
ям, недоброкачественный материал кладки и неудовлетво-
рительное производство работ.
12
Как правило, разрушались выступающие части стен
здания, щипцовые стены, парапеты, карнизы, дымовые
трубы, а также арочные перемычки, перекрывающие окон-
ные и дверные проемы. Трещины в сохранившихся стенах
были горизонтальными или же косыми наклонными (по
штрабе). Такие трещины, по мнению японских специалис-
тов, возникали от растяжения при изгибе.
Кирпичные стены, в основном, разрушались в верхних
этажах.
Наряду с разрушенными были здания, которые сохра-
нились после землетрясения мало поврежденными. В ка-
честве примера можно указать здание компании Митцуби-
ши. Оно в плане имело простые очертания, без выступой.
Внутренние стены располагались через 10-12 м. Кладка
была армирована вертикальными стержнями и выполнена
тщательно. В пределах междуэтажных перекрытий и по
венчающему карнизу располагались железобетонные пояса
[1.22]. После этого землетрясения в новых правилах по
сейсмостойкому строительству в Японии высота зданий с
несущими кирпичными стенами была ограничена 9 м; за-
прещено применение керамики.
5. Землетрясение с магнитудой 8 и интенсивностью в
эпицентрах IX-X баллов по шкале Росси-Фореля про-
изошло 29 июня 1925 г. в Санта-Барбара (Южная Ка-
лифорния, США). В результате этого землетрясения было
установлено следующее: 1) здания с хорошими бетонными
фундаментами, заглубленными до 3 м и более, имели
меньшие повреждения, чем здания с легкими свайными
фундаментами; 2) хорошо выполненные конструкции зда-
ний с кладкой на прочных растворах не получили больших
повреждений; 3) здания со стенами из керамики не обес-
печивают надлежащую сейсмостойкость; 4) в кирпичных
зданиях, при отсутствии надежной связи их стен между
собой в обоих направлениях и с перекрытиями, наиболее
характерным разрушением является падение стен наружу
[1.12].
6. Землетрясение силою 9-10 баллов (магнитуда 7,3)
произошло 6 октября 1948 г. в Ашхабаде. Эпицен-
тральное расстояние от города составляло 30 км. Вначале
был вертикальный толчок, затем - горизонтальные, про-
должавшиеся около 10 сек. Отмечалось большое число аф-
тершоков Город был сильно разрушен. Особенно сильно
пострадали кирпичные здания, стены которых в большин-
стве случаев имели плохое сцепление между кирпичом и
13
раствором. Последнее, кроме снижения прочности кладки,
снизило и положительный эффект железобетонных поясов.
Наиболее слабым местом явились углы зданий, в них’наря-
ду с плохим сцеплением часто отсутствовала перевязка в
кладке. Армирование стен не производилось. Продольные
и поперечные стены не имели надежной связи между со-
бой и с перекрытиями.
Антисейсмические пояса часто выполнялись из мало-
прочного бетона со слабым армированием и располагались
через этаж. Неудачными были планировочные решения
зданий (наличие выступов и нечеткая конфигурация в
плане). Причиной обрушений зданий явились также зани-
женные сейсмические нагрузки и ослабление конструктив-
ных мероприятий по усилению кладки, вызванные тем, что
сейсмичность для этого района оценивалась по карте 8 и
даже 7 баллами [1.11,12].
7. Землетрясения 21 июля и 22 августа 1952 г.
(Южная Калифорния, США) - интенсивностью 8 и 6 бал-
лов (магнитуды-7,7 и 5,8). 92% зданий, выполненных ка-
чественно из армокирпичной кладки, не имели серьезных
повреждений.
Наоборот, здания с неармированными несущими кир-
пичными стенами, которые, как правило, выполнялись не-
качественно и часто были сложены на известковом раство-
ре, оказались разрушенными или сильно поврежденными
(78% общего числа обследованных зданий из неармирован-
ной кладки). Армированная кладка стен выполнялась дву-
мя тычковыми кирпичными рядами, между которыми уло-
жен бетон на мелком заполнителе. Кладку осуществляли
на очень жидком цементном растворе, а арматуру уклады-
вали в слое бетона. В стенах из бетонных пустотелых кам-
ней арматура уложена в горизонтальных швах и в верти-
кальных пустотах камня [1.12,24]. Неблагоприятно сказа-
лись на устойчивости зданий и грунтовые условия. В зда-
ниях, построенных на водонасыщенных аллювиальных
грунтах, имелись большие повреждения, чем в зданиях,
построенных на твердых грунтах.
8. Землетрясение сравнительно небольшой магнитуды
(5,75), по сравнению с другими, произошло 29 февраля
1960 г. в 33-тысячном городе Агадире (Марокко). Вы-
свободившаяся при этом энергия была в 6300 раз меньше,
чем во время землетрясения в Сан-Франциско. Однако
всего за 15 сек город был почти уничтожен, 12 тыс. чело-
век погибло и 12 тыс. было ранено. Старые постройки
14
сравнялись с землей. В основном сильно пострадали райо-
ны в радиусе 5 км от эпицентра, поэтому в зависимости
от удаленности степень повреждения районов города раз-
личная (от 90%-100% до 5%-30%Х Интенсивность по
шкале ММ оценивается от VIII до X баллов.
Причинами тяжелых последствий являются: малая глу-
бина очага, равная 2-3 км; близкое расположение эпи-
центра (1 км) к городу и неблагоприятные грунтовые ус-
ловия. Построенные здания не рассчитывались на сейсми-
ческие воздействия. Большинство из них не проектирова-
лись и на восприятие ветровых нагрузок.
Старые постройки представляли собой одно- и двух-
этажные дома. Стены были сложены из кирпича или камня
на глиняном растворе без армирования, покрытия выпол-
нялись деревянными. Современные здания имели высоту
3-4 этажа. Стены были также кирпичными, а иногда ка-
менными без армирования на чисто глиняном или чисто
цементном растворе.
В разрушенных кирпичных зданиях особо выявлены не-
достатки, отмеченные ранее при описании предшествую-
щих землетрясений: плохое сцепление раствора с кирпи-
чом; применение кладки без армирования; недостаточная
связь внутренних и наружных стен между собой, а также с
перекрытиями и покрытиями; сильное ослабление стен про-
емами; наличие в зданиях резко выступающих частей [1.12].
9. Катастрофическое землетрясение произошло в
мае 1960 г. в Чили (точнее, ряд землетрясений в течение
нескольких дней). Оно оценивалось по шкале ММ в раз-
личных городах от VIII до X баллов. Магнитуда колеба-
лась от 5 до 8,5. Были сильно повреждены 450000 зданий,
из них 45000 полностью разрушены. Серьезно пострадали
здания старой постройки со стенами из неармированной
кирпичной кладки.
Согласно требований действующих чилийских норм
сейсмостойкого строительства кирпичные стены зданий
усиливаются арматурой и железобетоном. Эти здания зна-
чительно лучше перенесли землетрясение. Последнее под-
твердило важное значение для сейсмостойкости зданий
четкого плана [1.12].
10. 1 сентября 1962 г. в Бюине (северо-западная
часть Ирана) произошло землетрясение силою IX бал-
лов по шкале ММ. Было разрушено более 22 тыс. домов,
стены которых были, в основном, выполнены из кирпича.
Основные типы зданий следующие:
1б
1. Одноэтажные дома старой постройки, обычно со сла-
быми фундаментами или без них, с толстыми стенами (тол-
щина стены 40-60 см, иногда 100 см) из сырцового кирпи-
ча на глиняном или известковом растворе, с небольшими
оконными и дверными проемами и деревянными перемычка-
ми. Кровля тяжелая, из глины толщиной 30 - 50 см по на-
стилу из хвороста, уложенного по деревянным балкам. Ос-
новные повреждения: трещины наклонные и пересека-
ющиеся в простенках, трещины в местах сопряжения стен,
обрушение стен под тяжестью кровли и из-за слабого мате-
риала конструкции стены.
2. Каменные здания с кирпичными арками и куполами.
Арки кирпичные, толщиной 20 см. По аркам укладывалась
кровля из слоя глины толщиной 20-30 см. Было обнару-
жено обрушение стен из-за смещения верха стен, что вы-
зывалось распором арок и купола. Разрушение стен объяс-
няется и наличием больших проемов, а также неравномер-
ной осадкой стен, происшедшей еще до землетрясения.
3. Здания высотой до 5 - 6 этажей с несущими кирпич-
ными стенами и перекрытиями из кирпичных сводов тол-
щиной 11 см по стальным балкам. Эти дома относятся к
современным. В районе разрушения таких домов было
очень мало, и поэтому судить об их сейсмостойкости труд-
но [1.3].
11. Землетрясение интенсивностью IX баллов (по шка-
ле ММ) и магнитудой 5-5,7 произошло в Ливии
21 февраля 1963 г., оно разрушило г. Барку. Старые по-
стройки из рваного камня на земляном растворе преврати-
лись в груды развалин. Относительно меньше пострадали
постройки из рваного и тесаного известняка или песчани-
ка на цементном или смешанном растворе. Было отмечено,
что цементный раствор, обладая высокой прочностью,
имел плохое сцепление с камнем. Одной из причин значи-
тельных разрушений построек в г. Барку была тяжелая
плоская кровля.
Хорошо противостояли землетрясению здания со сте-
нами из камней правильной формы, усиленные железобе-
тонными стойками (сердечниками) и поясами. Такая кон-
струкция по способу выполнения приближается к ком-
плексным конструкциям, применяемым в нашей стране.
Мало получили повреждений и одноэтажные жилые и об-
щественные здания со стенами из пустотелых бетонных
блоков, усиленных вертикальным армированием. Здания
из таких материалов с вертикальным и горизонтальным
16
армированием находят широкое применение в Японии,
Новой Зеландии, на Аляске, и высота зданий там доходит
до 6 этажей. Жилые дома со стенами из армированных
пустотелых бетонных блоков получили сравнительно не-
большие повреждения во время очень сильного землетря-
сения в Анкоридже (Аляска) в 1964 г. [1.3,12].
12. Землетрясение интенсивностью 8,5 баллов про-
изошло в г. Скопле (Югославия) 26 июля 1963 г. Было
установлено, что во время землетрясения 8,5% зданий
полностью обрушились, 33,6% - получили сильные повреж-
дения, что исключало их восстановление, и лишь 2,6%
остались неповрежденными. Остальная часть зданий так-
же имеет повреждения, но их возможно восстановить.
Жилые здания в г. Скопле с несущими кирпичными стена-
ми можно разделить на три группы:
1. Одноэтажные дома старой постройки из сырцового
или обожженного кирпича, а также из природных камней
неправильной формы на известковом или глиняном раство-
ре и, как правило, с тяжелой черепичной кровлей. Эти
здания разрушились или настолько сильно пострадали,
что восстанавливать их было нецелесообразно. Дома этого
типа со стенами, усиленными деревянным каркасом и рас-
косами, относительно лучше противостояли землетрясе-
нию.
2. Двух - четырехэтажные (иногда выше) дома старой
постройки, выполненные из кирпича на известковом рас-
творе, в плане и по фасаду имели сложную форму. Здания
этой группы также сильно пострадали. В кладке этих зда-
ний отмечалось плохое сцепление раствора с кирпичом и
ослабление стен большими проемами, отсутствие антисей-
смических мероприятий и связей внутренних и наружных
стен между собой и перекрытиями.
В сохранившихся зданиях были косые трещины до
4-5 см, проходящие только вдоль одной из диагоналей.
Это свидетельствует о том, что монолитность кладки была
низкой, в результате чего от первых же сильных толчков
одного направления кладка получила сильные поврежде-
ния, и в дальнейшем она не могла следовать за толчками
противоположного направления.
3. Современные здания высотой до 6 этажей, имею-
щие в плане форму, близкую к прямоугольной. Стены
домов имеют толщину 25-36 см, сложены из кирпича
на известковом растворе и усилены железобетонными
поясами с небольшим количеством продольной арматуры
I 15 56
17
4 0 8 мм. Однако стены сильно ослаблены большими
проемами. В зданиях имеются, примерно через 4 м, по-
перечные стены толщиной 25 см. Перекрытия этих до-
мов были выполнены из керамических пустотелых кам-
ней с рабочей арматурой в бороздах плит, сверху кам-
ней устраивался 5-сантиметровый армированный бетон-
ный слой. Другим типом перекрытий были перекрытия
из железобетонных плит, уложенных по несущим сбор-
ным Железобетонным балкам. Здания этой группы также
получили большие повреждения, но часть их не обру-
шилась. Здесь выявилась положительная роль железобе-
тонных поясов. В то же время из-за слабого армирова-
ния пояса разрывались, и одновременно происходили
обвалы стен, особенно торцовых. Характерным повреж-
дением зданий третьей группы явились сдвиги выше
расположенных этажей по отношению к ниже располо-
женным. При этом трещины проходили, как правило,
вдоль горизонтальных швов.
Сдвигам, по-видимому, способствовали вертикальные
ускорения, которые снизили при толчке вверх величину
обжатия стен. Раздробление или разрыв простенков, имев-
шие место в наружных стенах, являются наиболее харак-
терными для их разрушения соответственно при сжатии
или растяжении. Такие повреждения возможны при од-
новременном действии изгибающего момента и попереч-
ных сил, которые могут возникнуть вследствие деформи-
рования здания в поперечном направлении как изгибаемой
консоли, заделанной в грунт [1.4,12].
13. 26 апреля 1966 г. в Ташкенте произошло земле-
трясение интенсивностью 7-8 баллов и магнитудой 5,1 с
неглубоким очагом (глубина очага равна 8 км) под цен-
тральной частью города. В дальнейшем произошло очень
большое количество повторных толчков, В эпицентральной
области, охватившей более 10 км2, наблюдались горизон-
тальные и вертикальные колебания почвы, которые харак-
теризовались преобразованием высокочастотных состав-
ляющих с периодами 0,1 - 0,25 с.
Старые одно- и двухэтажные постройки со стенами из
сырцового или обожженного кирпича на глиняном или из-
вестковом растворе в эпицентральной зоне большей ча-
стью разрушились.
Сцепление в кладке было очень низким, кроме того, ан-
тисейсмические мероприятия отсутствовали. В большин-
стве случаев трещины были сквозными. На сплошных
18
участках стен, в перемычках и простенках наблюдались
косые трещины от действия горизонтальных сил, горизон-
тальные-от сдвига или изгиба и вертикальные-в местах
сопряжения стен. Парапеты, карнизы, лоджии, портики и
другие выступающие части здаций, как правило, обруши-
вались.
В зданиях высотой 3-4 этажа, со стенами из обо-
жженного кирпича на растворе марки не ниже 10,
серьезные повреждения получили внутренние стены и
стены верхних этажей. Эти здания часто имели слож-
ную форму плана и фасада, тяжелые карнизы, парапеты
и были построены в Ташкенте еще до землетрясения
1946 г. или вскоре после него. Поэтому современные
требования сейсмостойкого строительства в конструкци-
ях этих зданий были отражены неполностью. Следует
отметить, что наличие в стенах этих зданий антисей-
смических поясов сыграло свою положительную роль.
Благодаря наличию поясов в зданиях, обвалов стен и
перекрытий не произошло. Однако пояса могли оказать
больший эффект, если бы было хорошее заполнение
швов и достаточное сцепление раствора с кирпичом.
Современные кирпичные здания, в которых были учте-
ны требования СН-8-57 и СНиП П-А.12-62, также
получили серьезные повреждения, но в меньшей степени и
требовали восстановления и усиления. В этих зданиях
произошло взаимное смещение перекрытий из-за недоста-
точной их связи между собой и плохого заполнения рас-
твором швов между настилами. Наряду с перечисленными
имеются здания, построенные в виде комплексной кон-
струкции, с монолитным или сборным каркасом и с кир-
пичным ' заполнением, которые хорошо выдержали земле-
трясение, если не считать небольших повреждений перего-
родок и заполнения стен [1.12,20].
14. В 1966 г. в урочище Медео (вблизи
г. Алма-Аты) для образования селезащитной плотины
был произведен мощный взрыв скальной породы, кото-
рый вызвал в центральной зоне с радиусом около двух
километров землетрясение интенсивностью 7-8 баллов.
В непосредственной близости к эпицентру взрыва на рас-
стоянии примерно 800 м были построены для испытаний г
1 Испытания выполнены совместно институтами Казпром-
стройНИИпроект, ЦНИИСК им. Кучеренко Госстроя СССР, ТИСССЛ
АН Таджикистана и ТИСС Госстроя Туркменистана [1.16].
19
несколько натурных фрагментов различных зданий, в чи-
сле которых был и четырехэтажный дом с несущими кир-
пичными стенами. Стены этого дома сильно пострадали и
имели трещины, различные по характеру развития. Осо-
бенно много трещин было на 1-ми 2-м этажах здания, от-
носительно меньше пострадали стены других этажей.
Прочность нормального сцепления в кладке соответствова-
ла третьей категории (т.е.'согласно действовавшим СНиП
II-A.12-62 в пределах 0,12>jRb>0,06 МПа ) по данным
Алма-Атинского НИИстромпроекта б. Минпромстроймате-
риалов СССР. Остальные здания, выполненные из сборных
железобетонных конструкций и крупнопанельных, по-
вреждений почти не имели [1.16].
15. 27 октября 1969 г. в Бане Луки (Югославия)
произошло землетрясение интенсивностью 8-9 баллов.
Кирпичные здания без антисейсмических мероприятий
по сравнению со зданиями с железобетонными поясами по-
лучили сильные повреждения, а в зданиях с железобетон-
ным каркасом и кирпичным заполнением повреждения бы-
ли либо по контуру заполнений, либо диагональные тре-
щины в самом заполнении с местными повреждениями ко-
лонн нижних этажей. Ремонт каркасных зданий не пред-
ставлял особых трудностей [1.12].
16. Землетрясение интенсивностью 8 баллов и магни-
тудой 5,7 в эпицентре (глубина очага 15-20 км) про-
изошло 10 мая 1971 г. в 8-12 км южнее г. Джамбула
(Казахской ССР). В самом Джамбуле интенсивность со-
ставила 7 баллов, что соответствует сейсмичности города
согласно карте сейсморайонирования нашей страны.
Сильно пострадали по сравнению с крупнопанельными
здания с несущими кирпичными стенами. Обвалов стен не
было, но развитые трещины, взаимные сдвиги элементов в
кирпичных зданиях были массовыми. Деформирование
стен было в обоих направлениях как в плоскости, так и из
плоскости. Большие повреждения имелись в самонесущих
кирпичных стенах, было также падение карнизов и пара-
петов [1.6,12].
17. Землетрясение интенсивностью 8 баллов по шкале
ММ, с магнитудой 6,3 - 6,9 при глубине очага 30 км, про-
изошло в малонаселенном районе в юго-западной ча-
сти Ирана 10 апреля 1972 г. Наиболее пострадала де-
ревня Гхир. Здесь, в основном, преобладали частные
1-2-этажные дома, выполненные из сырца, плохо обо-
жженного кирпича, природного камня и гипса с крышей из
20
деревянных балок, покрытых толстым слоем земли или по-
крытием в виде кирпичных арок и сводов. Все частные до-
мостроения жителей деревни были разрушены. Послед-
ствия землетрясений показали, что наличие вертикальных
железобетонных включений в углах зданий и у простенков
является одним из эффективных способов повышения сей-
смостойкости кирпичных и каменных зданий [1.12].
18. Землетрясение с интенсивностью в эпицентре
9 баллов и магнитудой около 7 при первом толчке и более
9 баллов и магнитудой 7,3 (глубина очага 25 км) при вто-
ром волчке произошло в 1976 г. дважды 8 апреля и
17 мая примерно в 40 км северо-западнее Газли (Узбе-
кистан). Эпицентры обоих толчков были близки друг к дру-
гу. В Газли интенсивность землетрясения первый раз соста-
вила около 8, а второй - близко к 9 баллам. По данным сей-
смостанции ИФЗ непосредственно в районе эпицентра при
втором толчке были получены хорошие записи, которые по-
казали, что максимальные вертикальные ускорения были
> 1,0 д, горизонтальные в направлении ЗВ-0,65 д. Земле-
трясение практически не оставило в пос. Газли пригодных
для эксплуатации жилых и общественных зданий. Основной
причиной этого является то, что в населенных пунктах, ока-
завшихся в зоне сильных сотрясений (Газли, Бухара, За-
рафшан, Каган, Навои), строительство велось без антисей-
смических мероприятий, так как по карте сейсмического
районирования СНиП П-А.12-69* указанные районы от-
носились к районам сейсмичностью 5-6 баллов. ВГазли
(поселок начал застраиваться с 1958 г.) было 219 жилых
зданий высотой в один, два этажа. Исключение составляет
одно четырехэтажное крупнопанельное здание. Дома
строились деревянные, кирпичные и крупнопанельные.
Наибольшую сейсмостойкость показали деревянные здания
и наименьшую - здания с несущими стенами из сырцового и
обыкновенного кирпича. Крупнопанельные здания заняли
промежуточное положение.
Кирпичные здания характеризовались тем, что в них
оыли применены многопустотные плиты и сборные лестии-
!,ы из железобетона. Связь этих элементов со стенами, а
акже антисейсмические пояса отсутствовали.
Отрицательным было наличие в домах выступов попе-
речных стен для образования лоджий или приставных же-
лезобетонных террас, а также отсутствие внутренних про-
дольных стен. Качество кладки и, прежде всего, сцепление
кирпича с раствором оказалось весьма низким. В результа-
п
те землетрясения в кирпичных зданиях появились различ-
ные повреждения: обрушение дымовых труб, балконов, пе-
регородок, плит покрытий, трещины в стенах-сквозные,
различного характера, а также расслоение кладки наруж-
ных стен. Несущие стены верхних этажей при толчке из
их плоскости оставались без опор, большинство из них об-
рушилось при первом же землетрясении [1.12].
19. Карпатское землетрясение произошло 4 марта
1977 г. Оно сильно тряхнуло большую территорию Румы-
нии, некоторые районы СССР, особенно Молдавии, а так-
же Болгарии и Югославии. Эпицентр землетрясения рас-
полагался в районе г. Вранча. Глубина расположения оча-
га 100 км, магнитуда землетрясения 7,2. В городах Румы-
нии-Бухаресте, Крайове, Зимничах, Александрии и ряде
других средняя интенсивность землетрясения составляла
8 баллов, отклоняясь в большую или меньшую сторону на
0,5 -1 балл, в зависимости от грунтовых и других местных
характеристик территории.
В пострадавшем районе Румынии было много старых
зданий, перенесших со сравнительно небольшими повреж-
дениями сильное землетрясение 1940 г., после которого
их восстановление ограничилось ’косметическим” ремон-
том. Такие здания имели пониженную прочность и при
повторном сильном воздействии в 1977 г. во многих случа-
ях оказались разрушенными. В районе больших поврежде-
ний было много зданий с сырцовыми и из обожженного
кирпича стенами, без антисейсмических усилений, отли-
чавшихся низким сопротивлением сейсмическим воздей-
ствиям. Особенно сильно пострадали также 1 - 2-этажные
здания частной постройки.
В городах-Александрии, Зимничах, Крайове разру-
шенными оказались все такие дома в пределах целых
улиц. Низкое сцепление кирпича и раствора, малая тол-
щина стен-часто 25 см, отсутствие антисейсмических
поясов при деревянных перекрытиях, плохая взаимная
связь стен, часто сложная конфигурация плана здания, от-
сутствие симметрии в расположении жесткостей кон-
струкций и их масс были причиной большого масштаба
бедствия в селениях, где было 7-8 баллов.
В этих районах сильно пострадали старые здания школ
с несущими кирпичными стенами. К упомянутым ранее
недостаткам этих зданий добавилось дополнительное
ослабление, вызванное большой проемностью и редким
расположением поперечных стен. В некоторых зданиях пе-
22
рекрытия были уложены на разных уровнях, в разделен-
ных капитальной стеной помещениях. Такие стены оказа-
лись обрушенными, по-видимому, из-за толчка из плоскос-
ти стены одним из перекрытий.
Большие повреждения получили многие кирпичные
конструкции старых общественных зданий, хотя полных
обвалов у них было меньше, чем у 1-2-этажных жилых.
По-видимому, здесь благоприятно сказалось лучшее каче-
ство кладки и большие размеры несущих сечений.
Заметно более высокой сейсмостойкостью обладали со-
временные здания с несущими стенами из обожженного
кирпича, имеющие антисейсмические усиления в виде по-
ясов, однако, и у этих зданий встречались серьезные по-
вреждения, правда, без обвалов. Причину повреждения
следует искать в низкой монолитности кладки (трещины
образовались только по растворным швам). Ограничение
повреждений в таких зданиях уровнем первого этажа по-
зволяет предполагать наличие малых величин вертикаль-
ных ускорений, что подтверждается и большим эпицен-
тральным расстоянием (во всех упомянутых городах боль-
ше 150 км). Во многих случаях наблюдались обрушения
значительных участков самонесущих кирпичных стен од-
ноэтажных промышленных зданий, у которых отсутствова-
ли антисейсмические усиления [1.14,15,19].
20. Землетрясение интенсивностью 7-8 баллов про-
изошло 25 марта 1978 г. в пос. Жалаиаш и Тогуз-Бу-
лак Алма-Атинской области. Обследованные здания име-
ют различные конструктивные решения, выполнены с при-
менением дерева, кирпича и железобетона, построены в
различные годы и не отвечают требованиям современных
норм и правил сейсмостойкого строительства.
Некоторые здания после восстановления вновь эксплу-
атируются.
Здания из обожженного кирпича перенесли землетря-
сение лучше, чем из кирпича-сырца. Последние 8 боль-
шинстве случаев были непригодными для восстановления.
Имели место превышения нормативных величин предель-
ного расстояния между поперечными стенами, ширины
простенков; плохое качество работ; недостаточная связь
плит покрытий, перекрытий со стенами и между собой.
Трещины в стенах были различного характера, наблюдался
сдвиг парапета от стены, плит перекрытий между собой.
Двухэтажные жилые дома с несущими кирпичными стена-
ми оказались в тяжелом состоянии из-за плохого качества
28
работ. Здание школы из двух- и трехэтажных корпусов,
имеющих в плане форму буквы ”Н”, было выполнено в
1973 г. в монолитном каркасе с кирпичным заполнением.
Благодаря принятым антисейсмическим мероприятиям
школа сохранилась хорошо. Основные повреждения сле-
дующие: обрушение штукатурки вдоль антисейсмических
швов и кое-где в кладке перегородок, а также образование
косых трещин в перегородках и по их контуру.
Эффективность усилений стен железобетонными вклю-
чениями (комплексные конструкции) доказана, например,
в школе-интернате на 520 учащихся, которая имела гим-
настический зал, запроектированный с применением этих
конструкций. ОтсутствиЛ надежной связи стен в обоих на-
правлениях привело к обрушению угла в котельной Среди-
горинской средней школы {1.21].
21. Сильное землетрясение произошло в Средней
Азии 19 марта (20) 1984 г. [1.5,17]. Магнитуда составила
7,3, глубина очага 20-30 км. Эпицентр землетрясения
находился в 30-40 км северо-западнее Газли. По микро-
сейсмическим данным интенсивность сейсмического воз-
действия в Газли достигала 8,5-9 баллов, что превосхо-
дило для многих объектов их расчетную сейсмичность. Это
было третье сильное землетрясение после 8 апреля и
19 мая 1976 г., которое вызвало значительное разрушение
в этом районе. После 1976 г. Газли был отнесен к
8-балльному сейсмическому району с повторяемостью 3
(по СНиП II - 7 - 81). Расчетная сейсмичность зданий при-
нималась, как правило, равной 8 баллам, а в отдельных
случаях - 9 баллам.
Значительно пострадали при землетрясении 12- и
16-квартирные дома по типовым сериям 14-52-40С со
стенами из кирпичной кладки, усиленные железобетонны-
ми включениями и обрамлениями (в частности, по наруж-
ным граням поперечных стен), расположенными с шагом 6
и 2,8 м. Эти дома были возведены после землетрясения
1976 г. Большинство зданий получило повреждения 3-ей
степени. Это обусловлено низким качеством кирпичной
кладки, плохой связью продольных и поперечных стен;
между собой и с кирпичными перегородками, отсутствием
продольных внутренних стен, резко ухудшавшим условия
работы наружных продольных стен с больший количеством
проемов.
По данным ИСМиС АН Грузинской ССР, нормальное
сцепление кирпичной кладки колеблется в предела);
24
5-45 кПа, что не соответствует даже показателям 3-й
категории кладки, запрещенной нормами.
Наряду с другими типами зданий и указанными кирпич-
ными домами в Газли был построен двухэтажный жилой
дом со стенами из виброкирпичных блоков и перегородками
из штучного кирпича. Невысокое качество строительно-
монтажных работ установлено и при строительстве этого
дома. Кроме того, отмечалось некачественное выполнение
самих блоков: неполное заполнение швов между кирпичами,
нарушение перевязки швов. В результате воздействия зем-
летрясения в некоторых стыках между блоками появились
трещины. Последние возникли и в нескольких некачествен-
но выполненных стеновых блоках, однако, большинство бло-
ков повреждений не имели. Все перегородки были выполне-
ны вручную и получили повреждения в виде трещин,
некоторые - частично обрушились. Степень повреждения
дома в целом может быть оценена как вторая - третья.
При интерпретации степеней повреждений зданий сле-
дует дифференцированно устанавливать степени повреж-
дения объекта в целом и состояние его отдельных несу-
щих конструкций. Так, состояние несущих конструкций
рассматриваемого дома со стенами из виброкирпичных
блоков может быть отнесено к третьей степени (в основ-
ном, за счет разрушения перегородок, выполненных из
штучного кирпича), в то время как повреждения несущих
стен из виброблоков могут быть отнесены ко второй степе-
ни повреждений.
22. Сильное землетрясение с магнитудой 6,1 при глу-
бине очага 10 -15 км произошло на территории Таджи-
кистана 13 октября 1985 г. [1.9]. Его эпицентр находился
в 230 км северо-восточнее Ленинабада. Наибольшие по-
вреждения и разрушения получили здания и сооружения
на территории городов Ходжентского района, а также Кай-
раккума, Чкаловска и пос. Сыр-Дарьинский, где интенсив-
ность колебаний достигла 6-8 баллов. Можно предпола-
гать, что при этом землетрясении имели место колебания с
диапазоном доминантных частот от 4 до 6 Гц. Об этом сви-
детельствуют частоты собственных колебаний объектов, по-
лучивших наибольшие повреждения и разрушения.
Кирпичные здания имели высоту в один - четыре этажа
(некоторые со стенами комплексной конструкции - серии
J -ТЖ-401 и серии 155). Одно- и двухэтажные кирпич-
ные дома из-за серьезных повреждений восстановлению не
подлежат: они были возведены без антисейсмических уси-
! ”6
25
лений. Основной причиной существенных повреждений
трех- и четырехэтажных кирпичных зданий, возведенных с
антисейсмическими усилениями, по-видимому, явилось
низкое качество строительных материалов и строи-
тельно-монтажных работ. Повреждения были в виде сквоз-
ных трещин в стенах (с раскрытием до 3 - 4 см), подвиж-
ки плит перекрытий, разрушений участков перегородок.
Однако большинство четырехэтажных кирпичных зданий
после усиления все же могли быть восстановлены.
23. Землетрясение магнитудой 6,5-7,1 и глубиной
очага 100-150 км произошло 31 августа 1986 г. в Мол-
давии [1.1]. Эпицентр землетрясения находился в районе
г. Вранча. Интенсивность землетрясения в южных и
юго-западных районах Молдавии оценивалась в 7 баллов
по шкале MSK - 64.
Отмечено, что наибольшие повреждения получили зда-
ния, имевшие период собственных колебаний 0,18-0,23 и
0,8-0,9 с.
Сильно пострадали здания, в которых после Карпат-
ского землетрясения 1977 г. был проведен ’косметический
ремонт”.
В зданиях из пильного известняка в поперечных и про-
дольных стенах отмечались наклонные и крестообразные
трещины, в отдельных случаях - расслоение кладки, а в
зданиях без антисейсмических мероприятий произошел
отрыв продольных стен от поперечных.
Большой экономический ущерб получен в результате
повреждения несущих элементов типа перегородок, сте-
новых заполнений каркаса, которые были выполнены с от-
ступлениями от проектов. Отрицательную роль сыграли и
грунты, приведшие при землетрясении к просадкам фун-
даментов и соответственно к существенным повреждени-
ям зданий.
24. Землетрясение в Армении с эпицентром в райо-
не г. Спитака произошло 7 декабря 1988 г. По своей
мощности оно относится к числу катастрофических. Та-
ких землетрясений на земном шаре в год происходит не
менее десятка.
Спитакское землетрясение развивалось в виде серии
толчков [1.23]. Средняя (фоновая) интенсивность основ-
ного-первого толчка, начавшегося в 11 час 41 мин 20 с
местного времени, составляла: в Ленинакане-8,5-9 бал-
лов, в Спитаке - 9 -10 баллов, в Кировакане и Степанава-
не - 8 баллов. Согласно карте сейсмического районирова-
26
ния территории СССР, нормативная средняя величина ин-
тенсивности в этих районах характеризовалась: для Спи-
така, Кировакана и Степанавана - 7 баллами; для Ленина-
кана - 8 баллами, т.е. интенсивность первого толчка суще-
ственно превысила норму. Спустя 4 мин 20 сек после ос-
новного толчка произошел новый толчок, интенсивностью
близкой к нормативной. Такое сочетание толчков явилось
очень неблагоприятным воздействием на здания и соору-
жения. При землетрясении проявились длиннопериодные
колебания (весьма нежелательные, особенно для высоких
зданий-9 этажей и более), а также, наряду с горизон-
тальными колебаниями грунта, довольно сильными были и
вертикальные колебания. Отношение максимальных верти-
кальных ускорений к горизонтальным достигало 0,7.
В результате действия подземной стихии практически
полностью разрушен город Спитак и большинство сел
Спитакского района. В Ленинакане разрушено более 80%
жилых, служебных и производственных помещений. Так
же сильно пострадали Кировакан, Степанаван и другие
районы. Погибли десятки тысяч людей. Эффект сейсмиче-
ского воздействия на здания и сооружения был усугублен
и многими грубыми нарушениями при их проектировании
и строительстве.
Остановимся на некоторых печальных фактах [1.7].
Основными причинами разрушения превратившихся в
кучу обломков девятиэтажных зданий (по числу повреж-
денных они на первом месте) явились: низкое качество
строительных работ; ошибки в конструкциях; сильное вер-
тикальное воздействие, на которое эти здания, согласно
действующих норм по сейсмостойкому строительству, не
рассчитывались; резонанс между грунтом и зданием, так
как период воздействия и период собственных колебаний
зданий совпали и были в пределах 0,55^0,6 с. В отноше-
нии резонанса в лучшем положении были низкие (одно-,
двух- и трехэтажные) здания и высокие сооружения (типа
телевизионной башни и дымовой трубы), у которых пери-
од собственных колебаний соответственно был значитель-
но меньше или больше, чем у сейсмической волны.
В качестве такого примера в Спитаке можно отметить
полностью сохранившуюся без малейших трещин кирпич-
ную дымовую трубу, построенную в 1950 г.
В этом сооружении соблюдены основные требования
сейсмостойкого строительства - хорошая пропорция и сим-
метрия конструкций; широкий и глубокий фундамент;
27
вдобавок труба стянута кольцевыми металлическими обру-
чами.
Отсутствие жесткого диска перекрытия, равномерного
распределения жесткости, веса в здании и нарушение
надлежащей связи между стенами разного направления
явились причиной разрушенных пятиэтажных зданий.
Касаясь каменных зданий, отметим некоторые грубые
нарушения.
В городах и селах современной Армении широко ис-
пользуется традиционная каменная кладка под названием
’’мидис". Ранее ее выполняли из двух облицовочных про-
дольных рядов с укладкой перевязанных камней. Проме-
жуточный слой состоял из известкового раствора, запол-
няемого необработанным камнем. В дальнейшем для об-
легчения веса стен расстояние между наружными рядами
камней было уменьшено, а облицовочные слои в целях мо-
нолитности кладки, связывались между собой поперечны-
ми камнями определенным шагом.
Анализ поврежденных каменных зданий показал, что
между наружными рядами отсутствуют перевязочные кам-
ни и расстояние между ними (т.е. облицовочными слоями)
сведено до абсурдного минимума. Кстати, такая кладка
была выявлена и запрещена еще при Ленинаканском зем-
летрясении 22 октября 1926 г. (магнитуда 5,4, в эпицен-
тре, в нескольких километрах от города, интенсивностью
8 баллов по шкале ИФЗ [1.12]). Безусловно, грубейшие на-
рушения в технологии возведения стен и привели при
сейсмическом толчке к тяжелым последствиям из-за рас-
слоения несвязанных рядов камней.
Пятиэтажные каменные здания возводились по проек-
там серии 1А-450 и 1А-451, разработанным институтом
Армгоспроект и рассчитанным для районов с сейсмично-
стью 7 и 8 баллов [1.23]. Последние, как отмечалось выше,
оказались несколько заниженными из-за превышения фак-
тической интенсивности сейсмического толчка. Недоста-
точная сейсмостойкость каменных зданий усугубилась и
недостаточным армированием важнейших конструктивных
элементов и узлов, отсутствием антисейсмических швов,
связи антисейсмических поясов с кладкой.
Кроме того, был нарушен принцип симметричного и
равномерного распределения жесткостей в плане зданий,
допущено уменьшение глубины опирания железобетонных
конструкций на стены, применены разнородные материа-
лы для стен в пределах этажа (туфовые камни, бетонные
28
блоки, железобетонные рамы), а также имеется ряд других
отступлений от требований норм.
25. Землетрясение силой 7,1 балла по шкале Рихтера
(по уточненным данным 18-ти сейсмических станций) по-
трясло Северную Калифорнию (США) 19 октября
1989 г. Его эпицентр находился в Санта-Крусе, в ста кило-
метрах к югу от Сан-Франциско, но подземные толчки ощу-
щались и на расстоянии около 400 км в штате Невада. По
оценкам национальной ассоциации страховых агентств, об-
щий ущерб от землетрясения (второго по своей разруши-
тельной силе после землетрясения 1906 г.) в районе
Сан-Франциско оценивается в 7,1 млрд долларов. По мас-
штабам материальных потерь этому стихийному бедствию
не было равных в истории США. Специалисты считают, что
для густонаселенного района в 6 млн человек число жертв в
несколько десятков человек довольно низкое. Важную роль
здесь сыграло высокое качество строительных конструкций,
домов. Благодаря антисейсмической' защите, уцелели все
небоскребы и многоэтажные административные здания.
К примеру, в центральной части города Санта-Крус погиб-
ли лишь 8 человек. В жилом квартале Марина в Сан-Фран-
циско из 700 домов разрушены 65, погибли 6 человек.
Таковы сведения о поведении кирпичных зданий во
время некоторых землетрясений интенсивностью от 7 до
10 баллов. Пользуясь этими данными, можно сделать неко-
торые общие выводы о сейсмостойкости зданий со стена-
ми, выполненными из кирпичной кладки.
1. Последствия этих, а также других, здесь не описан-
ных, землетрясений четко показывают, что среди различ-
ных конструкций зданий кирпичная и каменная кладки
без усилений и при плохой монолитности подвергаются во
время землетрясений наиболее тяжелым и массовым по-
вреждениям. Это связано с тем, что при землетрясении в
кладке возникают самые разнообразные сочетания нагру-
зок, включая наиболее неблагоприятные для нее динами-
ческие: изгиб, сдвиг и растяжение.1
2. На сейсмостойкость кирпичной кладки сильно влия-
ет качество материалов (раствора и кирпича), величина
сцепления раствора с кирпичом, планировочное и кон-
1 Как известно, маркированная кладка работает хорошо лишь
при действии вертикальных сжимающих усилий с небольшим эксцен-
триситетом, что соответствует обычным условиям ее работы в стенах
зданий.
29
структивное решение, плохое качество производства ра-
бот, а также грунтовые условия.
3. В связи с большим разнообразием усилий, возникаю-
щих в кладке стен во время землетрясений, в них возмож-
но возникновение самых разнообразных повреждений
(рис. 1.1). Косые трещины (1) возникают, в основном, на
сплошных участках стен и широких простенках, по-види-
мому, в связи с недостаточным сопротивлением главным
растягивающим напряжениям (Г при одновременном дей-
ствии вертикальных и горизонтальных сил S' в плоскости
стены. Горизонтальные трещины (2) возникают в простен-
ках в связи с действием вертикальных нормальных напря-
жений <то, формирующихся при одновременном действии
нормальных и горизонтальных сил в плоскости стены и из
плоскости стены. Вертикальные трещины (3), как правило,
возникают в связи с действием касательных т в плоскости
сопряжения стен и нормальных к плоскости этих сопряже-
ний напряжений, появляющихся при работе здания на из-
гиб под действием горизонтальных сейсмических сил.
В кладке возможно также перенапряжение от сжимаю-
щих усилий, в результате чего происходит ее раздавлива-
ние (4), однако, это наблюдается сравнительно редко.
4. Наряду с данными о сильных разрушениях кладки,
происходящих при землетрясении, имеются сведения и о
хорошо сохранившихся зданиях после землетрясения, что
Рис. 1.1 Образование трещин при землетрясении
в простенках кирпичного здания
1,2,3 - косые, горизонтальные и вертикальные трещины;
4 - раздавливание кладки; S’ - горизонтальная сила;
Т - сдвигающее усилие; <r, aQ и т- главные растягивающие,
нормальные и касательные напряжения.
30
обычно связано с принятием строителями ряда мер для по-
вышения сейсмостойкости зданий. В частности, отмечает-
ся повышенная сейсмостойкость армированной кладки и
кладки с хорошим сцеплениемх.
1 Интересно отметить, что в X- ХШ веках [1.2] в Средней Азии в
результате, по-видимому, многочисленных поисков не одного поколе-
ния, мастера-строители пришли к выводу о важном значении монолит-
ности кладки.
В качестве строительного раствора в конструкциях стен применя-
ли ганч (сырьем для него служит алебастр или глина). Ганч в чистом
виде не применялся из-за быстрого схватывания и поэтому смешивался
с лессовой землей или песком в пропорциях от 1:1 до 1:3. Кроме этих до-
бавок применялись еще кирпичная мука, зола и толченый древесный
уголь. Дальнейшие поиски строителей привели к тому, что к ганчу до-
бавляли казеин, молоко, верблюжью сметану "сюзьму”, шереш-порошок;
получаемый из высушенных корней растений. Поиски новых связую-
щих, более пластичных, чем ганч, привели к применению неизвестной
нам смолы с песком и лессовой землей. Этот раствор обнаружен в мав-
золее Ходжи Ахмеда Яссави. Сцепление оказалось столь велико, что
было трудно отделить один ряд кладки от другого. Лабораторный ана-
лиз смолы показал, как описывает Н. М. Бачинский, что она расти-
тельного происхождения и сохраняет липкость в течение очень многих
лет.
Иногда между последним рядом кирпичной кладки цоколя и выше-
лежащей стеной укладывались камышовые пояса. По цоколю уклады-
вали также обвязку из брусьев. Камышовый пояс играл роль не только
армирующего кладку, но и амортизатора, иногда в какой-то мере сни-
жающего сейсмическую нагрузку.
Комплекс памятника Ходжи Ахмеда Яссави, с его мавзолеем, по-
строенный в конце XIV века в Туркестане (Казахская ССР), является
выдающимся памятником средне-азиатского зодчества, охраняемым в
настоящее время международной организацией ЮНЕСКО. В 1819 г.
г. Туркестан был присоединен к владениям Кокандского ханства, и
этот памятник в числе других цитаделей включили в состав укрепле-
ний от врагов. В 1846 г., когда правитель Туркестана несколько меся-
цев отсиживался за крепостной стеной от кокандских войск, предводи-
тель осаждавших Азиз Парванчи отдал распоряжение залить водой от
запруженных арыков мавзолей Ходжи Ахмеда. Весь комплекс долгое
время был затоплен. Мавзолей частично пострадал также от снарядов в
1864 году при трехдневной осаде города русскими войсками. Фунда-
менты под стенами в различных частях памятника отличаются друг от
друга либо в конструктивном отношении, либо глубиной заложения и
имеют неравномерные напряжения в них самих (фундаментах) от 0,4
до 0,6 МПа (от 4 до 6 кгс/см*) в высокой части памятника и от 0,2 до
0,35 МПа (от 2 до 3,5 кгс/смг) в низкой его части. Кроме того, пери-
одически происходило естественное смачивание основания атмосфер-
ными осадками, стекающими с крыши и скапливающимися в понижен-
ных участках отмостки.
31
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ I
1. Андреев О. О. и др. Результаты предварительного инженер-
ного анализа последствий Карпатского землетрясения 31 августа
1986 г. на территории Молдавской ССР/Андреев 0. 0., Бур-
гман И. Н., Жаров А. М., Алексеенков Д. А.//Экспресс-информ.
ВНИИИС Госстроя СССР. Сер.14. Строительство в особых условиях.
Сейсмостойкое строительство. Вып.2. М., 1987. С.24 - 29.
2. Бачинский И. М. Антисейсмика в архитектурных памятни-
ках Средней Азии. М.-Л.: Изд. АН СССР, 1949. 48 с.
3. Выховский В. А. и др. Сейсмостойкие сооружения за
рубежом/Быховский В. А., Завриев К. С., Медведев С. В., Насо-
нов В. Н., Поляков С. В., Синицин А. П., Айзенберг Я. М., Боб-
ров Ф. В., Чураян А. Л., Дузинкевич С. Ю./Под ред. В. Н. Насонова.
М.:Стройиздат,1968. 223 с.
4. Джабуа Ш. А., Полякове. В. Повреждения зданий при земле-
трясении в г. Скопле//Жилищное строительство. 1965. J'S 2. С.28-31.
5. Жаров А. М. и др. Поведение жилых домов в Газли при зем-
летрясении 19 (20) марта 1984 г./Жаров А. М., Мелентьев А. М.,
Ржевский В. А., Узлов С. Т.//Экспресс-информ. ВНИИИС Госстроя
СССР. Сер.14. Строительство в особых условиях. Сейсмостойкое стро-
ительство. Вып.9. М., 1984. С.6-11.
6. Жунусов Т. Ж. и др. Повреждения зданий и сооружений в
Джамбуле при землетрясении 10 мая 1971 г./Жунусов Т. Ж., Аубаки-
ров А. Т., Ашимбаев М. У., Буданов В. И., Бучацкий Е. Г.
Алма-Ата: Казахстан, 1974. 139 с.
7. Кириков Б. А. Проблемы, кажущиеся маловажными//Совет-
ское искусство (на арм.языке). Ереван, 1989. JS 7. С.2 -6.
8. Корчинский И. Л. и др. Сейсмостойкое строительство зда-
ний: Учеб.пособие для вузов/Корчинский И. Л., Бородин Л. А., Грос-
сман А. Б., Преображенский В. С., Ржевский В. А., Ципенюк И. Ф.,
По всем этим причинам происходили неравномерные осадки грун-
тов основания, что привело к сложно-напряженному состоянию кладки
стен, в результате которого в ней появились значительные осадочные
трещины.
В разные годы проводились частичный ремонт и усиление отдель-
ных частей мавзолея, но полностью восстановить его не удалось. Ми-
нистерством культуры Казахской ССР осуществлялись работы по пол-
ной реставрации этого памятника.
В 1975 г. состояние несущих конструкций памятника было подвер-
гнуто обследованию, в том числе и определению сцепления. В среднем
оно по результатам обследований автора оказалось равным 0,115 МПа
(1,15 кгс/см^), что почти соответствует величине, требуемой современ-
ными нормами по сейсмостойкому строительству II категории кладки.
32
Шепелев В. Ф./Под ред. И. Л. Корчинского. М.: Высшая школа, 1971.
320 с.
9. Мартемьянов А. И., Бургман И. Н., Килимник Л. Ш. Ре-
зультаты предварительного инженерного анализа последствий Кайрак-
кумского землетрясения 13 октября 1985 г.//Экспресс-информ.
ВНИИИС Госстроя СССР. Сер.14. Строительство в особых условиях.
Сейсмостойкое строительство. Вып.6. М., 1986. С.2 -9.
10. Медведев С. В., Карапетян Б. К., Быховский В. А. Сей-
смические воздействия на здания и сооружения. T.I/Под общей ред.
С. В. Медведева. М.: Стройиздат, 1968, 192 с.
11. Оразымбетов Н. О., Сердюков М. М.. Шанин С. А. Ашха-
бадское землетрясение 1948 г. М.: Госстройиздат, 1960. 307 с.
12. Поляков С. В. Последствия сильных землетрясений. . М.:
Стройиздат, 1978. 311 с.
13. Поляков С. В. Сейсмостойкие конструкции зданий: Учеб, по-
собие для вузов. М.: Высшая школа, 1969. 333 с.
14. Поляков С. В. Сейсмостойкие конструкции зданий. (Основы
теории сейсмостойкости): Учеб, пособие для вузов. М.: Высшая школа,
1983. 304 с.
15. Поляков С. В. и др. Карпатское землетрясение 4 марта
1977 г. и его последствия на территории СРР/Поляков С. В., Айзен-
jepr Я. М., Жаров А. М., Черкашин А. В.//Реф. информ. ЦИНИС
"осстроя СССР. Серия XIV. Сейсмостойкое строительство. Вып.8. М.,
977. С.39-42.
16. Поляков С. В. и др. Проектирование сейсмостойких зданий.
".Ш/Поляков С. В., Бобров Ф. В., Быченков Ю. Д., Джабуа Ш. А.,
(узинкевич Ю. С., Коноводченко В. И., Мартемьянов А. И., Пав-
1ЫК В. С., Парамзин А. М., Чураян А. Л./Под ред. С. В. Полякова.
М.: Стройиздат, 1971. 256 с.
17. Поляков С. В., Жунусов Т. Ж., Килимник Л. Ш. Предвари-
ельные результаты инженерного анализа последствий Газлийского
емлетрясения 19 (20) марта 1984 г.//Экспресс-информ. ВНИИИС
'осстроя СССР. Серия 14. Строительство в особых условиях. Сейсмо-
гойкое строительство. Вып.9. М., 1984. С.1-6.
18. Поляков С. В., Фалевич Б. Н. Каменные конструкции: Учеб.
?собие для вузов. М.: Госстройиздат, 1960. 307 с.
19. Последствия Карпатского землетрясения 4 марта 1977 г. на
ерритории СРР/Поляков С. В., Айзенберг Я. М., Жаров А. М., Чер-
ашин А. В.: Обзор/ЦИНИС Госстроя СССР. М., 1979. 53 с.
20. Рассказовский В. Т., Рашидов Т. Р., Абдурашидов К. С.
^следствия Ташкентского землетрясения. Ташкент: Фан, 1967. 144 с.
21. Сафаргалиев С. М., Аубакиров Г. Т., Кравченко А. А. Ана-
из поведения общественных и жилых зданий, а также вспомогатель-
ых строений при Жаланаштюпском землетрясении//Исследования
33
сейсмостойкости сооружений и конструкций: Труды Казпром-
стройНИИпроекта. Вып. 11(21)/Под ред. Т. Ж. Жунусова. Алма-Ата:
Казахстан, 1979. С.36-47.
22. Цшохер В. О., Выховский В. А. Антисейсмическое стро-
ительство //Центральная строительная библиотека и редакция жур-
нала "Наше строительство". М., 1937. 344 с.
23. Черкасов В. М. Итоги государственной комиссии//Жилищ-
ное строительство. 1989. >8 10. С.13-17.
24. Штейнбругге К., Моран Д. Инженерный анализ послед-
ствий землетрясений 1952 г. в Южной Калифорнии/Пер. с англ. М.:
Госстройиздят, 1957. 270 с.
ГЛАВА II
МЕТОДЫ УСИЛЕНИЯ И ПОВЫШЕНИЯ
СОПРОТИВЛЯЕМОСТИ
КИРПИЧНОЙ КЛАДКИ ДЛЯ ВОСПРИЯТИЯ
СЕЙСМИЧЕСКИХ НАГРУЗОК
Одним из решающих условий для повышения сейсмо-
стойкости зданий из кирпича и мелкоштучных камней,
возводимых в сейсмических районах, является обеспече-
ние высокого сцепления кирпича (камня) с раствором.
На величину сцепления оказывает влияние ряд факто-
ров [11.44]. В частности, конструкция, вид, состояние по-
верхности и форма кирпича. С целью изучения влияния
формы кирпича на сцепление в кладке автором под руко-
водством и при участии проф. С. В. Полякова в ЦНИИСК
им. В. А. Кучеренко были разработаны конструкции кир-
пича: 1) фигурного обожженного глиняного и 2) силикат-
ного с волнистой поверхностью. Формы кирпича обеспечи-
вают увеличение площади контакта его с раствором, а
также создают шпоночный эффект при сдвиге вдоль гори-
зонтального шва [11.52,57,66 - 69,73].
Прежде, чем перейти на методы усиления кладки,
остановимся на некоторых специальных формах кирпича,
изготовленных в нашей стране, и на отдельных результа-
тах величин сцепления, полученных при применении тако-
го вида кирпича, а также на ряде зарубежных патентов по
изготовлению кирпича, отличающегося от обыкновенного.
1. Фигурный глиняный кирпич имеет пазы глубиной
15 мм по всей толщине (рис. II.1). Такой кирпич в количес-
тве 10 тыс.шт. был изготовлен в г. Душанбе. Сечения пазов
соответствуют четверти круга, полукругу и трапеции.
Применение фигурного кирпича позволяет производить
надежную перевязку кладки стен, простенков и столбов с
установкой в теле ее вертикальной арматуры (рис. II.2).
Установка вертикальной арматуры в теле кладки при при-
менении обыкновенного кирпича, как известно, настолько
трудна, что практически не применяется. Пазы фигурного
кирпича, заполненные раствором, образуют шпонки, уве-
личивающие сопротивление кладки сдвигу или отрыву.
як
Рис. II.4. Силикатный кирпич, изготовленный
на опытном заводе ВНИИСтром:
а волнистый; б и в - пустотелый с гладкой и волнистой по-
верхностью по нижним постелям.
с шагом 25 мм перпендикулярно к ложковым граням кир-
пича и параллельно к тычковым. Изготовление силикатно-
го кирпича с волнистой поверхностью по одной постели не
вызвало большого усложнения в существующей техноло-
гии производства обыкновенного кирпича.
Для этого обычные пластины прессштампа с гладкой
поверхностью заменены на пластину с волнистой повер-
хностью (рис.П.5).
Из-за кругового вращения механической щетки на повер-
хности пластины через определенное время накапливаются
остатки неочищенной сырьевой массы. Поэтому приходится
останавливать пресс и очищать поверхность пластины.
В дальнейшем, по-видимому, надо изменить направление
кругового движения щетки на встречное повороту стола.
Для получения рифлений по обеим ложковым граням
кирпича нужно нанести такие же поверхности на плиту
контрштампа, что, однако, значительно усложнит переос-
настку действующего оборудования. В этой связи, учиты-
вая, что в кладке отмечается различное по качеству сцеп-
ление растворного шва с нижним и верхним кирпичом, по-
лагаем целесообразным использование кирпича с рифлени-
ем одной ложковой поверхности.
Испытания показали, что применение фигурного и пус-
тотелого кирпича, а также кирпича с волнистой поверхно-
стью приводит к повышению прочности сцепления в клад-
ке [11.57,68,69,73].
Статическая .Я3 (Я1) и динамическая Я0 д (Я* при
п — 102 цикла) прочность нормального сцепления в кладке
из фигурного кирпича (Яр оказалась гораздо большей (до
35%), чем в кладке из обыкновенного кирпича (Яр. .
Сцепление в 2-месячном возрасте на литом растворе
марки 60 -75 из увлажненного кирпича составили:
Я1 ,= 0,209; Я1 =0,158;Я1 =0,163иЯ* =0,122 МПа
ОУ/.ф 9 1 сц.о 9 9 д.ф 9 9л 9
или соответственно 2,09; 1,63 и 1,22 кгс/см2.
Влияние конструкции фигурного кирпича на величину
касательного сцепления в опытах не отмечено.
Применение волнистого и пустотелого кирпича повыси-
ло предел прочности сцепления кладки в возрасте 80 дней
соответственно на 9,5 и 17%, а в возрасте более года
(420-460 дней)-на 46 и 89% по сравнению с кладкой из
обыкновенного кирпича. Все образцы в возрасте 80 дней
имели нормальное сцепление, которое удовлетворяет тре- •
бованиям, предъявляемым СНиП к 3-й категории кладки,
39
Рис. II.5. Конструкция стальной пластины прессштампа.
40
т.е. согласно действовавшим СНиП П - А.12 - 69 в пределах
0,12>Яв >0,06 МПа. Прочность сцепления образцов из пус-
тотелого и волнистого кирпича в возрасте более года соот-
ветствовала 1-й и 2-й категории кладки. Касательное сцеп-
ление в образцах из пустотелого кирпича и с волнистой по-
верхностью было соответственно в 2,2 и 3 - 3,3 раза больше,
чем в образцах из обыкновенного кирпича [11.73]. Испытание
группы образцов из этой серии в возрасте около трех лет
подтвердило также эффективность применения кирпича с
волнистой поверхностью и с пустотами, и наоборот, необхо-
димость ограничения или недопущения применения кирпи-
ча с гладкой поверхностью [П.69].
В зарубежном строительстве широко используют кир-
пич специальной формы, который имеет рифления, пазы,
пустоты сквозные. С помощью такого кирпича в кладке
можно укладывать вертикальную и горизонтальную арма-
туру, бетонный сердечник, а также создать в ней "шпоноч-
ное” соединение в контактной зоне кирпича и раствора
(рис.П.6^П.11)[П.(86-91)].
Таким образом, приведенные формы кирпича в значи-
тельной мере могут повысить сцепление в кладке и тем
самым повысить сопротивляемость кладки отрыву и сдви-
гу, возникающим в стенах при землетрясениях.
Рассмотрим основные меры (методы), направленные на
повышение сейсмостойкости зданий с несущими кирпич-
ными стенами.
В общем случае антисейсмические меры направлены, с
одной стороны, на усиление связей между отдельными
конструктивными элементами для обеспечения их совмес-
тной работы, с другой-на усиление прочности самих не-
сущих конструкций.
Существуют различные методы усиления и повышения
сопротивляемости кладки для восприятия сейсмических
нагрузок.
При всем их разнообразии эффект от специальных уси-
лений может быть достигнут только при высоком качестве
работ и обеспечении высокого сцепления между кирпичом
и раствором, которые являются из опыта прошедших зем-
летрясений решающими для сейсмостойкости кладки.
Прочного кирпичных зданий, проектируемых для
строительства в сейсмических районах, должна быть под-
тверждена расчетами на действие сейсмических нагрузок.
При этом независимо от расчета обязательно должны
соблюдаться основные конструктивные требования норм,
61336 41
Рис. II.6. Кладка из фигурного кирпича (в,г,д), уси-
ленная продольной арматурой (7) и бетонным сер-
дечником (81 США, патент 2,881,613 [П.86].
направленные на сейсмозащиту зданий. Конструктивные
требования, согласно норм по сейсмостойкому стро-
ительству, касающиеся формы, габарита зданий, катего-
рии кладки, основных несущих частей зданий, устройства
антисейсмических швов, поясов, монолитных обвязок, уси-
ления сопряжения стен и т.д., излагаются в следующей
главе. Поэтому здесь остановимся на основных методах
усиления и повышения прочности кладки, когда, согласно
расчета на действие сейсмических нагрузок, она работает
на внецентренное сжатие, изгиб, главные растягивающие
напряжения, срез и т.д., имеет недостаточную несущую
способность. Это связано с тем, что в обычных условиях
работы кладка в основном, воспринимает статически дей-
ствующие вертикальные сжимающие нагрузки с неболь-
шим эксцентриситетом, а при землетрясениях в кладке
42
могут возникнуть разнообразные сочетания нагрузок,
включая изгиб, сдвиг и растяжение. При этом кладка хоро-
шо работает на действие сжимающих усилий и значитель-
но, хуже воспринимает растягивающие и сдвигающие уси-
лия.
Поэтому для повышения сейсмостойкости кладки при-
меняют различные методы ее усилений.
Рис. П.8. Фасонный кирпич с рифлениями и пазами. Индия, па-
тент 25А, 37338 [11.88].
43
,2
Рис. П.9. Кладка из
пустотелого кирпича с
горизонтальным ар-
мированием. США,
патент 2,929,238
[11.89].
При недостаточной несущей способности сечения клад-
ки при том или ином напряженном состоянии повысить ее
прочность можно путем увеличения сечения, повышения
марки раствора либо кирпича, или одновременно марок
раствора и кирпича.
Однако эти пути не всегда дают желаемые результаты,
и поэтому применяют специальные методы усиления клад-
ки, вводя в ее сечение более прочные материалы.
В практике строительства существуют следующие ви-
ды (методы) усиления кирпичных зданий:
а) поперечное (сетчатое) армирование с расположением
сеток в горизонтальных швах кладки;
б) продольное армирование с расположением арматуры
по высоте кладки;
в) введение в кладку железобетонных элементов (ком-
плексные конструкции);
г) усиление обоймами.
Усиление каменной кладки арматурой выполняется из
стали в соответствии с требованиями норм для железобе-
тонных конструкций [11.77] и дополнительно - норм для
каменных конструкций пп.2.6, 3.19, 3.20, 6.75 [11.78] и
пп.5.1 5.5, 5.7-5.40 [IV.8].
44
Рис. П.10. Усиление кладки бетонным вкла-
дышем (7), уложенным в горизонтальных па-
зах кирпича по всей его длине (5). США, па-
тент 2,097,821 [11.90].
Сетчатое армирование кладки применяется для уси-
ления центрально и внецентренно сжатых элементов при
малых эксцентриситетах, не выходящих из ядра сечения,
т.е. когда в сечении отсутствуют растягивающие напряже-
ния (е0= 1=0,17/1=0,331/ -для прямоугольных сечений) и
6
малой гибкости — <15 -для прямоугольных сечений
h
или /Ц= 1<53 -для сечений произвольной формы). Здесь
i
даны следующие обозначения г:
е0- эксцентриситет расчетной продольной силы N от-
носительно центра тяжести сечения;
h — меньший размер прямоугольного сечения;
1 Здесь и далее, наряду с новыми буквенными обозначениями вели-
чин по стандарту СТ СЭВ 1565-79 [IV.16], в целях облегчения пользо-
вания ими в скобках приведены прежние обозначения, которые приме-
няются в некоторых действующих нормах проектирования и других ис-
точниках.
Рис. П.11. Стро-
ительный кир-
пич с гофриро-
ванным желоб-
ком (8а)и со
штифтом (3).
США, патент
2,844,022
(II.91].
у - расстояние от центра тяжести сечения элемента до
его края в сторону эксцентриситета;
лл(/? ) и Ъ(лг ) - гибкость элемента;
пр пр 7
10-расчетная высота (длина) элемента, определяемая
согласно указаниям п.4.3 [11.78];
г(г)="|/ — - наименьший радиус инерции сечения
V А
элемента;
J-момент инерции сечения;
A^F) - площадь сечения элемента.
При гибкости или эксцентриситете, имеющем величины
выше указанных, сетчатое армирование не повышает несу-
щей способности элементов.
При сжатии кладки в ней возникают деформации уко-
рочения и удлинения (поперечного расширения - растяже-
ния) соответственно в продольном и поперечном направле-
46
ниях. Ограничение поперечных деформаций растяжения
приводит к уменьшению продольных деформаций и повы-
шению прочности кладки.
Одним из способов уменьшения поперечных деформа-
ций является сетчатое армирование кладки. Сущность
этого метода усиления состоит в том, что в горизонталь-
ные швы кладки через определенное число рядов уклады-
вают сетки, которые, обладая более высоким модулем уп-
ругости. чем кладка, препятствуют ее поперечному расши-
рению (препятствуют вертикальному расслаиванию клад-
ки), а потому увеличивают ее несущую способность.
При значительном количестве сетчатой арматуры в
кладке ее несущая способность повышается до 2 - 3 раз.
Применяют два типа сеток: квадратные или прямо-
угольные (с перекрестными стержнями) диаметром
3-6 мм (пп.4.30 и 6.77 [11.78] или пп.5.11-5.15 [IV.8]), ук-
ладывая их в горизонтальных швах кладки на расстоянии
$ не реже, чем через 5 рядов (или 40 см) кладки
(рис. 11.12). Расстояние с между стержнями сетки (размер
ячейки сетки) должно быть не более 12 см и не менее
3 см (пп.6.76 и 6.77 [11.78]). Сетки типа ’’зигзаг”, приме-
нявшиеся до недавнего времени, имеют диаметр 8 мм
(пп.5.11 и 5.14 [11.65]). Их укладывают в двух смежных ря-
дах кладки так, чтобы направление стержней в них было
взаимно перпендикулярно. Две уложенные таким образом
сетки ’’зигзаг" равнозначны одной прямоугольной сетке
(п.5.16 [11.65]) i.
Сетки изготовляют из арматурной стержневой стали
горячекатанной круглой гладкой класса A-I и проволоч-
ной стали обыкновенной периодического профиля холод-
нотянутой низкоуглеродистой класса Вр-I (п.2.6 [11.78],
п.2.17 [П.77] и п.5.5 [IV.8]). Количество сетчатой армату-
ры, учитываемое в расчете столбов и простенков, должно
быть не менее 0,1% объема кладки (п.6.75 [11.78]). При рас-
положении сеток реже чем через 5 рядов (40-45 см),
влияние их на прочность кладки незначительное, и такое
армирование рассматривают как конструктивное. Марка
раствора, применяемая для армокаменных конструкций,
'должна быть не менее 50, камня-не менее 35 и кирпи-
1 Сетки типа "зигзаг" описываются в работах [11.58, 62 и др.], вклю-
чая и "Руководство..." [11.65], действовавшее до выхода "Пособия...”
: У.8|. По-видимому, в целях упрощения типов сеток, в действующих
нормативных документах [11.78, IV.8] сетки ’’зигзаг” не приводятся.
47
Рис. П.12. Поперечное
(сетчатое) армирование
кладки:
а - прямоугольными сетками;
б - сетками типа "зигзаг";
1 - выпуски арматуры для
контроля укладки сетки.
на-не менее 75 (п.5.2 [IV.8]). Для контроля укладки сеток
их изготовляют таким способом, чтобы отдельные стержни
выступали на 5 мм из плоскости швов кладки. Перед ош-
тукатуриванием концы этих стержней загибают.
Анализ последствий землетрясений показывает, что
наиболее уязвимым местом в здании при сейсмических
воздействиях являются участки сопряжения продольных и
поперечных стен, где концентрируются напряжения, вызы-
вая срез и отрыв стен одного направления от стен другого
направления.
Для улучшения связи стен различного направления в
их сопряжениях, независимо от расчета, согласно норм по
сейсмостойкому строительству, должны укладываться ар-
матурные сетки с площадью сечения не менее 1 см2, дли-
ной 1,5 м, через 70 см по высоте при расчетной сейсмич-
ности 7-8 баллов и через 50 см-при 9 баллах (п.3.46
[11.80]). Детали усиления кирпичных стен, применяемые в
практике строительства в сейсмических районах, показа-
ны на рис. 11.13. Более подробно о конструктивном уси-
лении других участков стен кирпичных зданий, возводи-
мых в сейсмических районах, а также о расчете кирпич-
ных стен с сетчатым армированием излагается в следу-
ющей главе.
48
Рис. 11.13. Детали усиления кладки в местах сопряжения
продольных и поперечных стен:
а в углах; 6 в пересечениях; 1 сварная сетка через 50 70 см по вы-
соте стены.
Продольное армирование является одним из основ-
ных способов усиления кладки, подвергающейся действию
сейсмических воздействий, крановых нагрузок и т.д. и
применяется преимущественно для восприятия растяги-
вающих усилий в кладке в изгибаемых, растянутых и вне-
центренно сжатых элементах с большим эксцентриситетом
(^>1 = 0.332/), а также для повышения прочности и уе-
6
тойчивости в гибких (тонких) стенах, перегородках при
— >15и ->53 независимо от величины эксцентриситета,
h i
когда поперечное армирование неприменимо.
Продольная арматура может быть установлена как сна-
ружи (в штукатурном слое раствора без паза или в специ-
альном пазе, борозде штрабе кладки) так и внутри
1 Расположение продольной арматуры только снаружи кладки,
рассматривается в работе |IV.8|
кладки (рис. 11.14). Внутреннее расположение арматуры
лучше защищает ее от внешних воздействий и рекоменду-
ется поэтому в случаях, когда кладка работает в условиях
высоких температур или агрессивной среды. При этом ус-
тановка арматуры в теле кладки при применении обыкно-
венного кирпича настолько трудна, что практически не
применяется. Однако процесс производства работ при
внутреннем армировании кладки можно облегчить, приме-
няя рассмотренные виды кирпича со специальными пазами
для пропуска арматуры или используя фигурный кирпич,
разработанный нами применительно для такого случая,
рис. II. (1-ьЗ).
В обычных условиях работы целесообразно и удобно
укладывать арматуру кладки снаружи. Кроме того, по
сравнению с внутренним расположением, при внешнем
армировании увеличивается плечо внутренней пары сил,
что повышает несущую способность сечения кладки и
тем самым позволяет более эффективно использовать ар-
матуру.
Продольное армирование выполняется в виде сварного
или вязанного каркаса, состоящего из продольной армату-
ры (рабочей и конструктивной) и хомутов. Площадь сече-
ния рабочей арматуры определяют расчетом, и она учиты-
вается в расчете поперечного сечения столбов простенков.
Рис. П.14. Продольное армирование кир-
пичных конструкций (столбов, стен и др.):
а наружное расположение арматуры ><*-< паза и в
пазе кладки; б внутреннее расположение арма-
туры; 1 продольная арматура; 2 хомуты;
3 раствор-
Эту арматуру располагают по коротким сторонам сечения
кладки. Расстояние между осями продольных (вертикаль-
ных) и горизонтальных стержней или между арматурными
поясами и стойками не должно превышать 8h, где
h -толщина стены (п.5.8 [IV.8]). Поэтому, при необходи-
мости, для соблюдения этого условия, по длинной стороне
сечения кладки устанавливают конструктивную продоль-
ную арматуру, которая не учитывается в расчете.
Хомуты устанавливаются конструктивно без расчета.
Они обеспечивают проектное положение продольных стер-
жней и удерживают их от бокового выпучивания.
Вязанные каркасы по сравнению со сварными имеют не-
которые преимущества, так как в них хомуты, передвигая
их при возведении кладки, можно точно совмещать с гори-
зонтальным швом кладки.
Для продольной арматуры применяются стержни из ста-
лей горячекатанной круглой гладкой класса A-I и пери-
одического профиля класса А-II, а также обыкновенная
стальная проволока холоднотянутая периодического про-
филя класса Bp -1 с учетом для них коэффициента условий
работы усз (пп.2.6, 3.19, табл. 13 [11.78], п.2.17 [11.77] и п.5.5
[IV.8]). Хомуты выполняют из сталей классов А —I, А - II,
Вр-I (пп.2.6, 3.19, табл. 13 [11.78]) или проволоки обыкно-
венной арматурной холоднотянутой гладкой класса В I
(п.2.17 [11.77]), диаметром 3-8 мм [11.58]. Шаг хомутов при
расположении арматуры снаружи должен быть не реже чем
через 30 d (п.5.9 [IV.8]) и при расположении внутри не бо-
лее 20 d, где d- диаметр продольной арматуры. В обоих
случаях шаг хомутов должен быть кратным высоте ряда
кладки и не превышать 50 см [11.58]. В местах стыковки про-
дольной арматуры хомуты ставиться через 10 d [11.58].
Продольные стержни (ненапрягаемая арматура) по
длине могут соединяться стыковой или дуговой сваркой и
внахлестку (без сварки). В заводских условиях для соеди-
нения стержней диаметром 10 мм и более применяют кон-
тактную стыковую сварку. На монтаже арматуры для сое-
динения встык стержней диаметром 20 мм и болев приме-
няют дуговую ванную сварку, а меньшего диаметра - дуго-
вую сварку с накладками с четырьмя фланговыми швами
длиной 1Ш = 4d или с односторонним расположением швов
л- удлиненными накладками l,u~-=$d (§1.2 [П.2],
тп.5.32-5.36 [11.77]). Арматурные стержни допускается
оединять внахлестку в тех местах, где прочность армату-
эы используется не полностью. Длина перепуска стержней
51
(1ж) составляет L>20(i и£н>50й соответственно для сжа-
тых и растянутых стержней (§ 1.2 [II.2], [11.25, 62]). Глад-
кие стержни на концах должны иметь крюки. Концы го-
ризонтальных и вертикальных стержней рекомендуется
заделывать в устойчивые прилегающие конструкции (ка-
питальные стены, колонны, обвязочные балки и т.п.) и за-
анкеривать (п.5.9 [IV.8]). Длину заделки растянутых стер-
жней принимают не менее (30-35) d [11.25].
Количество арматуры, учитываемой в расчете столбов
и простенков, должно составлять не менее: для сжатой
продольной арматуры —0,1% и для растянутой — 0,05% от
площади сечения кладки (п.5.17 [IV.8]). При знакоперемен-
ной нагрузке, вызывающей двусторонние, растягивающие
напряжения, арматуру устанавливают с обеих сторон се-
чения. Такое напряженное состояние кладки наиболее ха-
рактерно для условий ее работы при сейсмических воздей-
ствиях. При однозначной нагрузке устанавливается оди-
ночная продольная арматура только с растянутой стороны
сечения (п.5.9 [IV.8]).
Марка раствора для армокаменных и комплексных кон-
струкций принимается не ниже 50. Защитный слой цемен-
тного раствора для армокаменных конструкций с армату-
рой, расположенной снаружи кладки, должен иметь тол-
щину (от внешней грани рабочей арматуры) не менее ука-
занной в табл. П.1 (п.5.7, табл. 8 [IV.8]).
Таблица II.1
Толщина защитного слоя цементного раствора
для армокаменных конструкций
Защитный слой (мм) для конструкций,
расположенных
Армированные конструкции в помещениях с нормальной влажностью на открытом воздухе во влажных и мок- рых помещениях, а также в резер- вуарах, фунда- ментах и т.п.
Балки и столбы 20 25 30
Стены 10 15 20
Вертикальное армирование нашло широкое применение
в зарубежном сейсмостойком строительстве, например, в
52
Новой Зеландии, Индии, Японии, Калифорнии и других
странах.
В 1931 г. Холгейтом были поставлены опыты по изуче-
нию прочности армированной кладки. Эти данные были
изложены в докладе инженера Л. Кенна на III Междуна-
родной конференции по сейсмостойкому строительству,
состоявшейся в 1965 г. в Новой Зеландии [1.3]. Для опыт-
ных образцов применялись два вида кирпича со специаль-
ными пазами. Последние имели прямоугольную форму раз-
мером в плане 22x51 мм и располагались по одной ложко-
вой грани кирпича. Такой кирпич позволял устанавливать
в теле кладки вертикальную арматуру диаметром 16 мм.
Кроме того, этот кирпич имел поперечные бороздки для
повышения монолитности кладки.
Образцы имели толщину 23 см и были изготовлены на
цементном растворе 1 : 3 (рис. II.15). Вертикальная арма-
тура устанавливалась через 90 см друг от друга и заделы-
валась в железобетонную раму. Испытание образцов вы-
полнялось при равномерном статическом нагружении пер-
пендикулярно плоскости стены.
Опытные данные показали, что трещины в неармиро-
ванных и армированных образцах появились примерно при
одинаковой нагрузке (разница составляет 28%). Однако
при этом неармированные образцы полностью разруши-
лись, а армированные продолжали нести нагрузку. На ос-
новании этих опытов Холгейт настоятельно рекомендует
применять вертикальное армирование кладки.
Такая конструкция в дальнейшем была использована в
наружных стенах кирпичного здания железобетонного
Рис. 11.15. Деталь кир-
пичной кладки в опытах
Холгейта (Новая Зелан-
дия):
1 - вертикальная арматура
диаметром d =16 мм;
2 - кирпич А; 3 - кирпич В;
4 - стержень из нержавеющей
стали d » 10 мм для связи с
несущим каркасом.
53
вокзала высотой 6 этажей в г. Веллингтоне. Стены вокза-
ла полностью сохранились после землетрясения в этом
районе силою 5-7 баллов.
На Западе США, в Калифорнии (Сан-Диего, Портлан-
де, Сан-Франциско и других районах) армокаменные несу-
щие стены (из бетонных блоков или глиняного кирпича)
применяют в зданиях высотой от 8 до 13 этажей [11.83].
Предел прочности каменных блоков при сжатии в этих
зданиях доходит до 28 МПа (280 кгс/см2). а сама кладка
из таких блоков имеет прочность 21 МПа (210 кгс/см2).
В Единых строительных нормах США 1970 г. показатель
прочности блоков увеличен до 42 МПа (420 кгс/см2), в то
время как ранее он составлял всего 9,5 МПа (95 кгс/см2).
Данные по прочности кирпича в работе не приведены. Од-
нако, судя по прочности блоков, для зданий используют
такой же высокопрочный кирпич. Для кладки применяют
высокопрочный жидкий цементный раствор с осадкой ко-
нуса 25 см и прочностью не менее прочности стенового
блока. Расход цемента в растворе составляет от 390 до
420 кг/м3. Раствор испытывается на сжатие непосред-
ственно в кладке, которая поглощает избыток воды (иначе
прочность раствора снизится примерно в два раза).
Стальная арматура включает вертикальные и горизон-
тальные стержни с площадью 0,2% от поперечного сечения
стены (в месте наименьшего1 сечения). Такой процент ар-
мирования, обязательный для районов с наибольшей веро-
ятностью землетрясения (например, Калифорнии), может
быть получен при расположении вертикальной и горизон-
тальной стержневой арматуры диаметром 13 мм и через
60 см в стене из пустотелых высокопрочных блоков тол-
щиной 20 см или при расположении вертикальной стер-
жневой арматуры диаметром 19 мм с шагом 120 см и двух
горизонтальных стержней диаметром 13 мм в связующих
балках, расположенных через каждые 120 см. Возможны и
другие варианты, обеспечивающие получение указанного
размера армирования 0,2%. Вертикальная арматура долж-
на быть установлена непрерывно от фундамента до верха
здания, а горизонтальная по его периметру или, по край-
ней мере, между вертикальными несущими элементами.
Такое усиление кладки вертикальной арматурой при-
меняется в различных типах зданий с конструктивной схе-
мой, предусматривающей продольные и поперечные несу-
щие каменные стены, которые воспринимают горизонталь-
ные нагрузки. До начала строительства здания, согласно
54
Единых строительных норм, должно быть испытано пять
опытных фрагментов кладки и в процессе возведения
здания - дополнительно по три фрагмента на каждые
460 м2 каменной кладки. Прочность блоков и раствора
должна быть на 30 - 35% выше прочности каменной клад-
ки. Например, для кладки прочностью 21 МПа
(210 кгс/см2), предел прочности блока и раствора должен
составлять 27-28 МПа (270-280 кгс/см2). Фрагмент
кладки может быть, например, высотой и длиной 40 см и
толщиной в один блок. Испытания этих образцов выполня-
ются с целью подтверждения и обеспечения расчетной
прочности каменной кладки. Они испытываются в возрасте
28 суток.
Кладка с продольной (вертикальной) арматурой при
наличии хорошего сцепления в отношении сейсмостойкос-
ти может конкурировать с наиболее сейсмостойкими кон-
струкциями, включая конструкции из монолитного желе-
зобетона. В сейсмостойком строительстве Индии, где по
экономическим соображениям стальные и железобетонные
конструкции используются ограниченно, кирпичная клад-
ка широко применяется для несущих стен зданий. Пре-
имущества армированной кладки перед другими кон-
струкциями описывают Хомман и Бурридж [1.13]: "Иссле-
дования в области армированной кладки показали на-
столько положительные результаты, что она сейчас же бы-
ла применена при строительстве большой группы прави-
тельственных построек, большого госпиталя, университе-
та, банка и других зданий на всей территории Индии.
Многие армокирпичные здания Индии перенесли сильные
толчки при землетрясениях.
При этом кладка с вертикальной арматурой показала
высокую сейсмостойкость, в то время как другие конструк-
ции разрушились. В связи с этим даже в высокосейсмиче-
ских активных районах армокирпичная кладка находит
широкое применение”.
Несущую способность образцов кладки, усиленной про-
дольной арматурой, исследовал В. А. Камейко [II.24]. Экс-
периментально им было получено, что к моменту достиже-
ния предела текучести стали сопротивление кладки ис-
пользуется не полностью, а примерно лишь на 85%, после
чего совместная работа арматуры и кладки нарушается и
начинается разрушение элемента. Исходя из этих данных,
для практических нелеп В. А. Камейко рекомендует коэф-
фициент испольювания кладки /. принимать равным 0,85.
6 5
Такая величина Л вводится Нормами по каменным кон-
струкциям в расчетные формулы кладки с продольной ар-
матурой при центральном сжатии, а также при внецен-
тренном, когда имеется арматура в сжатой зоне. Этим и
отличается расчет армокаменных конструкций от железо-
бетонных.
При расчете железобетонных элементов на централь-
ное и внецентренное сжатие предполагается, что проч-
ность бетона и прочность продольной арматуры использу-
ется полностью.
Большой цикл исследований выполнен в ЦНИИСК
им. В. А. Кучеренко с использованием упомянутого фи-
гурного кирпича, который позволяет устанавливать верти-
кальную арматуру в теле кладки [1.14,11.47, 52, 57].
Усиление кладки железобетонными включениями (ком-
плексная конструкция) будет описано несколько позже.
Однако, учитывая, что в приведенных исследованиях име-
ется несколько способов усилений, то при анализе и выяв-
лении преимущества того или иного способа не будут ис-
ключаться результаты, полученные с кладкой комплексной
конструкции.
Опытные образцы изготовлены в виде столбов сечени-
ем 38x64 см и высотой 80 и 130 см четырех следующих
типов (рис. 11.16): 1) без армирования, из обыкновенного
и фигурного кирпича; 2) с продольной арматурой; 3) с
продольной арматурой с предварительным ее напряжени-
ем, вызывающим обжатие кладки к = = 0,32 -
- 0,5 МПа (3,2 - 5 кгс/см2)’ эти образцы не испытывались
на центральное сжатие; 4) с железобетонным сердечни-
ком (комплексные конструкции). Образцы последних трех
типов выполнялись из фигурного кирпича. В образцах
раствор применен цементно-известковый, литой консис-
тенции (sZ-12 см), состава 1:0,7:6 и кубиковой прочно-
стью 3,8-9,2 МПа (38-92 кгс/см2), кирпич-глиняный,
обыкновенный и фигурный с низким пределом прочности
при сжатии соответственно 6,32 МПа и 4,43 МПа (63,2
и 44,3 кгс/см2) и высоким сопротивлением растяжению
при изгибе-4,36 и 3,4 МПа (43,6 и 34 кгс/см2), кото-
рый перед укладкой увлажнялся для повышения сцепле-
ния до w-6,5% ( при полном водопоглощении w -19,6%).
Для вертикального армирования кладки применялись по
4 стержня круглой стали 0I6 A-I (а-а' =12,5 см). Об-
разцы комплексной конструкции имели по торцам два
железобетонных сердечника сечением 13x14 см, армиро-
56
, Г’-
ванные каждый из них 2 0I6 A-I (а-а' =6 см) и вы-
полненные из бетона с кубиковой прочностью
17 -22,5 МПа (170-225 кгс/см1 2), кубики имели размер
10x10x10 см.
Опыты производились при статическом центральном и
внецентренном действии продольной (вертикальной) силы
(центральное и внецентренное сжатие), при одновремен-
ном действии продольной и поперечной (горизонтальной)
сил, при загружении только горизонтальной нагрузкой
(рис. П.17), а также при динамическом воздействии на-
грузок путем испытания на сейсмоплатформе (рис.П.18).
При испытании образцов на одновременное действие го-
ризонтальной и вертикальной нагоузок, последняя созда-
вала в сечении кладки обжатия к - а), характерные
различным этажам здания в пределах от 0,1 до 1 МПа (от
1 до 10 кгс/см2). Нагрузка с пресса на образец при вне-
центренном сжатии передавалась через цилиндрические
катки, фиксирующие ее место положения. Установка об-
разца в прессе показана на рис. 11.19.
При внецентренном сжатии величина эксцентриситета
составляла е0 —18 см, т.е. е0/у — 18/32 - 0,563 > 0,45 - слу-
чай больших эксцентриситетов х. Однако е0 не превышала
предельно допустимой величины (0,95 у) для особых соче-
таний нагрузок в растянутой зоне неармированной кладки
согласно п.4.10 [П.78] (е0- 18 см<0,95 у - 0,95x32=
=40,4см). Кроме того, величина ео=18см<0,7у=0,7х32=
=22,4 см, т.е. случай, когда для внецентренно-сжатых неар-
мированных элементов не требуется расчет растянутой зо-
ны раскрытию трещин (п.4.8 [П.78]).
Вертикальная арматура соединялась с кладкой через 3
ряда хомутами из проволоки й5 A-I. Концы вертикаль-
ных стержней вверху и внизу образца заанкеривались в
железобетонных плитах высотой 15 см.
Опыт прошедших землетрясений и выполненные лабо-
раторные исследования подтвердили эффективность вер-
тикального обжатия кладки для повышения ее сейсмо-
стойкости. Такое обжатие в кладке стены можно осущес-
твить путем предварительной) натяжения вертикальной
арматуры, расположенной по граням проемов, в пазах или
отверстиях кладки. Натяжение может осуществляться по-
1 Такое название значения е0 принималось ранее (п.4.20 [11.65]) и
используется иногда в действующих нормативных источниках (пп.4.2,
4.7, 4.8, табл.18 [11.78] и п.4.5 [IV.8]).
3-1556
57
Рис. 11.16. Конструкции опытнцх образцов-столбов:
1 - столб 38 х 64 х 130 см с верхней и нижней железобетонной плитой;
2,3,4 - продольная (вертикальная) арматура, устанавливаемая соответственно в
кладке (с последующим натяжением и без натяжения) и бетонном сердечнике
(комплексные конструкции); 5,6,7, 8 - перевязка по системе Л. И. Онищика в
кладке образцов соответственно из фигурного кирпича с продольным армировани-
ем, железобетонным сердечником и без армирования, а также из обыкновенного
кирпича без армирования.
этажно и на всю высоту стены. В этих опытах предвари-
тельное натяжение арматуры, с целью создания обжатия
кладки, производилось специальным домкратом с заанке-
риванием гайками по стальным прокладкам на железобе-
58
Рис. 11.17. Схема опытной установки Для испытания образцов
на горизонтальную нагрузку с вертикальным обжатием:
1,2 - упоры для горизонтальных домкратов; 3 - то же, для вертикального
домкрата; 4 - 5 - домкраты для горизонтальной нагрузки; 6,7 - то же, для
вертикальной нагрузки; 8 - резиновая прокладка; 9 - металлическая плита;
10,11 - железобетонные плиты образца; 12 - испытываемый образец;
13 - 16 - балки и болты для закрепления образца к силовому полу; 17 - ме-
таллическая прокладку; 18 - силовой пол.
1-1
тонных опорных плитах (рис. 11.20). Натягиваемая арма-
тура не имела сцепления с раствором. Для этого канал,
где проходила арматура, не заполнялся раствором. Кроме
того, арматура предварительно смазывалась тавотом и за-
тем обертывалась калькой. Деформации арматуры при ее
натяжении и испытании образцов измерялись тензодатчи-
Рис. П.18. Общий вид установки образцов на сейсмоплатформе.
59
Рис. П.19. Установка образ-
ца в прессе при внецентрен-
ном сжатии.
ками базой 10 мм, наклеенных на арматуру с двух сторон
в трех уровнях по высоте столба - верхней, средней и
нижней части сечения.
При статических испытаниях регистрация деформаций
кладки и бетона проводилась с помощью механических
приборов (мессур) с ценой деления 0,01 мм, установлен-
ных со всех четырех сторон образца. Этими приборами из-
мерялись деформации в продольном направлении, а также
вдоль диагоналей образца при действии горизонтальной
нагрузки (рис. П.21).
Кроме того, с помощью прогибомеров измерялись гори-
зонтальные смещения образца с противоположной и со
стороны действия горизонтальной нагрузки.
При динамических испытаниях на сейсмоплатформе все
образцы испытывались одновременно в несколько этапов,
начиная с небольшой амплитуды (0,4 мм) движений сей-
смоплатформы при плавном изменении ее частоты от 2 до
15 Гц (рис. 11.22.). Амплитуда сейсмоплатформы, остава-
ясь при каждом этапе испытаний постоянной, при перехо-
де от этапа к этапу увеличивалась вплоть до разрушения
образца. Разрушение образцов происходило в резонансном
60
Рис. П.20. Натяжение арматурам в кладке:
а не - образец при натяжении, б - то же после натяжения: 1 - вертикальная ар-
матура (d « 16 мм) в кладке; 2 - то же, для наращивания при натяжении;
3 - пластина (540x320x15 мм) с отверстием (260x130x15 мм); 4 - шайба
(100x100x15 мм) с отверстием (d — 18 мм); 5 и 0--гайки с контргайками;
6 - "столик" под домкрат; 7 - соединительная муфта; 8 - домкрат; 10 - распреде-
лительная плита (660x530x60 мм) с 4-мя отверстиями (60x60x60 мм).
режиме. Область резонансных частот для образцов находи-
лась в пределах от 7,5 Гц до 8,8 Гц.
Образцы крепились в своей нижней части с помощью
железобетонных плит к столу платформы. На сейсмоплат-
форме и образцах устанавливались сейсмоприемники
ВБП-3 и ВЭГИК. Регйстрация колебаний производилась
с помощью осциллографов Н-700 и ПОБ-12.
Некоторые результаты, полученные по испытаниям
указанных типов образцов, приведены д табл. II. (2-^-6).
Пользуясь этими данными, можно отметить следующее.
1. При центральном сжатии (табл. П.2) для кладки, уси-
ленной продольной арматурой и железобетонными включе-
ниями (комплексной конструкции), разрушающая нагрузка
соответственно выше на 21% (серии 4 и б) и 82% (серии 5 и
7) по сравнению с неармированной кладкой (серии 1 и 2).
si
Рис. П.21. Схема расстановки мессур
при испытании образцов кладки на
центральное (а) и внецентренное
сжатие (б), а также на горизонталь-
ную нагрузку (в).
Процентное соотношение при этом составляет среднее зна-
чение для двух серий одинаковых образцов, испытанных в
Рйс. 11.22. Пример записи перемещения для образца комплексной
конструкции при испытании на сейсмоплатформе.
62
возрасте 28 и 150-175 суток. Аналогичное сравнение при
внецентренном сжатии [табл. II.2) образцов, усиленных
продольной арматурой без предварительного обжатия
кладки и с предварительным ее обжатием примерно до 0,4
и 0,5 МПа (4 и 5 кгс/см2), а также железобетоном показы-
вает, что разрушающая нагрузка для этих образцов соот-
ветственно на 19,5% (серии 4 и 6), 28% (серия 8), 40% (серия
8) и 87% (серии 5 и 7) больше, чем для неармированных об-
разцов (серии 1 и 2). В отличие от других образцов обжатые
образцы (серия 8), как отмечалось выше, не испытывались
на центральное сжатие и имели при испытании на внецен-
тренное сжатие возраст 150 -175 дней.
Таблица II.2
Результаты испытания образцов из фигурного кирпича
при центральном и внецентренном сжатии
Но- мер серии Характеристика образца Возраст кладки, сутки Вели- чина экс- цен- три- сите- та, см Вертикальная нагрузка (продольная сила)
при пер- вой тре- щине, кН (тс) при разрушении
частные, кН(тс) средняя, кН (тс) %
1 Вез усиления 28 0 600 8Б0;700;890 813 100
(60) (86;70;89) (81,3)
4 С усилением про- 28 0 700 1000 123
дольной армату- рой (70) (100)
5 То же, железобе- 28 0 1000 - 1600 184,5
тоном (комплекс- ная конструкция) (100) (150)
2 Без усиления 160-175 0 800 1000;1020 1010 100
(80) (100,102) (101)
6 С усилением про- 150-17Б 0 1000 - 1200 119
дольной армату- рой (100) (120)
7 То же, железобе- 160-176 0 1650 - 1790 179
тоном (комплекс- ная конструкция) (155) (179)
1 Без усиления 28 18 160(16)* 400,370 386 100
300(30) (40;37) (38,6)
4 - С усилением про- 28 18 260(25) - 450 117
дольной армату- рой 400(40) (46)
63
Продолжение табл. П.2
Но- мер серии Характеристика образца Возраст сутки Вели- чина экс- цен- три- сите- та, см Вертикальная нагрузка (продольная сила)
прп первой трещине кН(тс) при разрушении
частные, кН(тс) средняя, кН(тс) %
5 То же, железобе- тоном (комплекс- ная конструкция) 28 18 600 (60) 600(60) - 670 (67) 174
2 Вез усиления 150-175 18 160(16) 275 (27,6) 375;485 (37,6; 48,6) 430 (43) 100
6 С усилением про- дольной армату- рой, без предкап- ряжения 160-176 18 360 (35) 376 (37,6) - 525 (52,6) 122
8 То же, с преднап- ряжением при “ 0,37 МПа (3,7 кгс/см* 2) 160-176 18 426 (42,6) 476 (47,5) 650; 550 (56; 66) 660 (65) 128
То же, при а. - 0,476 МПа Р о (4,75 кгс/см^) 160-176 18 376 (37,6) 475 (47,5) 600, 700 (60, 70) 600 (60) 140
7 То же, с усилени- ем железобетоном (комплексная конструкция) 160-176 18 626 (62,5) 560(65) — 860 (86) 200
В числителе нагрузка при горизонтальной трещине, в знаменателе - при
вертикальной.
Таким образом, несущая способность кладки повышает-
ся при усилении ее продольной арматурой (без предвари-
тельного обжатия кладки и с предварительным ее обжати-
ем)'и железобетоном. Однако при центральном и внецен-
тренном сжатии применение кладки комплексной кон-
струкции более эффективно, чем кладки с другими спосо-
бами усилений.
2. Прочность кладки из фигурного кирпича при цен-
тральном (данные здесь не приведены) и внецентренном
сжатии (табл. П.З) несколько ниже (до 14%), чем кладки,
выполненной из обыкновенного кирпича. Такое соотноше-
ние прочности кладки объясняется меньшей (примерно на
64
30%) прочностью фигурного кирпича по сравнению с обык-
новенным. Учитывая, что оба вида кирпича были изготов-
лены в одинаковых условиях, меньшая прочность фигурно-
го кирпича, по-видимому, вызвана ослаблением его сече-
ния за счет пазов. Коэффициент снижения прочности
столбов V?= при внецентренном сжатии (где Ng с и
тУц-.с
Лга е- разрушающая нагрузка соответственно при внецен-
тренном и центральном сжатии) с е0= 0,563 у находится в
пределах 0,41- 0,47, что ниже (примерно на 25%) преду-
смотренного нормами (рис. 11.23) и, по-видимому, отража-
ет специфические особенности кирпича, отличающегося
очень высоким сопротивлением изгибу, которое положи-
тельно сказывается на сопротивлении кладки равномерно-
му сжатию и менее существенно при больших эксцентри-
ситетах, реализованных в данных опытах. В нормах проек-
тирования каменных конструкций коэффициентом V’ учи-
тывается влияние эксцентриситета на величину разруша-
ющей нагрузки.
3. Сравнение результатов испытания внецентренно
сжатых преднапряженных образцов (серия 8) и таких же
образцов, у которых вертикальная арматура не подверга-
лась предварительному натяжению (серия 6), показывает
(табл. II.2), что предварительное натяжение арматуры не-
сколько улучшает работу внецентренно сжатой кладки.
Последнее выразилось в увеличении на 27 и 14% величи-
9 I-SS6
Относительные продольные деформации
полученные при испытании образцов в возрасте
Но- мер серии Характеристика образца Нагрузка, кН(тс)
при 1-й трещине при разрушении при последней записи деформации
гори- зон- тальной вертикаль- ной
1 Из обыкновен- 175 225 • 460 400
кого кирпича без усиления (17,5) (22,5) (46) (40)
2 Из фигурного 100 • 275 375 325
кирпича без (10) (27,5) (37,5) (32.5)
усиления 200
Т о же 275 485 450
(20) (27,5) (48,5) (45)
6 То же, с усиле- 350 275 525 500
нием продоль- ной арматурой, без преднапря- (35) (27,5) (52,5) (50)
жения
То же 250’ 400 450 400
(25) (40) (45) (40)
[450
[145)
8 То же, с пред- 400 450 550 500
напряжением (40) (45) (55) (50)
при 550
а = 0,37 МПа (3,7 кгс/см2) (55)
Т0 же 450’'* 500 550 500
(45) (50) (55) (50)
550
(55)
То же, при 350 400 500 450
<т_^= 0,47 МПа (35) (40) (50) (45)
(4,7 кгс/см2) 500
(50)
-
66
в кладке (е-103) и арматуре (es103),
150 - 175 суток на внецентренное сжатие
Таблица П.3
Относительная краевая о деформация > 10 О Относительная деформация >510°
при 1-й трещине при по- следней записи, сжатая зона в сжатой зоне в растянутой зоне
горизон- тальной (растя- нутая зо- на) верти- кальной (сжатая зона) до испы- тания при по- следней записи
до испы- тания при по- следней записи
1,24 1Д4 2,59 - - - -
1,39 2,99 3,7 - - - -
1,63 1,81 3,76 - - - -
0,69 3,18 3,74 0 -1,21 0 0,41
0,71 2,21 2,21 0 -1,21 0 0,35
0,52 2,59 3,22 0,52 -0,33 0,53 1,16
0,58 1,91 1,91 - - - -
0,53 -0,15 0,56 0,65
0,8 1,84 2,42 0,67 -0,1 0,66 1,03
67
Но- мер серии Характеристика образца Нагрузка, кН(тс)
при 1-й трещине при разрушении при последней записи инфор- мации
гори- зон- тальной вертикаль- ной
То же 400”" (40) 550 (55) 700 (70) 650 (65) ’ [700 [(70)
5 То же, с усиле- нием железобе- тоном (ком- плексная кон- струкция) То же 600' (60) 625 (62,5) 600 (60) 550 (55) 670 (67) 860 (86) 600 (60) (600 [(60) 625 (62,5) 625 [ (62,5)[
Образцы испытаны в возрасте 28 суток.
В фигурных скобках нагрузка при последней записи деформа-
ций арматуры.
Образцы испытаны в возрасте 351 - 356 суток.
ны нагрузки соответственно при образовании первой вер-
тикальной трещины в сжатой зоне и разрушении кладки,
что объясняется благоприятным перераспределением внут-
ренних усилий в сжатой и растянутой зонах.
Однако следует учитывать возможность потери напря-
жений в арматуре за счет ползучести, этот вопрос требует
дополнительного экспериментального изучения. По вели-
чинам относительных продольных деформаций, измерен-
ных по граням образцов при нагрузках, соответствующих
появлению первых трещин и в моменты, близкие разруше-
нию образцов (табл. IL3), можно установить сдерживаю-
щее влияние арматуры и железобетонных включений на
развитие деформаций растянутой зоны. Сравнивал вели-
68
Продолжение табл. II.3
Относительная краевая о деформация f 10° О Относительная деформация '$-10
при 1-й трещине при по- в сжатой зоне в растянутой зоне
.. следней за -
горизон- тальной (растяну- тая зона) вертикаль- ной (сжа- тая зона) писи, сжа- тая зона до испыта- ния при по- следней записи до испыта- ния при по- следней записи
0,69 2,15 2,91 0,75 0,1 0,77 0,88
0,42 1,23 1,23 0 -1,1 0 0,39
0,45 1,0 0 0,68 0 0,57
чины л неармированных, армированных и комплексной
конструкций образцов можно заметить, что в двух послед-
них типах образцов горизонтальные трещины возникли
при более высоких уровнях нагрузок, чем в неармирован-
ных образцах.
Данные табл. II.3 показывают также, что преднапряже-
ние арматуры приводит к более полному использованию
ее в растянутой зоне и соответственно отдаляет момент
появления трещин в чтой зоне кладки. В сжатой зоне
предварительное натяжение было полностью снято уже
при величине нагрузки, равной предварительному натяже-
нию, и принятое нами предположение о выключении из
работы арматуры сжатой зоны сечения подтвердилось. Ве-
69
личика относительной деформации арматуры, соответ-
ствующая пределу текучести Еу (еД равна
271,9-10 6
К 0,21075
^^-10~6 = 1,29-10 3,
2,1075
где величины и Es(Ea) соответственно предела те-
кучести и модули упругости арматуры в МПа (кгс/см2)
были получены по результатам испытания стали 0I6 А —I
на растяжение. Величины относительной деформации ар-
матуры Es(Ea) в растянутой зоне преднапряженных образ-
цов и в сжатой зоне образцов без преднапряжения близки
к пределу текучести t:y.
Недостаточное использование арматуры в растянутой
зоне образцов без преднапряжения и комплексной кон-
струкции, очевидно, связано с внутренним расположением
и уменьшением плеча внутренней пары сил при прибли-
жении арматуры к оси образца.
Таким образом, при внецентренном сжатии, наряду с по-
вышенной прочностью и по деформационным свойствам об-
разцы, усиленные продольной (вертикальной) арматурой
(без предварительного и с предварительным натяжением) и
железобетонными включениями, имеют значительные пре-
имущества перед неусиленными образцами. Это очень важ-
но, и их следует учитывать при проектировании и стро-
ительстве кирпичных зданий в сейсмоопасных районах.
4. Расчет несущей способности армированной кладки и
кладки комплексной конструкции по формулам СНиП при
центральном сжатии подтвердил возможности их исполь-
зования и при кладке кирпича с повышенным сопротивле-
нием изгибу, однако, для лучшего совпадения опытных ве-
личин с расчетными, следует принять коэффициент ис-
пользования кладки 1 = 1.
Показано также, что для оценки несущей способности
центрально сжатых комплексных конструкций прочность
бетона R лучше оценивать по результатам испытания ку-
биков, твердеющих в кирпичной кладке (рис. 11.24 и
11.25), а не в металлической, как принято в настоящее
время. Для внецентренно-сжатых столбов прочность бето-
на, твердеющего в кирпичной и металлической опалубке,
мало различается, и поэтому R приняты по образцам,
твердеющим в металлической опалубке.
Для армированной необжатой кладки с внутренним
расположением арматуры и одновременно с большой вели-
ко
ной опалубке.
Рис. 11.24. Изго-
товление бетонных,
кубиков в кирпич- J
чиной защитного слоя (а-аЛ =12,5 см) расчет 'несущей
способности по формулам СНиП показал, что эти формулы
могут быть использованы и для указанного способа распо-
ложения арматуры в сечении элемента.
Расчет прочности преднапряженных образцов, выпол-
ненных без инъецирования каналов (т.е. при отсутствии
сцепления арматуры и кладки), показал возможность ис-
пользования формулы СНиП, рекомендованной для случая
расчета кладки с одиночной арматурой в растянутой зоне.
При этом в сжатой зоне наличие сжатой арматуры не
должно учитываться.
5. Сопротивление кладки действию статической гори-
зонтальной (поперечной) силы <S = Q повышается при на-
Рис. П.25. Кривые на-
растания прочности бето-
на в разных опалубках:
•-----опалубка кирпич-
ная; X-------- то же, ме-
таллическая; Ч------— -
то же, деревянная.
71 -
линии и увеличении величины обжатия вертикальной на-
грузкой (продольной силой) N, а также при усилении
(табл. II.4 и II.5). Эффект обжатия для неармированной
- кладки по сравнению с усиленной (продольной арматурой
и железобетонными включениями) весьма существенен.
Увеличение напряжений, вызванных вертикальной
центрально-приложенной нагрузкой для неармированной
кладки из фигурного кирпича высотой 130 см (табл. П.4)
от <ур = 0 до 0,13 и 0,6 МПа (1 ,3 и 6 кгс/см2) повысило ее
сопротивление поперечной силе Q соответственно при по-
явлении первой трещины Q„cl(.Qlmp) в 2,7; 6 и более 9 раз,
а при разрушении QK(Qp) в 5, более 11 и 18 раз.
При отсутствии и малой величине обжатия несущая
способность кладки существенно повышается при ее уси-
лении. Кладка с продольной арматурой и железобетонны-
ми включениями при отсутствии обжатия имела разруша-
ющую нагрузку больше чем в 9 раз по сравнению с неар-
мированной кладкой (табл. П.4). С увеличением величи-
ны обжатия эффективность усиления снижается
(табл. П.4 и II.5).
Действие продольной силы (вертикальной нагрузки),
сдвинутой от оси образца на 18 см (т.е. N действует с
эксцентриситетом), создавало по высоте образца знакопе-
ременную эпюру изгибающих моментов (рис. 11.26), кото-
рая наиболее возможна и характерна при сейсмическом
толчке.
Важным свойством сечения с усилениями является воз-
можность его работы после появления в растянутой зоне
кладки трещины и при знакопеременной нагрузке.
При действии статической горизонтальной нагрузки
несущая способность кладки с предварительно натянутой
арматурой по сравнению с неармированной кладкой уве-
личилась в тех же пределах, что и при использовании не-
напряженной предварительно арматуры. Однако кладка с
преднапряженной арматурой по сравнению с армирован-
ной без преднапряжения отдаляет момент появления пер-
вой трещины и приводит к некоторому повышению жес-
ткости образца, в результате этого преднапряженная
кладка до появления первых трещин имеет значительно
меньшие деформации.
Таким образом, повышенная несущая способность уси-
ленной кладки (продольной арматурой и железобетонны-
ми сердечниками) при отсутствии вертикального обжатия
продольной силой по сравнению с неармированной клад-
72
Рис. П.26. Схемы испытаний образцов (а) и эпюры М (ff) при
совместном действии горизонтальной и вертикальной нагру-
зок:
1 - эпюра изгибающих моментов (М) при центральном обжатии; 2 - то же,
при внецентренном обжатии.
кой свидетельствует, что усиление особенно существенно,
по-видимому, для верхних этажей здания, у которых об-
жатие отсутствует или имеет весьма небольшую величину
при сейсмическом толчке и при возможности значитель-
ных вертикальных ускорений.
При высоком уровне обжатия ст =— 0,6 — 1 МПа
(6 -10 кгс/см2) разрушение кладки без усиления происхо-
дило по косой штрабе, и в этом случае ее несущая способ-
ность должна определяться расчетом на главные растяги-
вающие напряжения. Образцы, имевшие при разрушении
горизонтальные трещины, показали меньшую несущую
способность по сравнению с образцами, которые разруша-
лись по косой штрабе. В большинстве случаев именно по
косой штрабе разрушалась кладка комплексной конструк-
ции.
6. Динамические испытания образцов на сейсмоплат-
форме показали, что проверенные в опытах способы усиле-
ния кладки продольной арматурой и железобетонными
включениями (комплексные конструкции) являются эффек-
:o-iss(>
73
Сравнение несущей способности
на статическую горизонтальную
и с центральным обжатием
Характе- ристика образца Горизонтальная нагрузка, кН(тс) при первой трещине вертикального обжатия МПа (кгс/см^), а также сравнение
Я - 130 ем
<г - 0 р 1 ор “ 0,1(1) Яр- 0,3(3) ffp - 0,6(6)
^ТС1 <?« ^етс! 9сге1 <?« 4jtc1
Из обыкновен- ного кирпича 9,3 (0,93) 9,3 (0,93) - - - - -
без усиления (179“} [пт]/ - - - - - -
Из фигурного 5,2 5,2 14' 27 31 60 50 96
кирпича без усиления (0,52) (0,52) (1,4) (2,7) (3,1) (6) (5) (9,6)
[юо 1 [100 1 269
J519 j |б96 j J1154j |962 j |1846j
[100 j [100 j .1 - Г
То же, с уси- лением про- дольной арма- турой, без преднапряже НИЯ 28 (2,8) [б4о] 47 (4,7) [эог] - - - -
То же, е пред- напряжением при - 0,32 - Р 0,35 МПа (3,2-3,5 кгс/см^) 28 (2,8) |б4о] 45 (4,5) [865“] - - - - -
“ 0,4 МПа (4 кгс/см^) - - - - - - - -
с " 0,Б МПа (5 кгс/см 34 (3,4) 47 (4,7) - - — - - -
[вв4~] [w]
74
Таблица П.4
образцов по результатам испытаний
нагрузку без обжатия
вертикальной нагрузкой
г разрушении (Qu) образцов высотой Я в зависимости от
горизонтальных нагрузок, % (даны в квадратных скобках)
7Б
Характе-
Горизонтальная нагрузка, кН(тс) при первой трещине
2
вертикального обжатия гг , МПа (кгс/см ), а также сравнение
ристика
образца
Я - 130 см
ffp-0,3(3) 0^-0, 6(6)
То же, с заи-
лением же-
лезобетоном
(комплекс-
ная кон-
струкция)
769
44
(4.4)
846 )
Приведенные для сравнения в квадратных скобках величины горизонтальных
нию нагрузок в зависимости от величины вертикального обжатия кладки (величины
характеристики), а знаменатель тоже соответствует увеличению нагрузок, но в
столбцам и при одной и той же величине <г).
тивным средством повышения ее сейсмостойкости
(табл. П.6).
При испытании в качестве эталона использовался обра-
зец из неармированной кладки, выполненной из обыкно-
венного кирпича. Остальные образцы были выполнены из
фигурного кирпича.
Сравнение данных, приведенных в табл. II.6, показыва-
ет, что наличие вертикальной арматуры и железобетонных
сердечников значительно повышает несущую способность
кладки при действии на нее динамических горизонтальных
сил. Так. для неармированного образца максимально дос-
тигнутое ускорение было #г=0,04р (#о=0,13д), где ус и у-
ускорения соответственно сейсмоплатформы или нижней
части образца и верхней части образца, а у армированного -
ус - 0,840,9р). Для преднапряженного образца с ма-
лым обжатием п;1 = 0,195 МПа (1,95 кгс/см2), максимальное
ускорение составляло уг~4),81 д, т.е. практически совпадает
с достигнутым уг для образца без предварительного натя-
жения арматуры. Этот преднапряженный образец до
76
Продолжение табл. П.4
и разрушении (.Qu) образцов высотой Н в зависимости от
горизонтальных нагрузок, % (даны в квадратных скобках)
нагрузок в процентах даны в виде дроби, у которой числитель соответствует увеличе-
сравниваются только по горизонтальным строкам и для образцов одной определенной
зависимости от способа усиления (величины сравниваются только по вертикальным
появления первой трещины выдержал такое количество
циклов максимальной нагрузки, при котором образец без
преднапряжения уже разрушился. Преднапряжение арма-
туры заметно повысило несущую способность образца, од-
нако, при условии большого обжатия кладки а -
= 0,525 МПа (5,25 кгс/см2). При малом обжатии эффект
преднапряжения проявился значительно меньше. Несущая
способность комплексных образцов оказалась на уровне не-
сущей способности образца с большим преднапряжением.
В табл. II.6 приведены также величины поперечных
сил в нижних сечениях образцов, полученных при испыта-
ниях на сейсмоплатформе и при статических испытаниях
(приведены в квадратных скобках по данным табл. II.4).
Величина поперечной силы при динамических испыта-
ниях была получена следующим образом. Зная из экспери-
мента ускорение движения образца уа на уровне пригруза
с массой и эпюру ускорений по высоте образца (приня-
тую в виде трапеции) с распределенной массой т, нетруд-
но определить величину поперечной силы в основании
77
Сравнение несущей способности образцов по
нагрузку с внецентренным обжатием
Характе- ристика образца Горизонтальная нагрузка, кН(тс), Q^i и Qu образцов
я- 130 см
- 0,1(11 О’ “ 0,4(4) ар “ 0,5(6) -Гр - 0,7(7) <7р - 0,9(9)
®сгс1 0. Qcrcl <4 Scrcl ®стс! Q* ®сгс1 Qu
Из обыкновен- 18 21 - - - - - - -
ного кирпича (1,8) (2,1)
без усиления Г 1 *
186 1 [88 ] •
Из фигурного кирпича без усиления 21 (2,1) 24 (2,4) - - - 56 (5,6) - 72 (7,2) - 85 (8,6)
1100] |1001 - - - [233 । - 1300 j - [364 [
1100 1 [100 J
То же, с уси- лением про- дольной арма- турой, без преднапряже - 60 (6) - 92 (9,2) - - - - - -
ния - [ 100 1 - [163 j - - - - - -
[260 ]
То же, с уси- 46 78 -
лением желе- (4,6) (7,8)
зобетоном (комплексная •
конструкция) Ln 1 [ 325 | - - - - - - - -
См. сноску к табл. П.4.
78
: Таблица П.5
результатам испытаний на статическую горизонтальную
е0= 0,5631/ (18 см) вертикальной нагрузкой
высотой Н в зависимости от внецентренного обжатия ар, МПа (кгс/см^)
Н * 80 см
»р-0,1(1) ор- 0,3(3) ар - 0,4(4) ар - 0,6(6)
Чггс! «и Чггс1 ®стс1 «и
19 (1,9) 27 (2,7) 37 (3,7) 56 (5,6) - - - -
[100] 1 76 ] [ 100 [ I 87 ] ’ И 1100 ] [207 [ 1100 ] - - - -
25 (2,5) 31 (3,1) - • - 72 (7,2) 85 (8,5) - -
[100 [ 1100 ] [100] 11001 - - [288 1 | 100 | [274 [ [ 100 ] - -
28 (2,8) 67 (6,7) - 87 (8,7) 61 (6,1) 112 (11,2) - 112 (11,2)
[ 100 [ [ 216 ] [130 1 1155 | [218 [ 1 85 ] [167 [ 1132J - ^167 j
66 (6,6) 95 (9,5) 72 (7,2) 95 (9,5) 129 (12,9) 146 (14,6) - . -
[ 100. [ 1264 ] [ 100 ] 1352 J [109 [ 1195 J И 1170] [196 [ |212 J [164 ] 1172] - -
РЕЗУЛЬТАТЫ ИСПЫТАНИЙ
Характеристика образцов Предел прочнос- ти на сжатие по испытаниям ку- биков раствора и бетона (в фигур- ных скобкахЪ МПа (кгс/см4) Частота, Гц
собствен- ных коле- баний по- сле слабого удара резонансная при
первой тре- щине разрушении
Из обыкновенного кирпича без усиления 9,1 (9,1) 20 8 2,2
Из фигурного кирпи- ча с усилением про- дольной арматуры, без преднапряжения 6,4 (64) 20,5 7,5 5,9
То же, с преднапря- жением при <г - 0,195 МПа (1,95 ™ 1 КГС/СМ ) 5,6 (56) 17,5 7,7 2,9
а- 0,525 МПа (5,25 г 2л кгс/см ) 7,7 (77) 17,5 8,6 4,8
То же, с усилением железобетоном (ком- плексная конструк- ция) 4,3*’ (43) {17,6} {(176)} 20 7,8 3,5
То же, с усилением железобетоном (ком- плексная конструк- ция) 9,2*" (92) {22,5} {(225)} 8,8 7,5
*В квадратных
скобках приведены
величины нагрузок,
(0,52 тс)] приведена для образца из фигурного кирпича без усиления.
Образец разрушился в связи с выдергиванием арматуры из
Все образцы имели высоту кладки Н = 130 см и возраст более
***«
Все образцы разрушились при наличии горизонтальных
80
Таблица II.6
ОБРАЗЦОВ НА СЕЙСМОПЛАТФОРМЕ*
Максимальное ускорение в долях д Число циклов Поперечная сила, кН (тс), в нижнем сечении образца при
Ус Уо общее при макси- мальной ам- плитуде первой тре- шине Qcn 1 разрушении Qu
0,04 0,13 705 8 1,7 (0,17) [9,31* [(0,93)] [5,2]’ [(0,52)] 1,5 (0,15)
0,84 0,9 1203 8 13 (1,3) [28] 1(2,8)] 12,5 (1,25)
0,81 1,66 1890 13 22 (2,2) [28] 1(2,8)] 4,3 (0,43)
1,93 2,2 3550 6 34 (3,4) [34] 1(3,4)] 19,5 (1,95)
1,52 1,64 2818 13 24 2,4 [40] [(4)1 8,5 (0,85)
1,54 2,2 1425 31 30 (3) [40] [(4)1 18
полученные при статических испытаниях. Величина
опорной железобетонной плиты.
300 суток, кроме этого образца, возраст которого 30 суток,
трещин.
1 1*-1556
81
столбов. Для увеличения инерционных сил на уровне
верха образца и получения некоторого пригруза кладки
поверх образца хомутами крепились чугунные брусья ве-
сом 8 кН (0,8 тс). За их счет и за счет веса образца в
нижнем сечении кладки создавалось сжимающее напряже-
ние 0,065 МПа (0,65 кгс/см2). Разница между динамиче-
скими и статическими поперечными силами оказалась наи-
более существенной для неармированного образца. Для
усиленных образцов (особенно с преднапряжением и ком-
плексных) она была значительно меньшей.
Снижение прочности кладки при динамическом загру-
жении объясняется большим числом циклов воздействия
знакопеременных горизонтальных нагрузок, которых в
опытах на сейсмоплатформе было 705-3550 циклов.
Записи деформаций арматуры, сделанные на одном из
комплексных образцов и на менее преднапряженном, пока-
зали, что напряжения в арматуре в процессе колебаний
достигали предела текучести ц = 271,9 МПа
(2719 кгс/см2).
В описанном исследовании не изучались потери пред-
напряжения за счет ползучести кладки и др. причин.
Этому вопросу следует уделить специальное внимание.
Эффективным приемом снижения потерь может явиться
повторная натяжка арматуры.
Таким образом, проведенные испытания показали, что
усиления кладки продольной арматурой (с предваритель-
ным ее натяжением и без натяжения) и железобетонными
включениями (комплексные конструкции), проверенные в
наших опытах, повышают существенно несущую способ-
ность кладки. Эти способы усилений могут быть рекомен-
дованы для применения, как одно из обязательных основ-
ных мер повышения сейсмостойкости зданий с несущими
кирпичными стенами.
Ниже продолжим описание способов усиления кирпич-
ной кладки, применяемых в практике строительства.
Элементы из каменной кладки, усиленные железобето-
ном (железобетонными сердечниками), представляют со-
бой комплексные конструкции, у которых кладка и же-
лезобетон работают совместно. Такие конструкции приме-
няются в тех же случаях, что и кладка с продольным арми-
рованием, а также в случаях, когда продольной арматуры
недостаточно и требуется значительно увеличить несу-
щую способность сильно нагруженных элементов. Железо-
бетон представляет собой включения в виде вертикальных
Q9
элементов с прямоугольным сечением, располагающиеся
внутри кладки и снаружи1 в пазах - штрабах (рис. 11.27)
по торцам или средней части простенков, а также в пре-
делах средней части сплошных участков внутренних и на-
ружных стен. Кладка при возведении служит опалубкой
для бетона. При конструировании комплексных элементов
площадь сечения всей продольной арматуры должна со-
ставлять не более 1,5% площади сечения бетона (п.5.29
[TV.8]) - или не превышать 0,8% площади сечения бетона
простенка (п.3.47 [11.80]). Для сечения комплексных кон-
струкций рекомендуется применение кладки из кирпича и
раствора марок не ниже соответственно 75 и 50 (пп.3.38 и
3.47 [11.80] или пп.5.2 и 5,28 [IV.8]) с железобетонными
включениями из бетона класса не ниже В12,5 с пределом
прочности на сжатие 12,5 МПа (164 кгс/см2 [II.4]) или
марки не ниже 150 (М150; п.3.47 [II.80])2.
В практике сейсмостойкого строительства широко при-
меняется кладка с введением железобетонных элементов
(комплексная конструкция). Использование комплексных
сечений для элементов несущих конструкций было реко-
мендовано в 30-х годах П. Л. Пастернаком. В 1942 г. им
была разработана теория расчета комплексных конструк-
ций, которая была опубликована позднее в 1948 г. в его
монографии [11.41].
Проф. П. Л. Пастернак рассматривает комплексное се-
чение, как сечение кладки, бетона и арматуры, совместно
работающих до разрушения и полагает, что в этой стадии
напряжение в кладке и в бетоне равны их пределам проч-
ности, а в арматуре - пределу текучести.
Опыты С. В. Полякова [II.42] подтвердили, в основном,
изложенную предпосылку, но внесли в нее некоторые
уточнения.
При центральном сжатии вначале интенсивно работает
железобетон, а кладка слабо. С развитием деформаций в
комплексном сечении кладка вступает в работу, разгру-
жая железобетон. Когда бетон начинает разрушаться, вся
1 В работе [IV.8] [к-комендуется расположение железобетона только
с внешней стороны кладки. Однако в практике строительства железо-
бетонные сердечники, продольная арматура располагаются как внутри,
так и снаружи кирпичных стен, простенков или столбов.
2 Здесь величина В установлена нормами |П 77] взамен М в соот-
ветствии с международным стандартом. Как известно, до 1984 г. ос-
новной характеристикой прочности бетона являлась его марка.
83
Рис. 11.27. Сечения эле-
ментов комплексных кон-
струкций:
а - с расположением железобе-
тона внутри кладки; б - то же,
снаружи кладки с одной сторо-
ны; в и г - то же, с двух сторон;
1 - кирпичная кладка, 2 - же-
лезобетон.
нагрузка передается на кладку. Напряжение в кладке в
этот момент быстро возрастает до предельного и все сече-
ние оказывается разрушенным.
Несущая способность сечения в момент разрушения мо-
жет быть представлена формулой.
MKC=Nx6+NKJl, (II.1)
где ^Л=ШКЛ. СН.2)
Тогда из (II.1) и (II. 2) получим
(п.з)
где NKC - нагрузка на комплексное сечение в момент раз-
рушения железобетонной части сечения;
N*. - разрушающая нагрузка для железобетонной ча-
сти сечения;
NKJl - нагрузка на кладку в момент разрушения желе-
зобетонной части сечения;
NKji ~ разрушающая нагрузка для каменной части сече-
ния;
1 - коэффициент использования кладки.
По результатам испытаний образцов комплексной кон-
84
струкции на центральное сжатие коэффициент л был по-
лучен равным 0,8.
При внецентренном сжатии с малым эксцентриситетом
в комплексном сечении кладка и бетон работают также со-
вместно вплоть до их разрушения, как и при центральном
сжатии.
Несущая способность комплексного сечения с наруж-
ным расположением железобетона выше, чем в сечениях с
внутренним расположением железобетона.
При наружном расположении железобетонного сердеч-
ника опалубкой для железобетона с трех сторон является
каменная кладка, а с четвертой - деревянный щит, после
удаления которого легко проверить качество уложенного
бетона. Поэтому согласно норм по сейсмостойкому стро-
ительству железобетонные включения следует устраивать
открытыми не менее чем с одной стороны. Эти же опыты
[П.42] показали, что прочность бетона в комплексных сече-
ниях отличается от прочности бетона такого же состава,
но твердеющего в обычной металлической опалубке. Проч-
ность бетонных кубиков в 28-дневном возрасте, твердею-
щих в металлической опалубке, была на 25% ниже, чем
этих же кубиков, но твердеющих в кирпичной опалубке.
Аналогичные испытания кубиков в наших опытах, как от-
мечалось выше, подтвердили результаты опытов
С. В. Полякова (см. стр. 70).
На прочностные свойства и другие показатели ком-
плексных элементов существенно влияют не только место
расположения железобетонных сердечников, но и форма
их сечения, они, как известно, выполняются прямоуголь-
ными. Изучая эти факторы, С. В. Поляков совместно с ис-
следователями [П.55] разработал новую конфигурацию же-
лезобетонных включений.
Цель изобретения - повышение эффективности воспри-
ятия сейсмических нагрузок из плоскости и в плоскость,
увеличение устойчивости железобетонных включений из
плоскости стены, уменьшение расхода железобетона,
улучшение связи кладки с железобетонным включением.
Поставленная цель достигается тем, что железобетон-
ные включения в кирпичной кладке выполнены фигурной
конфигурацией (рис. П.28), причем для сплошных участков
стен крестообразной (рис. 11.28, а), для торцовых участков
внутренних стен (рис. П.28, б) и средней части простенков
наружных стен (рис. 11.28, в)-Т-образной, а для торцовых
участков наружных стен -Г-образной (рис. 11.28, г).
85
Применение фигурных стен дает возможность удов-
летворить любым, требуемым по расчету соотношениям
несущих способностей комплексного элемента в плоскос-
ти и из плоскости стены за счет увеличения размеров
железобетонного включения а, Ь, с и d. За счет этого
увеличивается плечо внутренней пары и, следовательно,
снижается расход арматуры. С другой стороны, увеличе-
ние сечения железобетонных включений Т-, Г- и кресто-
образных конфигураций не приводит к столь большому
расходу бетона, который будет иметь место при прямо-
угольном сечении. В то же время ассиметрия Г- и Т-об-
разных включений в простенках наружных стен не вызо-
вет значительных эксцентриситетов в комплексном сече-
нии в связи с тем, что развитие железобетонного сече-
ния, в основном, осуществляется в плоскости стены. За
счет уменьшения площади фигурного сечения железобе-
тона по сравнению с прямоугольным увеличивается доля
вертикальной нагрузки, воспринимаемой кладкой, что
ведет к увеличению ее сопротивления главным растяги-
вающим и сдвигающим напряжениям и, следовательно, к
повышению сейсмостойкости стены. При толчке из плос-
кости стены кладка не может выпасть из пролета меж-
ду двумя соседними железобетонными ветвями, так как
кладка соединена с ними в "шпунт”.
Исследования несущей способности кладки с усилени-
ями при действии вертикальной (центрально или внецен-
тренно) и горизонтальной нагрузок раздельно и совместно,
а также при динамических воздействиях, как показали
опыты автора [II.47, 52, 57] и других исследователей
[II.8 -11, 27, 41, 42, 49, 59, 82, 84], свидетельствуют, что
усиление кладки железобетоном существенно повышает
прочность и улучшает ее деформативные свойства. По-
этому применение комплексной конструкции в сейсмо-
стойком строительстве также эффективно наряду с арми-
рованной кладкой.
Усиление кладки обоймами является одним из эффек-
тивных способом повышения несущей способности суще-
ствующей кладки при увеличении действующей на нее на-
грузки или при ее восстановлении, когда она получила по-
вреждения. Такая необходимость может возникнуть при
реконструкции кирпичных зданий и в кладке, имеющей
дефекты вследствие ошибок при проектировании или воз-
ведении, а также поврежденной от землетрясения, пожа-
ров и т.д.
86
са 6
Рис. 11.28. Фигурная конфигурация железобетонных включений для
кирпичных стен, простенков [11.55}:
а - крестообразные (1); б,в - Т-образные (3); г - Г-образные (6); 2 - сплошные учас-
тки внутренних стен; 4 - простенок наружной стены; 5,7 - торцовые участки соот-
ветственно внутренней и наружной стен; a,b,c,d - размеры включений в см.
87
Обойма препятствует поперечному расширению кладки
и применяется при ее центральном или внецентренном
сжатии с эксцентриситетом, не выходящих из ядра сече-
ния; при больших эксцентриситетах влияние обоймы не
учитывается.
Применяются три основных вида обойм: стальные, же-
лезобетонные и армированные штукатурные (рис. 11.29).
Стальные и железобетонные обоймы значительно повы-
шают несущую способность кладки, так как сами обоймы
могут воспринять часть действующего усилия. Штукатур-
ные армированные обоймы увеличивают прочность кладки
незначительно.
Рис. 11.29. Схема усиления кирпичных столбов (а, о и в) и
сплошных участков стен (г) обоймами:
а - стальной; б и г - железобетонной; в - армированной штукатуркой;
1 - продольные утолки; 2 - планки ASW(FX) - ЗБхБ - 60x12 мм;
3 - сварка; 4 и Б - продольная арматура соответственно d == Б - 12 и
d ** 6-12 мм; 6 - хомуты (связи) d = 4 - 10 мм по высоте не более
7Б0 мм; 7 - бетон класса не ниже В12,Б (или марки не ниже 150),
толщина 60 - 100 мм; 8 - штукатурка раствором марки 50 - 100,
толщина 30 - 40 мм; 9 - кладка; 10 - металлическая сетка;
11 - дополнительные стержни, расположенные сверх сетки.
Размеры даны в мм.
88
Несущая способность сечения кладки, усиленной обой-
мами, зависит от процента (количества) поперечной арма-
туры, состоящей из хомутов или планок, а также состоя-
ния кладки к моменту усиления. При этом учитывают на-
личие продольной арматуры или железобетона, схему при-
ложения нагрузки и т.д.
Стальные обоймы (рис. 11.29,а) выполняют из верти-
кальных уголков (сечением согласно расчета), устанавли-
ваемых на растворе по углам усиливаемого элемента, и хо-
мутов (планок) из полосовой (от 35x5 до 60x12 мм) или
круглой стали, приваренных к уголкам. Для защиты обой-
мы от коррозии ее покрывают цементной штукатуркой
толщиной 25-30 мм, которая наносится к металлической
сетке, установленной предварительно по обойме с целью
надежного сцепления последней с раствором. Расстояние
между хомутами принимают не более меньшего размера
сечения и не более 50 см (п.5.35 [IV.8]). Стальные обоймы
позволяют существенно увеличить несущую способность
кладки. Однако они не экономичны из-за большого расхо-
да стали.
Железобетонные обоймы (рис. 11.29,б) состоят из бето-
на класса не ниже В12,5 (марки не ниже 150), толщиной
от 6 до 10 см с армированием вертикальными (диаметром
5-12 мм) и поперечными (хомутами диаметром 4-10 мм)
стержнями. Шаг хомутов принимают не более 15 см. Тол-
щина обоймы назначается по расчету (п.5.36 [IV.8]).
Штукатурная обойма (рис. II.29,в,г,) армируется ана-
логично железобетонной. Арматура покрывается цемент-
ным раствором марки 50-100 толщиной 3-4 см. С уве-
личением размеров сечения (ширины) кладки элементов
при соотношении их сторон от 1:1 до 1:2,5 эффективность
обоймы несколько уменьшается, однако, это уменьшение
незначительно и практически его можно не учитывать.
Для сечения кладки (например, стены), когда одна из сто-
рон имеет значительную протяженность, то ставят допол-
нительные поперечные, пропускаемые через кладку, связи
на расстоянии друг от друга не более 2Ь (где b - толщина
стены), не более 100 см по длине стены и не более 75 см
по высоте (пп.5.37 и 5.40 [IV.8]).
В ЦНИИСК им. Кучеренко [11.29] проведены исследо-
вания кладки, усиленной в штукатурных слоях с обеих
сторон армированными сетками из проволоки с ячейками
200x200 мм и диаметром 4 или 6 мм. Штукатурный слой
выполнялся либо из цементного раствора с Л2- 6,9 МПа
12- 1556
89
(69 кгс/см2) и толщиной 2,5 см, либо из мелкозернистого
бетона с R = 5,4 МПа (54 кгс/см2) и толщиной 4 см.
Здесь Д2 и -R —предел прочности на сжатие кубов (времен-
ное сопротивление) соответственно раствора и бетона
Для этих двух вариантов усиления процент армирования
кладки по объему составляет д=С,084 и 0,17%. Испыта-
ния такой кладки на действие статической и циклической
сжимающей нагрузок вдоль диагонали образцов, вызываю-
щих его перекос, показали высокую эффективность исполь-
зованных способов усиления для повышения их сейсмо-
стойкости. На основании этих и ранее выполненных иссле-
дований автор упомянутой работы В. И. Коноводченко
рекомендует при усилении кладки сетками прикреплять
их к стене из расчета пять креплений на 1 м2 стены, при-
нимая расстояние между точками крепления по горизон-
тали и вертикали не более 50 см. Крепление может быть
осуществлено скобами из 8 мм проволоки, путем забива-
ния их в растворные швы кладки на глубину 10-12 см.
Для вновь строящихся зданий крепление сеток можно осу-
ществлять соответствующим количеством хомутов из ар-
матурной стали диаметром 4 мм или пучком вязальной
проволоки с таким же сечением, уложенных в горизон-
тальных швах кладки.
Одним из основных путей повышения сейсмостойкости
кирпичных зданий является их строительство в сборном
варианте из укрупненных стеновых элементов панелей и
блоков [11.16, 37, 48, 50, 63, 64, 80; III.8,14; IV.10],
Рассмотренные методы усилений кладки находят приме-
нение в кирпичных зданиях, возводимых пока, в основном,
индивидуальным методом (вручную, с поштучной уклад-
кой). Возведение зданий из штучной кладки требует боль-
шой затраты труда, а сами конструкции, выполненные в
ручной кладке, часто отличаются низким качеством. Эти об-
стоятельства особенно резко сказываются при строитель-
стве в сейсмических районах. Поэтому наиболее перспек-
тивным в настоящее время методом использования кирпича
в сейсмостойком строительстве, обеспечивающим повыше-
ние качества и эффективности этого наиболее массового ви-
да строительства, является применение его в конструкциях
крупносборных элементов — панелей и блоков стен и перего-
родок индустриального изготовления.
В СНиП ’’Строительство в сейсмических районах” [П.80]
предусмотрено ужесточение требований к кирпичной
кладке. Ручная кладка в настоящее время допускается
90
только при условии достижения в ней сцепления, соответ-
ствующего I или II категориям по сопротивляемости сей-
смическим воздействиям. Указанное предопределяет тен-
денцию перевода традиционного кирпичного строитель-
ства на рельсы прогрессивного, индустриального стро-
ительства.
Некоторые из приведенных методов усилений для кир-
пичной кладки, выполняемой вручную, находят примене-
ние и в крупноразмерных стеновых конструкциях.
Кирпичные здания, смонтированные из таких индус-
триальных конструкций в виде панелей и блоков, по срав-
нению со зданиями, возведенными с поштучной укладкой
кирпича, являются более сейсмостойкими. Кроме того, ме-
тод возведения зданий с применением крупносборных сте-
новых элементов отвечает современным требованиям ин-
дустриального строительства.
Одним из процессов выполнения кладки для крупно-
размерных индустриальных стеновых элементов является
ее вибрирование, которое позволяет полностью заполнить
все вертикальные и горизонтальные швы кладки, повысить
в ней сцепление и в целом повысить прочность кирпичной
кладки. Благодаря этому, если достигается идеальное за-
полнение швов (равномерная толщина, одинаковая плот-
ность раствора по длине шва, отсутствие незаполненных
швов, хорошее сцепление раствора с кирпичом не только в
горизонтальных, но и в вертикальных швах), то может
быть получена прочность кладки, близкая к действитель-
ной прочности кирпича. При этом прочность и деформаци-
онные свойства раствора должны быть соответственно не
ниже и не выше прочности и деформационных свойств ис-
пользуемого кирпича [11.76]. При обычной ручной укладке
кирпича в кладке качественного заполнения швов не дос-
тигается. Вследствие этого прочность обычной кладки и
сцепление в ней значительно ниже вибрированной; иной в
них и характер разрушения образцов.
Осмотр разрушенных образцов-панелей, испытанных на
действие сжимающей нагрузки вдоль диагонали показал,
что в обычной, невибрированной кладке трещина прохо-
дит по ее растворным швам, а в вибрированной клад-
ке-как по кирпичу, так и по раствору. Такое изменение
характера связано с хорошим заполнением раствором вер-
тикальных швов и активным включением их в работу клад-
ки, а также повышенным сцеплением в горизонтальных
швах кладки [II.51].
91
Применение вибрирования при изготовлении панелей,
блоков из кирпича, керамики и природных камней по
сравнению с ручной кладкой без вибрирования увеличива-
ет их прочность при перекосе [11.35, 39, 48, 56, 84], увели-
чивает их прочность при сжатии (до 2 и более раз [1.18;
П.З, 30, 37, 50, 63, 64, 76; IV.8]) и изгибе [11.12], уменьша-
ет предельные деформации и деформацию ползучести
кладки [П.З, 13] (в 2,5-3 раза [11.30, 50]), а также повы-
шает сцепление [11.12, 14,19, 30, 38-40, 44-46, 48, 50,
53, 61, 85], которое соответствует показателям кладки вы-
ше I категории при применении как обожженного, так и
силикатного кирпича [П.30, 32, 54, 63, 70, 71; TV.10]. По
данным [11.46] при срезе превышение предела прочности
вибрированной кладки над пределом прочности невибри-
рованной кладки при отсутствии обжатия (бу = 0) состав-
ляет 70-172%, а при обжатии <гу = 0,5 МПа (5 кгс/см2)
всего лишь на 13-31%. Прочность вибрированной кладки
не зависит от квалификации каменщика [1.18, П.14, 44,
48, 63].
Испытание армированных виброкирпичных панелей по-
казало увеличение прочности в среднем до 20% при изме-
нении процента армирования от 0,07 до 0,39 [П.З].
Исследование несущей способности обычной и вибри-
рованной кладки без усиления, с усилением арматурными
сетками в штукатурных слоях, а также вибрированной
кладки без усиления с косым расположением кирпича в
образцах при испытании на перекос сжимающей вдоль
диагонали статической и пульсационной (1000 циклов, ча-
стота 5 Гц) нагрузкой показали, что вибрированные об-
разцы без усиления выдержали разрушающую нагрузку в
2-2,6 раза большую, чем невибрированные. В образцах с
усилениями с косым расположением кирпича прочность
виброкирпичных панелей оказалась выше в 2 - 4,5 раза со-
ответствующих показателей обычной кирпичной кладки
[11.28].
Повышение прочности кладки за счет вибрации
С. В. Поляков объясняет следующими причинами. Во-пер-
вых, оно улучшает заполнение раствором неровностей
опорной поверхности кирпича и обеспечивает заполнение
раствором вертикальных швов кладки; во-вторых, оно при-
водит к быстрому уплотнению растворного шва за счет ус-
коренного отжатия влаги в кирпич, что сближает дефор-
мационные свойства (и особенно, коэффициенты попереч-
ного расширения) кирпича и шва; в-третьих, за счет того
92
же ускоренного отжатия влаги в кирпич резко снижаются
усадочные деформации раствора [1.18].
Идея изготовления крупных блоков из кирпичной клад-
ки не новая, она возникла еще в'довоенные годы [11.50],
однако, практического развития в тот период не получи-
ла, и, в первую очередь, из-за отсутствия на стройпло-
щадке кранов необходимой мощности. В 1942 г.
А. И. Кучеровым была применена кладка из крупных кир-
пичных блоков, но в ограниченном объеме [1.18]. Только в
послевоенные годы, когда на стройке появились мощные
краны, больше начали изготавливать и шире применять в
строительстве крупные кирпичные блоки и панели.
Впервые внедрил и широко применил крупные кирпич-
ные блоки в послевоенные годы инженер-изобретатель
В. С. Ребриков при строительстве жилых и общественных
зданий.
В 1937 г. Н. И. Кравчени была предложена впервые
идея поверхностного вибрирования кирпичной кладки для
повышения прочности кладки.
Высокую эффективность и практическую целесообраз-
ность изготовления кладки вибрационным способом дока-
зали Е. Г. Малышев и Л. Н. Пицкель. Е. Г. Малышевым
предложен способ изготовления блоков в формах на виб-
роплощадке. Л. Н. Пицкелем разработан способ послойно-
го вибрирования. Результаты испытания образцов этими
авторами и в последующем проверка их результатов в
ЦНИИСК С. В. Поляковым, В. И. Коноводченко и
А. А. Емельяновым показали, что увеличение прочности
вибрированной кладки по сравнению с прочностью обыч-
ной кладки составляет 100 -150% [11.50].
Применение вибрационного способа при производстве
крупных кирпичных блоков и данные об их повышенной
прочности явились основой для разработки крупных виб-
рокирпичных панелей, предложенных Г. Ф. Кузнецовым,
Н. В. Морозовым и П. Ф. Сыпчук.
Большая заслуга в проведении широкого круга иссле-
дований на образцах вибрированной кирпичной кладки, а
также на крупноразмерных кирпичных изделиях принад-
лежит С. В. Полякову, С. А. Семенцову, Н. В. Морозову,
В. А. Камейко, В. И. Коноводченко, А. А. Емельянову и
ДР.
В последние годы ряд научно-исследовательских и про-
ектных организаций нашей страны - ЦНИИСК им. Куче-
ренко, ЦНИИЭПжилища, Союзгипростром, ЦНИИпромзда-
93
ний, КиевЗНИИЭП, Харьковский ПромстройНИИпроект и
др. в соответствии с планом, утвержденным Госстроем
СССР, изучили и обобщили опыт строительства кирпично-
панельных зданий и разработали на их основе ряд проектов
жилых и промышленных зданий, отечественной технологии
и образцов оборудования для изготовления индустриаль-
ных кирпичных стеновых изделий [Ш.8, 14; IV.10].
Виброкирпичные панели или блоки можно изготовлять
по конвейерной или стендовой технологии как в цехах
или полигонах, создаваемых при кирпичных заводах, так и
непосредственно на приобъектных строительных площад-
ках. Монтаж сборных крупноразмерных кирпичных изде-
лий аналогичен процессу монтажа зданий из бетонных,
керамзитобетонных или железобетонных панелей и бло-
ков.
Индустриальные стеновые конструкции из кирпича
(камня) применяются как в сейсмических, так и в несей-
смических районах (Узбекистан, Киргизия, Молдавия, Ук-
раина, РСФСР и др.).
Комплекс работ по внедрению индустриальных вибро-
кирпичных изделий был проведен Госстроем и Минтяж-
строем Казахской ССР. Здесь Казгорстройпроектом и его
Талды-Курганским филиалом совместно с С. В. Поляко-
вым, В. И. Коноводченко и автором этого учебного посо-
бия разработаны проекты жилых домов из виброкирпич-
ных блоков для строительства в районах с сейсмичностью
7, 8 и 9 баллов [11.33, 34, 37], а Союзгипростромом б. Мин-
промстройматериалов СССР-проект технологической ли-
нии по выпуску виброкирпичных изделий в цехе для этих
домов [II. 7, 81].
По главным показателям (сметной стоимости, расходу
материалов и затратам труда) дом из виброкирпичных
блоков имеет значительные преимущества по сравнению с
кирпичным домом по проект-аналогу. Годовая экономия
при строительстве домов из сборных кирпичных блоков со-
ставит 355,2 тыс. руб. [11.81].
Изучая опыт совместной работы треста № 36 Главзап-
строя и ЦНИИСК им, Кучеренко Госстроя СССР по вне-
дрению виброкирпичных перегородок на строительстве
объектов г. Ленинграда, трест Алмаатапромстрой Мин-
тяжстроя Казахской ССР впервые в сейсмостойком стро-
ительстве республики начал изготовлять и применять ин-
дустриальные панели-перегородки из глиняного кирпича в
некоторых культурно-бытовых, административных и про-
94
мышленных зданиях [11.31, 32, 37, 70-72, 74; IV.10].
В этих зданиях по проекту предусматривались кирпичные
перегородки, выполняемые индустриальным методом
(вручную с поштучной укладкой). При производстве пере-
городок в ручной кладке необходимо устройство лесов-
подмостей, подача раствора и кирпича на высоту, выпол-
нение большого объема штукатурных работ, что суще-
ственно повышает общую трудоемкость строительства.
Наоборот, при изготовлении перегородок в виде панелей
исключаются указанные операции и значительно снижает-
ся трудоемкость ведения кладки и в целом снижается об-
щий срок строительства здания. Кроме того, при ручном
способе в кладке крайне трудно достичь сцепления, пре-
дусмотренного нормами по сейсмостойкому строительству,
а при индустриальном методе ведения кладки, как отме-
чалось выше, в ней достигается сцепление, удовлетворяю-
щее требованиям этих норм.
Разработанная конструкция индустриальных крупно-
размерных панелей кирпичных перегородок может быть
использована в зданиях различного конструктивного ре-
шения и назначения, строящихся в районах с сейсмично-
стью 7, 8 и 9 баллов. Максимальный размер панелей-пере-
городок 4,5 х 5,6 м. Их выполняют из кирпича путем
кладки на ребро с перевязкой швов и с двумя штукатур-
ными армированными слоями; толщина перегородки 10 см.
Для изготовления индустриальных перегородок можно
применять обыкновенный глиняный кирпич марки 75. Доп-
ускается применение некондиционного кирпича и кирпич-
ного боя. Непосредственно перед укладкой в жаркое и су-
хое время кирпич следует увлажнять поливом водой или
погружением контейнера с ним в емкости с водой.
Допускается применение силикатного кирпича при ус-
ловии опытного изготовления и испытания фрагментов пе-
регородок. Раствор следует применять сложный, пластич-
ный, литой консистенции (sl= 12 -14 см).
Для обеспечения лучшего заполнения швов и уплотне-
ния раствора при изготовлении панелей следует приме-
нять виброрейки.
Несущая способность панелей проверялась их испыта-
нием и расчетом [11.32, 72; IV.10].
Проведенные испытания панелей показывают, что их
фактическая несущая способность находится в пределах
4000-8300 Н/м2 (400-830 кгс/м2), в зависимости от
технологических особенностей изготовления, или в 4 — 9
96
раз превышает расчетную. Испытанные панели показали
также хорошие деформационные свойства.
В дополнение к опытным данным была проведена рас-
четная оценка несущей способности виброкирпичных па-
нелей перегородок на изгиб из плоскости при действии
равномерно распределенной нагрузки.
В сущности, методика расчета для виброкирпичных пе-
регородок отсутствует. Однако, учитывая высокую моно-
литность кладки в таких перегородках, для расчета можно
воспользоваться теорией изгибаемых элементов железобе-
тонных конструкций, рассматривая панель, как изготов-
ленную из бетона, заполнителем в котором является кир-
пич.
В целом накопленный трестом Алмаатапромстрой опыт
применения и монтажа крупноразмерных индустриальных
виброкирпичных панелей-перегородок при строительстве
промышленных объектов в г. Алма-Ате показал эффектив-
ность такого метода использования кирпича взамен руч-
ной кладки.
В ряде сейсмических районов-в Крыму, Азербайджа-
не, Молдове, Армении, Дагестане и др., где имеются боль-
шие запасы дешевого природного камня (известняк, туф и
т.п.), каменное домостроение занимает большой объем
строительства. Удельный вес каменных зданий в Молдове
составляет 40% [П.6, 16].
Большие экспериментально-теоретические исследова-
ния по повышению сейсмостойкости каменных зданий вы-
полнены С. В. Поляковым, Ю. В. Измайловым, Г. Г. Шо-
роховым, В. И. Коноводченко, А. А. Чуприна и др. [11.14,
16, 17, 20-23, 26, 30, 36, 43, 48, 53, 60, 84].
Полученные результаты, по рекомендуемым ими мето-
дам усилений, свидетельствуют о достаточной сейсмо-
стойкости каменных зданий и перспективности их приме-
нения. Стоимость стен из пильного известняка, например,
в Молдове, в 2-3 раза ниже, чем из сборных железобе-
тонных панелей [П.6].
Среди союзных республик Молдова занимает первое
место по плотности населения; удельный вес плодородия
земель-82% [П.6]. В этой связи необходимость эффектив-
ного использования участков, отводимых под застройку,
требует повышения этажности зданий. Как отмечалось ра-
нее, анализ состояния каменных зданий при землетрясе-
ниях свидетельствует об их низкой сейсмостойкости, если
стена выполнялась ручной кладкой без соответствующих
96
усилений. Поэтому кирпичные или каменные здания, со-
гласно норм, имеют высоту 5, 4 и 3 этажа соответственно
при сейсмичности площадки 7, 8 и 9 баллов (п.5, табл. 8
[11.80]). Нормальное сцепление при этом в кладке должно
быть I категории, которую обычным способом практически
трудно достичь. Для повышения сейсмостойкости и увели-
чения этажности каменных (кирпичных) зданий наиболее
целесообразными путями по данным исследователей и
описанным выше экспериментам являются замена ручной
кладки стен на индустриальные крупноразмерные изделия
в виде блоков и панелей, а также выполнение кладки с
дополнительными усилениями арматурой и железо-
бетоном - сердечниками (здания комплексной конструк-
ции) или каркасом (каркасно-каменные здания).
В своих монографиях Ю. В. Измайлов [11.16, 17]
каркасно-каменные здания подразделяет на два типа - тип
I и тип II. В зданиях типа I кладка заполнения в пределах
каждого этажа выполняется после возведения каркаса
(обычно сборного). При таком способе строительства клад-
ка, как правило, не имеет по всему периметру плотного
контакта и необходимой прочной связи с каркасом. Поэто-
му в восприятии горизонтальных сил участвует не весь
объем заполнения, а лишь часть его.
Кроме того, в виду возможности образования зазоров
между ригелями и нижележащей кладкой в зданиях типа
I, при проектировании всю вертикальную нагрузку пере-
дают на каркас здания. В этом случае стойка первого
этажа оказывается более перегруженной, что вызывает не-
обходимость увеличения ее несущей способности по срав-
нению со стойками вышележащих этажей. Фундаменты
соответственно должны иметь более развитую подошву.
Эти обстоятельства приводят к перерасходу материалов в
зданиях типа I.
В зданиях типа II возведение кладки стен в пределах
каждого этажа опережает устройство каркаса, стойки ко-
торого изготавливаются обязательно из монолитного желе-
зобетона с использованием кладки в качестве опалубки, а
ригели-из сборно-монолитного или монолитного железо-
бетона. Такой способ строительства каркасно-каменных
зданий обеспечивает плотный и прочный контакт между
заполнением (кладкой) и каркасом по всему контуру их
сопряжения. Поэтому, благодаря полному опиранию риге-
лей на кладку и стойку, вертикальная нагрузка восприни-
мается всеми этими элементами. В этом случае на стойки
13-1556
97
каркаса приходится лишь часть вертикальной нагрузки.
Поэтому при одинаковых расчетных нагрузках на оба типа
зданий сечение каркаса в зданиях типа II можно запроек-
тировать с меньшей несущей способностью, чем в зданиях
типа I. Кроме того, в зданиях типа II в восприятии гори-
зонтальных нагрузок участвует весь объем заполнения
благодаря его плотной и прочной связи с каркасом. Таковы
отличительные особенности работы под нагрузкой и пре-
имущества каркасно-каменных зданий типа П по сравне-
нию со зданиями типа I.
При проектировании каркасно-каменных зданий типа
II, кроме соблюдения требований норм [11.80] в отношении
четких конструктивно-планировочных схем с монотонным
шагом колонн, необходимо и обязательное расположение
колонн во всех пересечениях капитальных стен.
Каркасно-каменные здания типа II по стоимости де-
шевле железобетонных зданий и по сравнению с ними
имеют меньший расход металла и цемента. Такие здания
возводятся высотой до 9 этажей. В новых проектных реше-
ниях этажность увеличена до 12 [11.18]. Благодаря высо-
кой сейсмостойкости, каркасно-каменные здания успешно
перенесли без каких-либо повреждений Карпатское земле-
трясение 1977 г. [1.14; П.5, 18].
Опыт возведения и проектирования каркасно-каменных
зданий в Молдове используется и в других союзных рес-
публиках (РСФСР, Украина, Азербайджан). На Сахалине
построены несколько 9-этажных жилых домов [11.18].
Разработки проектных и научно-исследовательских орга-
низаций в целом подтверждают, что внедрение прогрессив-
ных методов использования кирпича (камня) будет способ-
ствовать индустриализации и эффективности строительно-
го производства и, по-видимому, только путем индустри-
ализации можно повысить качество и сейсмостойкость наи-
более массового вида строительства [Ш.8, 14; IV.10].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ II
1. Айрапетов Д. II., Гинзбург В. П., Смирнов А. В. Кирпич в
современном строительстве//Новое в жизни, науке, технике. Сер.
Строительство и архитектура. № 3. М.: Знание, 1984. 48 с.
2. Байков А. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции:
Общий курс. Учеб, для вузов. 4-е изд., перераб. М.: Стройиздат, 1985.
728 с.
98
3. Воробьева С. А. Несущая способность виброкирпичных пане-
лей с продольным армированием при осевом и внецентренном
сжатии//Прочность и устойчивость крупнопанельных конструкций:
Труды ЦНИИСК. Вып. 15/Под ред. С. А. Семенцова и В. А. Камей-
ко. М.: Госстройиздат, 1962. С.197 - 217.,
4. Гвоздев А. А., Залесов А. С., Серых Р. Л. Новые нормы
проектирования бетонных и железобетонных конструкций//Бетон и
железобетон. 1986. № 6. С.5-6.
5. Графов С. С. Перспективные виды сейсмостойкого строитель-
ства в Молдавской ССР//Снижение материалоемкости и трудоемкости
сейсмостойкого строительства: Тез. докл. Всесоюзн. совещания
(Алма-Ата, окт. 1982 г.). М.: Стройиздат, 1982. С.72 -73.
6. Графов С. С., Измайлов Ю. В., Шибко П. Г. Состояние и
перспективы развития сейсмостойкого строительства в Молдавской
ССР//Совершенствование методов расчета и конструирования зданий
и сооружений, возводимых в сейсмических районах. Тез. докл. Всесо-
юзн. совещания (Кишинев, окт. 1976 г.). Кишинев: Картя Молдовеня-
скэ, 1976. 30 с.
7. Гробер Л. И. и др. Технологическая линия по производству
индустриальных виброкирпичных изделий на КСМК треста
Талдыкурганпромстрой/Л. И. Гробер, Г. И. Соколова, В. И. Коновод-
ченко, С. М. Сафаргалиев//Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстроя
КазССР. Сер. Строительные материалы, конструкции и изделия. № 7.
Алма-Ата, 1980. 7 с.
8. Гроссман А. Б., Ширин В. В. Испытание фрагментов кир-
пичных стен комплексной конструкции//Строительство и архитектура
Узбекистана. Ташкент, 1972. № 10. С.38-40.
9. Гукасян В. К., Карапетян В. В., Шахсуварян Л. В. Экспе-
риментальное исследование несущей способности и деформаций ком-
плексной конструкции с туфовой кладкой при статическом
нагружении//Всесоюз. совещание: Проектирование и строительство
сейсмостойких зданий и сооружений (Фрунзе, окт. 1971 г.). Ереван,
1971. С.34-43.
10. Гуревич А. М., Малоглазов В. И., Рассказовский В. Т.
Комплексные конструкции стен со сборномонолитными сердечни-
ками//Строительство и архитектура Узбекистана. Ташкент, 1970.
№ 2. С.17-19.
11. Джабаров М. К., Кожарииов С. В., Лунев А. А. Исследова-
ние работы крупномасштабной модели здания с кирпичными стенами
комплексной конструкции при горизонтальных нагрузках//Динамика
и сейсмостойкость зданий и сооружений/Под ред. С. В. Кожаринова.
Душанбе: Дониш, 1980. С.175-188.
12. Дмитриев А. С., Черкашин А. В. Влияние технологических
параметров на прочность и деформации вибрированной кладки//Проч-
99
ность и устойчивость крупнопанельных конструкций: Труды
ЦНИИСК. Вып. 15/Под ред. С. А. Семенцова и В. А. Камейко. М.:
Госстройиздат, 1962. С.84 -95.
13. Дмитриев А. С., Черкашин А. В. Исследование прочности и
деформации кладки виброкирпичных панелей при длительном дей-
ствии нагрузок//Прочность и устойчивость крупнопанельных кон-
струкций: Труды ЦНИИСК. Вып. 15/Под ред. С. А. Семенцова и
В. А. Камейко. М.: Госстройиздат, 1962. С.103 -120.
14. Еременок П. Л., Измайлов Ю. В. Монолитность и сейсмо-
стойкость конструкций из естественного камня. Кишинев: Картя Мол-
довеняска, 1968. 202 с.
15. Ержанов Ж. С. и др. О новом подходе к сейсмическому
микрорайонированию/Ж. С. Ержанов, И. Л. Нерсесов, В. И. Шаци-
лов, А. Нурмагамбетов, А. Сыдыкэв//Сейсмическое микрорайонирова-
ние. Кишинев, 1979.
16. Измайлов Ю. В. Индустриальное строительство сейсмостой-
ких каменных зданий. Кишинев: Картя Молдовеняска, 1983. 214 с.
17. Измайлов Ю. В. Сейсмостойкость каркасно-каменных зда-
ний. Кишинев: Картя Молдовеняска, 1975. 310 с.
18. Измайлов Ю. В. Сейсмостойкость каркасно-каменных зда-
ний повышенной этажности//Снижение материалоемкости и трудоем-
кости сейсмостойкого строительства: Тез. докл. Всесоюзн. совещания
(Алма-Ата, окт. 1982 г.) М.: Стройиздат, 1982. С.80-181.
19. Измайлов Я. А., Антонов В. А. Крупнопанельные дома из
виброкаменных панелей//Исследования по сейсмостойкости крупнопа-
нельных и каменных зданий: Труды ЦНИИСК. Вып. 7/Под общ. ред.
С. В. Полякова. М.: Госстройиздат, 1962. С.179-188.
20. Измайлов Ю. В., Беличенко Б. И., Шибко П. Г. Сейсмо-
стойкие каменные здания с преднапряженными стенами//Проектиро-
вание и строительство сейсмостойких зданий в Молдавской ССР: Тез.
докл. II республ. конференции (май 1972 г.). Кишинев, 1972.
С.89-91.
21. Измайлов Ю. В., Чуприна А. А. Исследование напряженно-
деформированного состояния каркасно-каменных зданий второго типа
при вертикальной нагрузке/'/Вопросы сейсмостойкого строительства.
Кишинев: Изд. ЦК КП Молдавии, 1974.
22. Измайлов Ю. В., Шорохов Г. Г. О методике эксперимен-
тальной оценки несущей способности простенков каменных зданий при
действии нагрузок типа сейсмических//Рекомендации по производству
местных строительных материалов и их применение в проектировании
и строительстве в Молдавской ССР. Кишинев: Изд. ЦК КП Молдавии,
1972.
23. Лльченко Э. В., Тарновский К. И. Производство и приме-
нение в строительстве крупных составных преднапряженных блоков из
100
пильного известняка//Совершенствование методов расчета и констру-
ирования зданий и сооружений, возводимых в сейсмических районах.
Ч. II: Тез. докл. Всесоюз. совещания’ (Кишинев, окт. 1976 г.). Кишинев,
1976. С.107-119.
24. Камейко В. А. Исследование прочности и деформаций армо-
каменных конструкций//Исследование по каменным конструкциям.
М.: Стройиздат, 1950.
25. Каменные и армокаменные конструкции. Примеры расчета:
Учеб, пособие для вузов/Под ред. Л. П. Полякова. Киев: Вища школа,
1980. 144 с.
26. Клигерман С. И., Резницкий В. С., Протасов Н. И. При-
менение напрягаемого армирования в крупноблочных сейсмостойких
зданиях//Проектирование и строительство сейсмостойких зданий в
Молдавской ССР: Тез. докл. II республ. конференции (май 1972 г.).
Кишинев, 1972. С.107 - 108.
27. Кожаринов С. В. Исследование деформаций кирпичной
кладки при действии горизонтальных нагрузок//Динамика и сейсмо-
стойкость зданий и сооружений/Под ред. С. В. Кожаринова. Душан-
бе: Дониш, 1980. С.189- 199.
28. Коноводченко В. И. Исследование сейсмостойкости кирпич-
ной кладки и виброкирпичных панелей//Сейсмостойкость крупнопа-
нельных и каменных зданий/Под ред. С. В. Полякова М.: Стройиз-
дат,'1967. С.171 - 180.
29. Коноводченко В. И. Усиление стен кирпичных зданий для
повышения их сейсмостойкости//Сейсмостойкость крупнопанельных и
каменных зданий/Под ред. С. В. Полякова. М.: Стройиздат, 1967.
С.180-186.
30. Коноводченко В. И. Индустриализация кирпичного и ка-
менного строительства в сейсмических районах СССР//Совершенство-
вание методов расчета и конструирования зданий и сооружений, возво-
димых в сейсмических районах: Тез. докл. Всесоюз. совещания (Киши-
нев, окт. 1976 г.). М., 1976. С.33-41. _
31. Коноводченко В. И., Сафаргалиев С. М., Садыков Г. Н.
Опыт изготовления виброкирпичных перегородок для производственных
зданий в г. Алма-Ате//Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстроя
КазССР. Сер. Строительные материалы, конструкции и изделия. J'S 7.
Алма-Ата, 1978. 7 с.
32. Коноводченко В. И., Сафаргалиев С. М , Садыков Г. И.
Индустриальные кирпичные перегородки для сейсмс-т 'йкого стро-
ительства//Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстро) ' ССР. Сер.
Строительные материалы, конструкции и изде гия. J'S ч. Алма-Ата,
1979. 6 с.
33. Коноводченко В. И., Сафаргалиев С. М., Сушенцев В. Д.
Жилой дом со стенами из виброкирпичных блоков для строительства в
101
районах с 9-балльной сейсмичностью//Экспресс-информ. КазЦНТИС
Госстроя КазССР. Сер. Жилищно-гражданское строительство. >8 1.
Алма-Ата, 1980. 9 с.
34. Коноводченко В. И., Сафаргалиев С. М., Хан Г. А. Стеновые
конструкции из виброкирпичных блоков для сейсмостойкого строитель-
ства//Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстроя КазССР. Сер. Строитель-
ные материалы, конструкции и изделия. >в 12. Алма-Ата, 1979. 6 с.
35. Коноводченко В. И., Турсунов И. Т. Исследование кладки
из пильного известняка месторождения Кара-Кушхана//Всесоюз. сове-
щание: Проектирование и строительство сейсмостойких зданий и со-
оружений (Фрунзе, окт. 1971 г.). М., 1971. С.64 - 69.
36. Методические рекомендации по расчету стен крупноблочных
зданий, возводимых в сейсмических районах/Б. П. Гудков, С- И. Кли-
герман, М. В. Микульчик, Ю. В. Измайлов, А. А. Чуприна,
А. С. Золотков, В. И. Коноводченко. Киев: КиевЗНИИЭП, 1984. 76 с.
37. Морозов И. В. и др. Исследование прочности и деформации
индустриальных стеновых конструкций из кирпича и бетона/
Н. В. Морозов, С. М. Сафаргалиев, В. А. Камейко, В. П. Хлебцов,
Н. М. Оспанов, Г. А. Манюков, А. В. Исмаилов//Экспресс-информ.
КазЦНТИС Госстроя КазССР. Сер. Строительные материалы, кон-
струкции и изделия. № 6. Алма-Ата, 1981. 44 с.
38. Мурашко В. И. Сцепление в кладках из ракушечников низ-
кой прочности//Исследования по сейсмостойкости крупнопанельных и
каменных зданий: Труды ЦНИИСК. Вып. 7/Под общей ред.
С. В. Полякова. М.: Госстройиздат, 1962. С.223-246.
39. Оруджев Ф. М., Кулиев Р. А. Прочность и деформативность
каменных, виброкаменных и керамзитобетонных панелей при воздей-
ствии статических и циклических нагрузок, вызывающих их перекос в
своей плоскости//Всесоюзн. совещание: Проектирование и строитель-
ство сейсмостойких зданий и сооружений (Фрунзе, окт. 1971 г.). М.,
1971. С.87-93.
40. Отовчиц В. В. Виброкаменные конструкции при строитель-
стве в сейсмических районах//Снижение материалоемкости сейсмо-
стойкого строительства: Тез. докл. Всесоюзн. совещания (Алма-Ата,
окт. 1982 г.). М.: Стройиздат, 1982. С.77 -78.
41. Пастернак П. Л. Комплексные конструкции. М.: Стройвоен-
мориздат, 1948. 90 с.
42. Поляков С. В. Исследование прочности и деформативных
свойств комплексных сечений//Исследования по каменным конструк-
циям. М.: Стройиздат, 1950.
43. Поляков С. В. Каменная кладка в каркасных зданиях. М.:
Госстройиздат, 1956. 188 с.
44. Поляков С. В. Сцепление в кирпичной кладке. М.: Госстрой-
издат, 1959. 84 с.
45. Поляков С. В. Обзор исследований сцепления ,в кладке из си-
ликатного кирпича и возможные пути повышения сейсмостойкости зда-
ний со стенами из этого кирпича//Матер. совещания по обеспечению
монолитности кладки из силикатного кирпича для строительства в
сейсмических районах (Тбилиси, янв. 1973 г.)/Под ред. С. В. Поляко-
ва и В. И. Коноводченко. М.: Стройиздат, 1975. С.5-34.
46. Поляков С. В., Бабинцева А. Н. Сопротивление виброкир-
пичной и обыкновенной кладки срезу и отрыву//Исследования по сей-
смостойкости крупнопанельных и каменных зданий: Труды ЦНИИСК.
Вып. 7/Под общей ред. С. В. Полякова. М.: Госстройиздат, 1962.
С.166-178.
47. Поляков С. В. и др. Исследование сейсмостойкости кирпич-
ной кладки с применением сейсмоплатформы/Поляков С. В., Дени-
сов Б. Е., Котов Ю. И., Сафаргалиев С. М.//Всесоюзн. совещание:
Проектирование и строительство сейсмостойких зданий и сооружений
(Фрунзе, окт. 1971 г.). М., 1971. С.43-49.
48. Поляков С. В. и др. Каменная кладка из пильных
известняков/Поляков С. В., Измайлов Ю. В., Коноводченко В. И.,
Оруджев Ф. М., Поляков Н. Д. Кишинев: Картя Молдовеняска. 1973.
344 с.
49. Поляков С. В., Кожаринов С. В. Прочность кладки ком-
плексной конструкции при совместном действии статических горизон-
тальных и вертикальных нагрузок//Строительство и архитектура Уз-
бекистана. Ташкент, 1974. № 8. С.11-16.
50. Поляков С. В., Коноводченко В. И. Прочность и деформа-
ции сборных виброкирпичных и эффективных кладок. М.: Госстройиз-
дат, 1961. 148 с.
51. Поляков С. В., Коноводченко В. И. Прочность и деформа-
ции квадратных виброкирпичных панелей при перекосе в плоскости
стены. Прочность вертикальных стыков//Исследования по сейсмостой-
кости крупнопанельных и каменных зданий: Труды ЦНИИСК.
Вып. 7/Под общей ред. С. В. Полякова. М.: Госстройиздат, 1962.
С.149-165.
52. Поляков С. В. и др. Исследование прочности кирпичной
кладки различных конструктивных решений/Поляков С. В., Коновод-
ченко В. И., Сафаргалиев С. М., Гунина Р. С.//Матер. к Всесоюзн.
совещанию по проектированию и строительству сейсмостойких зданий
и сооружений (Фрунзе, окт. 1971 г.). М., 1971. С.115 - 119.
53. Поляков С. В., Коноводченко В. И., Турсунов Н. Т. Сцеп-
ление в кладке из пильного известняка//Прочность крупнопанельных
и каменных ко; ’рукций. М.: Стройиздат, 1972.
54. Поляков С. В., Малышев Е. Г., Маслинковский А. С. При-
менение кирпичных блоков в жилищном строительстве
Киргизии//Жилищное строительство. 1979. № 5. С.11-13.
103
55. Поляков С. В. и др. Комплексные элементы для стен сейсмо-
стойких зданий/Поляков С. В., Поляков В. С., Сафаргалиев С. М.,
Уразиманов М. Р. М., 1989. (А.с. по заявке № 4637863/31 — 33/010132
от 26.12.89).
56. Поляков С. В., Садыхов 3. Г. Прочность. и деформация
сплошных виброкаменных панелей при перекосе//Сейсмостойкость
сборных крупноэлементных зданий. М.: Госстройиздат, 1963.
57. Поляков С. В., Сафаргалиев С. М. Прочность кладки из кир-
пича низких марок, усиленной вертикальной арматурой и железобетон-
ными сердечниками/УСейсмостойкость зданий и сооружений: Труды
ЦНИИСК. Вып. 26/Под ред. С. В. Полякова. М., 1972. С.156 - 176.
58. Поляков С. В., Фалевич В. Н. Проектирование каменных и
крупнопанельных конструкций: Учеб, пособие для вузов. М.: Высшая
школа, 1966. 239 с.
59. Поляков С. В., Фигаров А. Г., Шукюров С. С. Исследование
прочности и деформаций комплексных конструкций из известняковых
камней Азербайджана//Вопросы сейсмостойкого строительства. Ки-
шинев: Изд. ЦК КП Молдавии, 1974.
60. Почапсжяй А. П., Чуприиа А. А. Конструкция и технология
изготовления крупных составных блоков из мелких блоков пильного
известняка//Совершенствование методов расчета и конструирования
зданий и сооружений, возводимых в сейсмических районах. Ч. II: Тез.
докл. Всесоюзн. совещания (Кишинев, окт. 1976 г.). Кишинев, 1976,
С.98-106.
61. Рабинович А. И. Исследование виброкирпичных стеновых па-
нелей для промышленных зданий//Прочность и устойчивость крупнопа-
нельных конструкций: Труды ЦНИИСК. Вып. 15/Под ред. С. А. Се-
менцова и В. А. Камейко. М.: Госстройиздат, 1962. С.244 - 270.
62. Розенблюмас А. М. Каменные конструкции: Учеб, пособие
для вузов. М.: Высшая школа, 1964. 302 с.
63. Рекомендации по заводскому изготовлению крупных вибро-
кирпичных блоков и панелей/ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко. М.,
1982. 68 с.
64. Руководство по проектированию, изготовлению и применению
кирпичных и керамических панелей в строительстве зданий. М.:
Стройиздат, 1977. 33 с.
65. Руководство по проектированию каменных и армокаменных
конструкций. М.: Стройиздат, 1974. 183 с.
66. Сафаргалиев С. М. Прочность сцепления в кладке из сили-
катного кирпича//Матер. V научно-техн. конф, молодых специалис-
тов ЦНИИСК. М., 1970. С.122-125.
67. Сафаргалиев С. М. Сцепление в кирпичной кладке из фигур-
ного кирпича//Исследования по строительным конструкциям: Труды
ЦНИИСК. Вып. 12. М., 1970. С.109-117.
104
68. Сафаргалиев С. М. Исследование статической и динамиче-
ской прочности сцепления кладки из глиняного кирпича новой
конструкции//Исследование сейсмостойкости сооружений и конструк-
ций: Труды КазпромстройНИИпроекта. Вып. 5(15)/Под ред.
Т. Ж. Жунусова. Алма-Ата, 1972. С.162-187.
69. Сафаргалиев С. М. Исследование методов повышения сейсмо-
стойкости кладки из силикатного кирпича//Строительные материалы
из местного сырья и отходов промышленности Казахстана: Труды
ВНИИСтром им. И. П. Будникова. Вып. 16. М., 1980. С.13 - 29.
70. Сафаргалиев С. М. Опыт применения виброкирпичных пере-
городок в Алма-Ате//Экспресс-информ. ВНИИИС Госстроя СССР.
Сер. 13.59. Строительство в особых условиях. Сейсмостойкое стро-
ительство. Вып. 3. М., 1983. С.5-7.
71. Сафаргалиев С. М. Конструкции виброкирпичных панелей -
перегородок для сейсмостойких зданий//Экспресс-информ. ВНИИИС
Госстроя СССР. Сер. 14. Строительство в особых условиях. Сейсмо-
стойкое строительство. Вып. 8. М., 1984. С. 1-3.
72. Сафаргалиев С. М., Коноводченко В. И. К расчету вибро-
кирпичной панели - перегородки на действие нагрузок из ее плоское-
ти//Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстроя КазССР. Сер. Стро-
ительные материалы, конструкции и изделия. № 3. Алма-Ата,
1980. 5 с.
73. Сафаргалиев С. М., Коноводченко В. И., Гуинна Р. С. Ис-
следование сцепления в кладке из силикатного кирпича новой
конструкции//Матер. совещания по обеспечению монолитности кладки
из силикатного кирпича для строительства в сейсмических районах
(Тбилиси, янв. 1973 г.)/Под ред. С. В. Полякова и В. И. Коноводчен-
ко. М.: Стройиздат, 1975. С. 141 -148.
74. Сафаргалиев С. М. и др. Применение виброкирпичных
панелей - перегородок в промышленном строительстве г. Алма-Аты/
Сафаргалиев С. М., Коноводченко В. И., Торопов А. П., Баиш Г. О.//
Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстроя КазССР. Сер. Строительные
материалы, конструкции и изделия. № 1. Алма-Ата, 1980. 4 с.
75. Сейсмическое микрорайонирование территории города
Алма-Аты/Ержанов Ж. С., Шацилов В. И., Нурмагамбетов А., Сады-
ков А., Абулгазин Р. К. Алма-Ата: Наука, 1982. 112 с.
76. Семенцов С. А. Прочность и деформации стен из виброкир-
пичных панелей//Прочность и устойчивость крупнопанельных кон-
струкций: Труды ЦНИИСК. Вып. 15/Под ред. С. А. Семенцова и
В. А. Камейко М.: Госстройиздат, 1962. С.5-39.
77. СНиП 2.03.01 — 84. Бетонные и железобетонные конструк-
ции/Госстрой СССР. М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. 88 с.
78. СНиП 11-22-81. Каменные и армокаменные конструк-
ции/Госстрой СССР. М.: Стройиздат, 1983. 40 с.
14-1556
105
79. СНиП 2.01.07 -85. Нагрузки и воздействия/Госстрой СССР.
М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1987. 36 с.
80. СНиП II - 7 - 81. Строительство в сейсмических районах/
Госстрой СССР. М.: Стройиздат, 1982. 48 с.
81. Тарасова В. Н., Сафаргалиев С. М., Коноводченко В. И.
Организация производства и эффективность применения виброкирпич-
ных блоков в строительстве//Экспресс-информ. КазЦНТИС Госстроя
КазССР. Сер. Общие вопросы строительства, организация и техноло-
гия строительного производства. № 7. Алма-Ата, 1980. 7 с.
82. Фазылов У. и др. Работа сборных сердечников в комплексных
конструкциях стен/Фазылов У., Шум Ю. Ф. Тадкыбаев М. С., Рузме-
тов А.//Строительство и архитектура Узбекистана. Ташкент, 1971.
№ 4. С.19-25.
83. Хиггинс Р. Армокаменные несущие стены в 13-этажных зда-
ниях. Civil Engineering- (Гражданское строительство), 1972. № 8.
84. Шорохов Г. Г. Проектирование сейсмостойких зданий из
пильного известняка. Кишинев: Картя Молдовеняска, 1975. 127 с.
85. Шорохов Г. Г. Экспериментальная оценка прочности про-
стенков каменных жилых зданий Молдавской ССР//Всесоюз. совеща-
ние: Проектирование и строительство сейсмостойких зданий и соору-
жений (Фрунзе, окт. 1971 г.). М., 1971. С.60-63.
86. United States Patent Office. 2,881,663. Reinforced brick mason-
ry wall and brick therefore. Apr. 14, 1959.
87. India Patent Office. 214. Lower circular Road, Calcutta-17.
Specification № 43841, filled 29th September, 1950.
88. India Patent Office. 214. Lower circular Road, Calcutta. Specif-
ication № 37338, filed 5th May, 1947.
89. United States Patent Office. 2,929,238. К. H. Kaye. Masonry
joint mesh-strip. Mar. 22, 1960. 5 p.
90. United States Patent Office. 2,097,821. Masonry, Nov. 2, 1937.
91. United States Patent Office. 2,844,022. M. L. Klem. Building
brick. Patented, July- 22, 1958. 7 p.
ГЛАВА III
К КОНСТРУИРОВАНИЮ
И РАСЧЕТУ СЕЙСМОСТОЙКИХ
КИРПИЧНЫХ (КАМЕННЫХ) ЗДАНИЙ
В этой главе приводятся основные положения по кон-
струированию и расчету сейсмостойких зданий с несущи-
ми кирпичными стенами.
Положения составлены на основе указаний действую-
щих нормативных документов.
§ 1. К КОНСТРУИРОВАНИЮ СЕЙСМОСТОЙКИХ
КИРПИЧНЫХ (КАМЕННЫХ) ЗДАНИЙ
Неармированные кладки из каменных материалов в за-
висимости от вида кладки, а также прочности камней и
растворов подразделяются на четыре группы (табл. 1П.1)
согласно п. 6.5 [11.78].
Каменные стены в зависимости от конструктивной схемы
здания подразделяются в соответствии с п.6.6 [11.78] на:
несущие, воспринимающие кроме нагрузок от собствен-
ного веса и ветра также нагрузки от покрытий, перекры-
тий, кранов и т.п.;
самонесущие, воспринимающие нагрузку только от соб-
ственного веса стен всех вышележащих этажей зданий и
ветровую нагрузку;
ненесущие (в том числе навесные), воспринимающие
только нагрузку от собственного веса и ветра (при откры-
тых оконных проемах) в пределах одного этажа, при высо-
те его не более 6 м; при большей высоте этажа стены
этого типа условно относятся к самонесущим.
В зданиях с самонесущими и ненесутцими стенами на-
грузки от покрытий, перекрытий и т.п. передаются на кар-
кас или поперечные конструкции зданий.
Каменные стены и столбы зданий при расчете на гори-
зонтальные нагрузки, внецентренное и центральное сжа-
тие принимаются опирающимися в горизонтальном на-
107
Таблица III.1
Группы кладок
Вид кладки Группа кладки
I II III IV
1. Сплош- ная кладка из кирпича или камней марки 50 и выше На растворе марки 10 й выше На раство- ре марки 4 - -
2. То же, марок 35 и 25 - На раство- ре марки 10 и выше На раство- ре марки 4 -
3. То же, марок 15, 10 и 7 - На любом растворе На любом растворе
4. То же, марки 4 - - На любом растворе
5. Крупные блоки из кирпича или камней (вибриро- ванные и невибриро- ванные) На растворе марки 25 и выше
6. Кладка из грунто- вых мате- риалов (грунтобло- ки и сырцо- вый кир- пич) На извес- тковом рас- творе На глиня- ном раство- ре
7. Облег- ченная кладка из кирпича или бетон- ных камней с перевяз- кой гори- зонтальны- ми тычко- выми ряда- ми или ско- бами На растворе марки 50 и выше с за- полнением бетоном марки не ниже М2 5 (или класса не ниже В 2 по п. 2.3 [11.77] или вкладыша- ми марок 25 и выше На раство- ре марки 10 и выше с .заполнени- ем бетоном или вкла- дышами марки 15 На раство- ре марки 10 с заполне- нием засып- кой
108
Продолжение табл. III.1
Вид кладки Группа кладки
I II III IV
8. Облег- На растворе На раство-
ченная марки 50 и ре марки 25 с запол-
кладка из выше с за-
кирпича полнением нением с
или камней тепло изоля- теплоизоля-
колодцевая ционньши ционными
(с перевяз- плитами плитами
кой верти- или засып- или с за-
кальными диафрагма- ми) кой сыпкой
9. Кладка — На раство- На раство- На глиня-
из посте- пе марки 25 и выше ре марок 10 ном раство-
листого бу- и 4 ре
та
10. Кладка — На раство- На раство- На раство-
из рваного бута ре марки 50 и выше ре марки 25 и 10 ре марки 4
11. Бутобе- На бетоне На бетоне На бетоне —
тон марки 100 и выше (или марок М75 (иди класса ^ta^iKii М35
класса В7,5 В5)ц.М50
и выше) (В3,5)
правлении на междуэтажные перекрытия, покрытия и по-
перечные стены. Эти опоры по степени жесткости делятся
на жесткие (несмещаемые) и упругие (рис. III.1) согласно
п. 6.7 [11.78].
За жесткие опоры следует принимать:
а) поперечные каменные и бетонные стены толщиной
не менее 12 см, железобетонные толщиной не менее 6 см,
контрфорсы, поперечные рамы с жесткими узлами, учас-
тки поперечных стен и другие конструкции, рассчитанные
на восприятие горизонтальной нагрузки;
б) покрытия и междуэтажные перекрытия при рассто-
янии между поперечными, жесткими конструкциями не
более указанных в табл. III.2;
в) ветровые пояса, фермы, ветровые связи и железобе-
тонные обвязки, рассчитанные по прочности и по дефор-
мациям на восприятие горизонтальной нагрузки, переда-
ющейся от стен.
За упругие опоры следует принимать покрытия и меж-
дуэтажные перекрытия при расстояниях между попереч-
109
Рис. III.1 Расчетные схемы зданий; эпюры изгибающих моментов
и продольных сил:
а - жесткая конструктивная схема фактическая (стена от внецентренно
приложенных нагрузок рассчитывается на прочность - на внецентренное сжа-
тие как вертикальная неразрезная балка); б - упрощенная жесткая кон-
структивная схема (стена от внецентренно приложенных нагрузок рассчиты-
вается на прочность - на внецентренное сжатие как разрезная балка);
в - жесткая конструктивная схема (стена от горизонтальной ветровой нагруз-
ки рассчитывается на прочность как неразрезная балка); г упругая кон-
структивная схема; д схема плана здания; е схема действия ветровых уси-
лий на продольную стену с упругой верхней опорой: 1 - продольная стена;
2 поперечная стена; 3 перекрытие; 4 наружная стена с пилястрами;
5 столбы; 6 покрытие, обычно принимаемое в расчетах на сейсмические
воздействия жестким; е эксцентриситет сил Nj-; NNN
№ вертикальные нагрузки от стен (1 4 номера этажей); .Nyp ^/2’
^/*3’ ^f4 то от пеРекРытия; НН ^2» Нвысота этажей;
Llv расстояние между поперечными стенами; w, W, Rw равномерно рас-
пределенное давление и сосредоточенная нагрузка от ветра, а также упругая
реакция от них.
110
ными жесткими конструкциями, превышающих указанные
в табл-ДП.2 при отсутствии ветровых связей, указанных в
подг^ .Лете В.
Таблица III.2
Максимальные расстояния 1ст между поперечными конструкциями,
при которых покрытия и перекрытия считаются жесткими опорами для
стен и столбов
Тип покрытий и перекрытий Расстояние между поперечными кон- струкциями, м, при группе кладки
I II III IV
А. Железобетонные сборные замоноличенные (см. примеч. 2) и монолитные 54 42 30
Б. Из сборных железобетон- ных настилов (см. примеч. 3) и из железобетонных или стальных балок с настилом из плит или камней 42 36 24
В. Деревянные 30 24 18 12
Примечания. 1. Указанные в табл. III.2 предельные расстояния
должны быть уменьшены в следующих случаях:
а) при скоростных напорах ветра 0,7; 0,85 и 1 кН/м“ - соответ-
ственно на 15; 20 и 25%;
б) при высоте зданий 22 -32 м - на 10%; 33 - 48 м - на 20% и бо-
лее 48 м - на 25%;
в) для узких зданий при ширине Ь менее двойной высоты этажа
Н - пропорционально отношению Ь/2Н.
2. В сборных замоноличенных перекрытиях типа А стыки между
’.литами должны быть усилены для передачи через них растягивающих
усилий (путем сварки выпусков арматуры, прокладки в швах дополни-
тельной арматуры с заливкой швов раствором марки не ниже 100 — при
плитах из тяжелого бетона и марки не ниже М50 (класса В3,5)-при
плитах из легкого бетона или другими способами замоноличивания).
3. В перекрытиях типа Б швы между плитами или камнями, а так-
же между элементами заполнения и балками должны быть тщательно
заполнены раствором марки не ниже 50.
4. Перекрытия типа В должны иметь двойной деревянный настил
'•ли настил, накат и подшивку.
111
Стены и столбы, не имеющие связи с перекрытиями
(при устройстве катковых опор и т.п.), следует рассчиты-
вать как свободно стоящие.
Стены и столбы, имеющие в плоскостях междуэтажных
перекрытий опоры, рассматриваемые согласно установлен-
ному выше определению как жесткие, рассчитываются на
внецентренную нагрузку как вертикальные неразрезные
балки.
В целях упрощения такого расчета в соответствии с
п. 6.10 [11.78] допускается считать стену или столб расчле-
ненными по высоте на однопролетные балки с расположе-
нием опорных шарниров в плоскостях опирания перекры-
тий. При этом нагрузку от верхних этажей следует при-
нимать приложенной в центре тяжести сечения стены или
столба вышележащего этажа; нагрузки в пределах рассчи-
тываемого этажа принимают приложенными с фактиче-
скими эксцентриситетами относительно центра тяжести
сечения стены или столба с учетом изменения сечения в
пределах этажа и ослабления горизонтальными и наклон-
ными бороздами. При отсутствии специальных опор, фик-
сирующих положение опорного давления, допускается
принимать расстояние от точки приложений опорной ре-
акции прогонов, балок или настила до внутренней грани
стены или опорной плиты равным одной трети глубины
заделки, но не более 7 см.
Изгибающие моменты от ветровой нагрузки следует
определять в пределах каждого этажа, как для балки с за-
деланными концами, за исключением верхнего этажа, в ко-
тором верхняя опора принимается шарнирной.
При упругих опорах, согласно п. 6.8 [II. 78], произво-
дится расчет рамной системы, стойками которой являются
стены и столбы (железобетонные, кирпичные и др.), а
ригелями - перекрытия и покрытия. При этом следует
принимать, что стойки жестко защемлены в опорных сече-
ниях (в уровне верхнего обреза фундамента) и шарнирно
соединены с упругими опорами в уровне низа ригелей, ба-
лок, ферм.
В практике сейсмостойкого строительства здания, в за-
висимости от их конструктивных решений (или гибкости
вертикальных несущих конструкций) делятся на жесткую
или гибкую конструктивные схемы. Здания жесткой кон-
структивной схемы (здания кирпичные, крупноблочные,
крупнопанельные, со стенами из монолитного железобетона
с применением легких бетонов, из объемных железобетон-
112
ных элементов и каркасные со стеновым заполнением из ка-
менной кладки, жестко связанной с железобетонным карка-
сом) решаются с часто расположенными вертикальными не-
сущими элементами-стенами (диафрагмами), обладающи-
ми весьма малыми деформациями. Жесткие здания имеют
период основного (первого) тона свободных колебаний не
более 0,5 с. В таких зданиях вертикальные элементы под
действием сейсмических нагрузок работают преимущес-
твенно на сдвиг, а в зданиях с гибкой конструктивной схе-
мой (дымовые трубы, башни, каркасные здания с самонесу-
щими стенами и с заполнением, полностью или частично
выключенными из работы каркаса, т.е. с навесными панеля-
ми) вертикальные элементы работают, в основном, на изгиб.
Основной период собственных колебаний гибких конструк-
тивных систем превышает 0,6 с [1.8, 16].
Таблица Ш.З
Предельно допустимые размеры зданий (отсеков),
высоты в м и количество этажей
пп Несущие конструкции зданий Размер по длине (ширине), м при расчетной сейсмичности, баллы Высота, м (количество этажей) при расчетной сейсмичности, баллы
7 8 9 7 8 9
1. Стены комплексной конструкции, в ко- торых а) железобетонные включения и железо- бетонные пояса об- разуют четкую кар- касную систему при ручной кладке: I категории 80 80 60 30(9) 23(7) 17(5)
II категории 80 60 60 23(7) 20(6) 14(4)
б) вертикальные же- лезобетонные вклю- чения, усиливающие стены или простен- ки, не образуют чет- кий каркас ';ри руч- ной кладке: I категории 80 80 60 20(6) 17(5) 14(4)
II категории 80 80 60 17(5) 14(4) 11(3)
15-1556
113
Продолжение табл. Ш.З
пп Несущие конструкции зданий Размер по длине (ширине), м при расчетной сейсмичности, баллы Высота, м (количество этажей) при расчетной сейсмичности, баллы
7 8 9 7 8 9
2. Стены из вибриро- 80 80 60 23(7) 20(6) 14(4)
3. ванных кирпичных панелей или блоков; стены из бетонных блоков Стены из кирпичной или каменной клад- ки, кроме указан- ных в пп.1 и 2, при ручной кладке: I категории 80 80 60 17(5) 14(4) 11(3)
[I категории 80 80 60 14(4) 11(3) 8(2)
Примечания. 1..3а высоту здания принимается разность отметок
низшего уровня отмостки или спланированной поверхности земли,
примыкающей к зданию, и верха наружных стен.
2. Высота зданий больниц и школ при сейсмичности площадки стро-
ительства 8 и 9 баллов ограг ивается тремя надземными этажами.
3. Строительство зданий высотой выше 5 этажей допускается только
при соблюдении Указаний по размещению объектов строительства и ог-
раничению этажности зданий в сейсмических районах.
В зависимости от расчетной сейсмичности площадки
строительства, конструктивных решений и категории
кладки для кирпичных зданий, согласно норм [11.80], уста-
новлены предельные размеры их длины (ширины) или от-
сека в плане, высоты и количества этажей (табл. Ш.З).
Такие ограничения, установленные по данным анализа по-
следствий землетрясений или опыта проектирования, су-
ществуют и для других конструктивных схем зданий (кар-
касных, крупнопанельных и т.д.).
Как отмечалось выше, натурные обследования кирпич-
ных зданий в процессе их строительства или по результа-
там последствий землетрясений показывают, что при руч-
ной кладке практически не достигается I категории по со-
противляемости сейсмическим воздействиям. Только виб-
рационным путем или другими мерами, описанными нами
ранее, например, применением фигурного кирпича или
114
кирпича с волнистой поверхностью, а также специальными
добавками к раствору можно повысить нормальное сцепле-
ние в кладке. При соблюдении требований норм по качес-
твенному выполнению кирпичной кладки в ней ручным
способом достигается, как правило, только II категория,
предельно допускаемая нормами [11.80].
Независимо от конструктивных решений и расчетных
схем при проектировании зданий в сейсмических районах
следует применять материалы и конструкции, обеспечи-
вающие наименьшие значения сейсмических нагрузок и
помогающие соблюдать требования симметричности кон-
структивных схем и равномерного распределения масс и
жесткостей конструкций.
Форма здания в плане должна быть простой. Лучшей
формой является круг, но он не всегда удовлетворяет тре-
бованиям планировки. Поэтому наиболее рациональной
формой является квадрат или чаще используемый в прак-
тике строительства прямоугольник.
В тех случаях, когда здание имеет в плане сложную
форму, перепады высот 5 м и более и при длине здания,
большей, чем указано в табл. Ш.З, оно должно быть раз-
делено антисейсмическими швами на отсеки наиболее
простой формы. Антисейсмические швы выполняются пу-
тем постановки парных стен или рам по всей высоте зда-
ния, совмещая их с температурными (так допускается, со-
гласно п. 3.2 [11.80], не устраивать швов в фундаменте)
или осадочными швами. Ширина шва определяется расче-
том и не должна быть меньше 30 мм при высоте здания до
5 м; при большей высоте здания она увеличивается по
20 мм на каждые 5 м. Заполнение антисейсмических
швов не должно препятствовать взаимным горизонтальным
перемещениям отсеков здания. Расположение и количе-
ство лестничных клеток устанавливается по противопо-
жарным нормам и принимается не менее одной клетки в
пределах одного отсека.
Железобетонные перекрытия (покрытия) в здании,
сборные или монолитные, играют роль горизонтальных
диафрагм, распределяющих сейсмическую нагрузку между
вертикальными несущими элементами (стенами). Сборные
перекрытия и покрытия менее жесткие, чем монолитные,
должны быть замоноличенными. В уровне перекрытий и
покрытий по всем продольным и поперечным стенам на
всю ее ширину или менее чем на 100 -150 мм при толщи-
не стен 500 мм и более устраиваются антисейсмические
115
пояса высотой не менее 150 мм из бетона класса не ниже
В12,5 (или не ниже марки 150). Пояса должны иметь про-
дольную арматуру из четырех стержней диаметром 10 мм
при расчетной сейсмичности 7-8 баллов и не менее
12 мм-при 9 баллах. Для соединения с антисейсмиче-
скими поясами в плитах перекрытий предусматриваются
выпуски арматуры. Таких выпусков делается не менее
двух на каждый сборный элемент перекрытия. Боковые
грани плит должны иметь шпоночную или рифленую по-
верхность. Швы между плитами перекрытий заполняются
цементным раствором марки не ниже 100. Антисейсмиче-
ские пояса верхнего этажа, учитывая их малую пригру-
женность вышерасположенными конструкциями, должны
быть связаны с кладкой стены вертикальными выпусками
арматуры, которые заранее закладываются в процессе воз-
ведения стен на глубину не менее 30 см и шагом 2 - 3 м.
В кирпичных (каменных) зданиях длина части (глубина за-
делки) плит перекрытий (покрытий), опирающихся на не-
сущие стены, выполненные вручную, должна быть не ме-
нее 120 мм, а на вибрированные кирпичные панели и бло-
ки-не менее 90 мм.
В кирпичных (каменных) зданиях прочность и надеж-
ность стен зависит от прочности характеристик кирпича,
раствора и от сцепления кирпича с раствором. Как указы-
валось выше, при землетрясениях одним из наиболее уяз-
вимых мест в кладке являются сечения по швам, в которых
сцепление часто оказывается недостаточным для обеспече-
ния сопротивления сдвигу, разрыву и растягивающим на-
пряжениям. Учитывая это обстоятельство, нормы рекомен-
дуют (п. 3.35 [11.80]) несущие кирпичные (каменные) сте-
ны возводить, как правило, из кирпичных или каменных
панелей или блоков, изготавливаемых в заводских услови-
ях с применением вибрации, или из кирпичной (каменной)
кладки на растворах со специальными добавками, повыша-
ющими сцепление раствора с кирпичом (камнем). При от-
рицательной температуре для несущих и самонесущих
стен зданий с расчетной сейсмичностью 9 баллов и более
выполнение кирпичной (каменной) кладки вручную запре-
щено (в том числе и на растворах с химическими добавка-
ми). При сейсмичности 8 баллов и менее допускается вы-
полнение зимней кладки вручную с обязательным включе-
нием в раствор добавок, обеспечивающих твердение рас-
твора при отрицательных температурах. При отрицатель-
ной температуре и расчетной сейсмичности 9 баллов огра-
ыб
неимение снимается для зданий со стенами из индустри-
альных виброкирпичных изделий (панелей или блоков),
изготовленных в заводских условиях. Монолитные швы та-
ких изделий следует выполнять на растворах с противомо-
розными добавками.
В зависимости от временного сопротивления кирпич-
ной (каменной) кладки осевому растяжению по неперевя-
занным швам (нормальное сцепление) Rtp , определенному
согласно ГОСТ 24992-81 [III.4], она в соответствии с
п. 3.39 [11.80] подразделяется на две категории:
для I категории должно быть R >0,18 МПа
(1,8 кгсуЬм2);
для II категории - 0,18>7g;>0,12 МПа (1,2 кгс£м2).
При проектировании кирпичных зданий значение R?p
следует назначать в зависимости от результатов испыта-
ний, проводимых в данном районе строительства.
Значение расчетных сопротивлений кладки растяже-
нию Rt (Rp), срезу R (Rop) и главным растягивающим
напряжениям Rtw (RenJ согласно п. 3.40 [11.80], по перевя-
занным швам следует принимать по табл. 10 [II. 78], а по
неперевязанным - определять по формулам (III.1-III.3), в
зависимости от величины Rt , полученной в результате
испытаний, проводимых в районе строительства:
fif=0,45 R?p; (Ш.1)
7?,g=0,7 Rp, (III.2)
Rtw=0,87g;. (Ш.З)
Для кладки стен должен применяться кирпич полноте-
лый или пустотелый, марки не ниже 75, с отверстиями
размером до 14 мм (п. 3.38 [П.80]) с пустотностью до 23%,
удовлетворяющих требованиям ГОСТ [Ш.(1 + 3)]. Раствор
должен быть смешанным и применяться при кладке стен
вручную, марки не ниже 25 в летних условиях и не ниже
50-в зимних. Прочность раствора на сжатие должна
определяться по ГОСТ 5802-86 [Ш.5] на образцах- ку-
бах размером 70,7x70,7x70,7 мм в возрасте, установлен-
ном в стандарте или технических условиях на данный вид
растворе.. Изготовление, выдерживание и методика испы-
таний растворных образцов установлены в соответствии с
этим ГОСТом. Высота этажа зданий с несущими кирпич-
ными стенами ограничивается, и она не должна превы-
117
шать при сейсмичности 7, 8 и 9 баллов соответственно 5;
4 и 3,5 м для неусиленной (армированием или железобе-
тонными включениями) кладки или б, 5 и 4,5 м при ее
усилении армированием или железобетонными включени-
ями. При этом отношение высоты этажа к толщине стены
должно быть не более 12 (п. 3.41 [П.80]).
В зданиях с несущими стенами, как правило, должно
быть не менее одной внутренней продольной стены. Рас-
стояние между осями поперечных стен или заменяющих их
рам проверяется расчетом и должно быть не более приве-
денных в табл. III. 4 (п. 3.42 [П.80]). Для зданий со стена-
ми из комплексных конструкций допускается увеличивать
расстояние между стенами на 30% против указанного в
табл. III.4.
Таблица III.4
Предельное расстояние между осями поперечных стен
или заменяющих их рам
Категория кладки Расстояние, м при расчетной сейсмичности (баллы)
7 8 9
I 18 15 12
II 15 12 9
Размеры элементов стен каменных зданий следует на-
значать по расчету, но они должны удовлетворять требо-
ваниям табл. Ш.5 (п. 3.43 [П.80]).
Та блица Ш.5
Предельные размеры элементов стен каменных зданий
Элемент стены Расчетная сейсмичность, баллы Примечания
7 8 9
1. Ширина простенков не менее, м, при клад- ке: I категории II категории 0,64 0,77 0,9 1,16 1,16 1,55 1. Ширину угловых про- стенков следует прини- мать на 25 см больше указанной в таблице
118
Продолжение табл. III.5
Элемент стены Расчетная сейсмичность, баллы Примечания
7 8 9
2. Ширина проемов, м, не более при клад- ке I и II категорий 3,5 3 2,5 2. Простенки меньшей ширины необходимо уси- ливать железобетонным обрамлением или арми- рованием. Проемы большей ширины следует окаймлять желе- зобетонной рамкой
3. Отношение ширины 0,33 0,5 0,75
простенка к ширине проема, не менее 4. Выступ стен в пла- 2 1
не, не более, м 5. Вынос карнизов, не более, м: из материала стен 0,2 0,2 • 0,2
из железобетонных 0,4 0,4 0,4
элементов, связаных с антисейсмическим по- ясом деревянных, оштука- 0,75 0,75 0,75 Вынос деревянных нео-
туренных по металли- ческой сетке штукатуренных карнизов допускается до 1 м
§ 2. К РАСЧЕТУ СЕЙСМОСТОЙКИХ
КИРПИЧНЫХ (КАМЕННЫХ) ЗДАНИЙ
1. Определение сейсмических нагрузок
Конструкции жестких кирпичных зданий, проектируе-
мых для строительства в сейсмических районах, должны
удовлетворять расчетам на основные и особые сочетания
нагрузок с учетом сейсмических воздействий в соответ-
ствии с требованиями гл.2 [П.80].
Классификация нагрузок, их величины и соответствую-
щие коэффициенты принимаются согласно требованиям
норм [П.79, 80].
119
При расчете на особое сочетание нагрузок с учетом
сейсмических воздействий к величинам расчетных нагру-
зок вводятся коэффициенты сочетаний уе, значения кото-
рых для всех сооружений, кроме транспортных и гидро-
технических, принимаются согласно табл. Ш.6.
Таблица III.6
Значение коэффициентов сочетаний ус
пп Виды нагрузок Значение коэффициента со- четаний 7С
1. Постоянные 0,9
2. Временные длительные 0,8
3. Кратковременные (на перекрытия и покрытия) 0,5
Понижая таким путем значения расчетных постоянных
и временных нагрузок на здание, учитывают малую веро-
ятность того, что в момент землетрясения эти нагрузки
будут достигать полных расчетных значений.
В момент землетрясения в очаге выделяется большая
упругая энергия, и ее следствием является разрушение
пород и большие остаточные деформации внутри Земли.
Место, где происходит разрушение породы (обычно оно
находится на некоторой глубине), носит название очага
или гипоцентра (или фокуса), а при значительной облас-
ти разрушения - областью очага. Проекция очага на по-
верхность Земли называется эпицентром, а расстояние от
него до любой точки поверхности Земли - эпицентраль-
ным расстоянием.
Произвести оценку энергии очага полностью очень
трудно, и поэтому то или иное землетрясение оценивают
по результатам его последствий (разрушений) и по полу-
ченным записям колебаний почвы (смещения, скорости, ус-
корения), сделанных с помощью специальных приборов.
Величина полной энергии сейсмических волн, выделенной
при землетрясении в очаге, т.е. мощность очага, получила
название магнитуды. Магнитуда - это относительная сила
землетрясения в очаге. Максимальная из зарегистрирован-
ных магнитуд М находится в пределах 8,6 - 8,8. При оцен-
ке энергии сейсмических волн, возникающих при земле-
трясении, во многих странах часто пользуются сейсмиче-
120
ской шкалой магнитуды — шкалой Рихтера, названного в
честь американского сейсмолога. Величина М характеризу-
ет общую энергию упругих колебаний в очаге землетрясе-
ния, т.е. значением магнитуды оценивается величина сей-
смического эффекта в очаге и поэтому она прежде всего
важна для сейсмологов. Магнитуда не дает информации о
разрушительном его эффекте на поверхности Земли и со-
ответственно в этом случае строители не имеют очень
важных для себя сведений —о силе землетрясения на по-
верхности Земли. Эту силу называют интенсивностью
землетрясения J и выражается она в баллах от 1 до 12.
Проектирование зданий для возведения в сейсмических
районах выполняют с учетом сейсмичности площадки
строительства в баллах и повторяемости сейсмических
воздействий. Интенсивность и повторяемость принимают
по картам сейсмического районирования (СР-78) терри-
тории СССР (она составлена Институтом физики Земли
АН СССР в 1978 г.), приведенным в прил. 1 и 2 [П.80].
В них сейсмичность участка населенных пунктов по грун-
товым условиям, установленная нормами (табл. 1 [П.80]),
соответствует грунтам II категории со средними свой-
ствами по сейсмичности. Сейсмичность площадки стро-
ительства, в зависимости от геологических (грунтовых) ус-
ловий, уточняют и определяют по картам сейсмического
микрорайонирования, а при отсутствии такой карты по
табл. 1 [П.80].
Приведенная в прил. 1 и 2 [П.80] для населенных пун-
ктов СССР интенсивность в баллах от 6 до 9 и ожидаемые
категории повторяемости от 1 до 3 (они даны к баллам
цифровыми индексами и соответствуют: 9Х, 8Х, 7х-одно
землетрясение за 100 лет; 92, 82, 72-одно землетрясение
за 1000 лет; 93, 83, 73-одно землетрясение за 10000 лет)
представляют определенный интерес для проектировщи-
ков [1.14; III.7, 13]. В соответствии с этим при
ков [1.14; 111.7, 13]. В соответствии с этим при расчетах
конструкций на прочность введены (табл. 7 [П.80Р допол-
нительные коэффициенты условий работы у,А(™кр), учиты-
вающие особенности сейсмического воздействия - его
кратковременность и ожидаемую повторяемость землетря-
сений [1.14]. Эти коэффициенты позволяют повысить рас-
четные нагрузки в зонах с индексом 1 (9,, 8,, 7 J и пони-
зить их в зонах с индексом 3 (93, 83, 73) [1П.13]. Рассчиты-
вают здания на восприятие сейсмических нагрузок при
расчетной сейсмичности площадки 7 баллов и выше. На
площадках, сейсмичность которых превышает 9 баллов,
16-1556
121
возводить здания не допускается (пп. 1.3, 1.4, 1.6 [11.80]).
При интенсивности 6 баллов и меньшей повреждаемость
обычных зданий мала, и поэтому для таких условий про-
ектирование ведется без учета сейсмической опасности.
Однако желательно и при такой интенсивности (т.е. при
6 баллах и менее), чтобы объемно-планировочные и кон-
структивные решения зданий были бы благоприятными
для условий восприятия сейсмических нагрузок. Для
10-балльных и более интенсивных землетрясений обычные
меры сейсмозащиты оказываются недостаточными, и по-
этому в нормах [П.80] необходимые для них данные не
приводятся.
Расчет здания на сейсмические воздействия может
быть выполнен в следующей последовательности:
- устанавливается расчетная сейсмичность площадки;
- принимается динамическая расчетная схема здания;
- вычисляется расчетная сейсмическая нагрузка, дей-
ствующая на здание на уровне перекрытий;
- определяются на уровне перекрытия каждого г-го
этажа поперечные сейсмические силы Sik, равные сумме
поэтажных сейсмических нагрузок всех вышерасположен-
ных этажей;
- распределяются поперечные силы Sik между стена-
ми продольного и поперечного направления (определяют
sj;
- распределяется поперечная сила Skn, действующая
на уровне на п-ю стену рассматриваемого направления,
между отдельными простенками (Sknm) этой стены и затем
подсчитываются усилия в перемычках;
- проверяется по нормам каменных конструкций проч-
ность простенков и перемычек, учитывая при этом коэф-
фициенты условия работы ysll;
- проверяется прочность поясов, соединений сборных
простенков, сборных перекрытий, конструкций кровли и
т.д.
Расчет кирпичного здания с учетом сейсмических воз-
действий производится по п. 2.2 т-на условные сейсмиче-
ские нагрузки типа А, определяемые согласно п. 2.5
[11.80].
При этом усилия в элементах конструкций не должны
превышать предельных значений, регламентированных со-
ответствующими главами СНиП по конструкциям с учетом
указаний п. 2.14 [П.80], т.е. введением дополнительного
коэффициента условий работы ysh.
122
При проектировании зданий их сейсмостойкость уста-
навливается исходя из того, чтобы во время землетрясе-
ния, интенсивность которого не превышает предусмотрен-
ного нормами для данной площадки строительства значе-
ния, не наступили предельные состояния, подразделя-
ющиеся на две группы. Первая группа-по потере несу-
щей способности или полной непригодности здания к экс-
плуатации. При этом допускается повреждение отдельных
элементов конструкций или их остаточные деформации,
не угрожающие безопасности людей или сохранности цен-
ного оборудования. Вторая-по наступлению непригоднос-
ти сооружения к нормальной эксплуатации, определяемой
технологическими или бытовыми условиями в зависимости
от назначения этого сооружения. Расчет зданий с учетом
сейсмического воздействия в основном выполняют по пре-
дельным состояниям первой группы и в случаях, обосно-
ванных технологическими требованиями, допускается про-
изводить расчет по второй группе предельных состояний
(п. 2.17 [11.80]).
Сейсмические воздействия могут иметь любое направ-
ление в пространстве. Во время землетрясения здания
подвергаются действию горизонтально и вертикально на-
правленных сейсмических сил, а в отдельных
случаях - кручению (крутящий момент), если здание в
плане имеет несимметричную форму (несовпадение цент-
ров массы и жесткости). Для зданий простой формы на-
грузки принимаются горизонтальными, действующими в
направлении их продольной и поперечной осей. Действие
нагрузок в указанных направлениях учитывается раздель-
но. При расчете сооружений сложной геометрической
формы необходимо учитывать наиболее опасное для дан-
ной конструкции или ее элементов направление действия
сейсмических нагрузок (п. 2.3 [11.80]). При расчете кир-
пичных стен одновременно с одной из горизонтальных на-
грузок учитывается вертикальная сейсмическая нагрузка.
Ее значение принимается в процентах от вертикальной
статической нагрузки следующим:
при расчетной сейсмичности 7 и 8 баллов - 15%;
-”— -”- 9 баллов - 30%.
Направление действия вертикальной сейсмической на-
грузки вверх или вниз следует принимать наиболее невы-
123
годным для напряженного состояния рассматриваемого
элемента (п. 3.37 [П.80]). Согласно п. 2.4 [11.80] вертикаль-
ную сейсмическую нагрузку также учитывают при расчете:
горизонтальных и наклонных консольных конструкций;
пролетных строений мостов; рам, арок, ферм, простран-
ственных покрытий зданий и сооружений пролетом 24 м
и более; сооружений на устойчивость против опрокидыва-
ния, или против скольжения.
Расчеты зданий и сооружений с учетом сейсмических
нагрузок согласно п. 2.2 [П.80] производятся: А-на ус-
ловные сейсмические нагрузки, определяемые с использо-
ванием допущения об упругом деформировании системы
(расчет по типу А необходимо выполнять для всех зданий
и сооружений); Б-на сейсмические воздействия, задан-
ные в виде записей реальных или искусственно синтезиро-
ванных акселерограмм, выбираемых с учетом инструмен-
тальных записей прошлых землетрясений и результатов
микрорайонирования. (Здесь учитывают возможность раз-
вития неупругих деформаций конструкций. Расчет по ти-
пу Б следует выполнять при проектировании особо ответ-
ственных сооружений и высоких, более 16 этажей, зда-
ний).
В настоящее время 31 страна располагает нормами (ко-
дами) сейсмостойкого строительства. Ни в одних нормах
не учитывается повторяемость землетрясений. Указания
об учете сочетания сейсмических нагрузок с другими на-
грузками и воздействиями практически отсутствуют во
всех нормах. Указания об учете неупругой стадии работы
конструкции приводятся только в некоторых нормах
(США, Италия). В подавляющем большинстве зарубежных
норм сейсмические нагрузки определяются на основе спек-
тральных кривых [Ш.7].
При расчете зданий на сейсмические воздействия вы-
бор расчетной схемы - динамической модели здания яв-
ляется важным моментом. Динамическая расчетная схе-
ма должна быть такой, чтобы, с одной стороны, были
наиболее полно учтены параметры, характеризующие
деформацию сооружений в направлении действия сей-
смических сил и наиболее точно учтено распределение
масс, а с другой стороны-она должна быть достаточно 1
простой для расчета. Для определения динамических
характеристик здания (периодов и форм свободных ко-
лебаний) необходимо знать, в первую очередь, их де-
формацию в горизонтальном направлении, а это, в свою
124
очередь, перемещение в любой точке ставит в зависи-
мость от степени деформативности конструкции здания
и податливости его основания.
Как правило, расчетную схему большинства зданий
принимают в виде консольного стержня, жестко или упру-
го заделанного в основании сооружения и несущего рас-
пределенные или сосредоточенные массы.
В зависимости от характера работы конструкции на
действие горизонтальных сил промышленные и граждан-
ские здания могут быть разделены на характерные типы, и
для каждого из них рекомендуется своя упрощенная мето-
дика расчета, в которой учитывается соответствующая
расчетная формула. Для одноэтажных низких зданий бу-
дут преобладать деформации сдвига, для высоких
многоэтажных - изгиба; для зданий, построенных на рых-
лых грунтах, основное значение имеет податливость осно-
вания (для таких зданий учитывают упругие свойства
грунта). Все эти факторы и учитываются при выборе дина-
мических расчетных схем.
Кирпичные здания с несущими стенами ограничивают-
ся высотой 5 этажей и поэтому рассчитываются по типу
А. Такой расчет и будет рассматриваться далее. Обычно
рассматривается динамическая модель здания (здание ра-
ботает преимущественно на сдвиг), показанная на
рис. Ш.2, а, у которой сосредоточенные массы от верти-
кальных нагрузок Q1,....,Q, расположены на уровне пере-
крытия 1,...,п. Нагрузка Q{ собирается в пределах полови-
ны высоты этажей, расположенных над и под перекрытием
i включая и само перекрытие.
Расчет антисейсмических поясов здесь не рассматрива-
ется. Более подробно этот расчет по методике, разрабо-
танной Ю. В. Измайловым, излагается в работах, указан-
ных в конце главы [П.16, 36].
Расчетная сейсмическая нагрузка в выбранном направ-
лении, приложенная к точке к и соответствующая г-ой
форме собственных колебаний, определяется по формуле
(п. 2.5 [11.80]).
(Ш.4)
где Кх- коэффициент, учитывающий допустимый уровень
повреждаемости зданий (табл. Ш.7); К2 - коэффициент,
учитывающий конструктивные решения здания
(табл.Ш.8).
125
Рис. Ш.2. Схема к определению сейсмических нагру-
зок^ по формуле (III. 4):
а - схема определения веса здания в уровнях перекрытий;
б - схема деформации здания под действием расчетной сейсмиче-
ской нагрузки.
Таблица III.7
Значение коэффициента Kp учитывающего допускаемые повреждения
зданий и сооружений
Допускаемые повреждения зданий и сооружений Значение коэффи- циента К|
1. Сооружения, в которых остаточные деформации и локальные повреждения (осадки, трещины и др.) не допускаются 1
2. Здания и сооружения, в конструкциях которых могут быть допущены остаточные деформации, трещины, повреждения отдельных элементов и т.п., затрудняющие нормальную эксплуатацию, при обеспечении безопасности людей и сохранности ценного оборудования (жилые, общественные, про- изводственные, сельскохозяйственные здания и со- оружения, гидротехнические и транспортные со- оружения; системы энерго - и водоснабжения, по- жарное депо, системы пожаротушения, некоторые сооружения связи и т.п.) 0,25
3. Здания и сооружения, в конструкциях которых могут быть допущены значительные остаточные» 0,12
126
Продолжение табл. III.7
Допускаемые повреждения зданий и сооружений
Значение коэффи,
циента
деформации, трещины, повреждения отдельных
элементов, их смещения и т.п., временно приоста-
навливающие нормальную эксплуатацию, при обес-
печении безопасности людей (одноэтажные произ-
водственные и сельскохозяйственные здания, не
содержащие особо ценного оборудования)
Перечень сооружений по п.1 согласовывается с Госстроем СССР.
Здания, проектируемые по п.1 с несущими кирпичными стенами не
возводятся.
Таблица III.8
Значение коэффициента К2,
учитывающего конструктивные решения зданий
Конструктивные решения зданий
1. Здания каркасные, крупноблочные, со
стенами комплексной конструкции с чис-
лом этажей п свыше 5
2. Здания крупнопанельные или со стена-
ми из монолитного железобетона с числом
этажей до 5
3. То же, с числом этажей свыше 5
4. Здания с одним или несколькими кар-
касными нижними этажами и вышележа-
щими этажами с несущими стенами, диа-
фрагмами или каркасом с заполнением, ес-
ли заполнение в нижних этажах отсут-
ствует или незначительно влияет на их
жесткость
5. Здания с несущими стенами из кирпича
или каменной кладки, выполняемой вруч-
ную без добавок, повышающих сцепление
Значение коэффициента К2
к2= 1+0,1 (п 5)
0,9
К2= 0,9+0,075 (п-5)
1,5
1,3
127
Продолжение табл. III.8
Конструктивные решения зданий Значение коэффициента Kg
6. Каркасные одноэтажные здания, высота которых до низа балок или ферм не более 8 м с пролетами не более 18 м 0,8
7. Сельскохозяйственные здания на 0,5
сваях - колоннах, возводимых на грунтах III категории (согласно табл. ЦП.80])
8. Здания, не указанные в позициях 1-7 1
Примечания: 1. Значения К2 не должны превышать 1,5;
2. По согласованию с Госстроем СССР значения
К2 допускается уточнять по результатам экс-
периментальных исследований.
Как следует из табл. Ш.8, нормами повышаются запа-
сы прочности стен при выполнении кладки вручную, что
достигается увеличением расчетных нагрузок на 30%.
Значение представляет собой значение сейсмиче-
ской нагрузки при г-й форме собственных колебаний,
определяемое в предположении упругого деформирования
конструкций по формуле
SM=AK^iVikQk, (Ш.5)
где A=^0MaKClg -относительная величина максимальных
ускорений основания в зависимости от расчетной сейсмич-
ности (табл. Ш.9) равная: при 7 баллах-0,1; при 8 бал-
лах-0,2 и при 9 баллах-0,4.
Коэффициент К* в формуле (Ш.5) зависит от диссипа-
тивных свойств конструкций и их оснований. Для зданий
с несущими кирпичными стенами К^-1. /3—коэффициент
динамичности, соответствующий г-му тону собственных
колебаний зданий, он принимается в зависимости от пе-
риодов собственных колебаний по графикам рис. Ш.З
или по формулам для грунтов категории:
1-ой по табл.1 СНиП П-7-81 [П.80] о,8</?г=1/г^з; (Ш.6)
2-ой 0,8<&=1,1/7\<2,7; (Ш.7)
3-ей 0,8<Д=1,5/7’1<2; 1 (Ш.8)
128
Таблица III.9
Расчетная сейсмичность зданий и сооружений в баллах
Расчетная сейсмичность
Характеристика зданий и сооружений
при сейсмичности
площадки строительства,
баллы
7 8 9
1. Жилые, общественные и производствен-
ные здания и сооружения, за исключением
указанных в пп. 2 - 5
2. Особо ответственные здания и сооруже-
ния
3. Здания и сооружения, повреждение ко-
торых связано с особенно тяжелыми по-
следствиями (большие, крупные и средние
вокзалы, крытые стадионы и т.п.)
4. Здания и сооружения, функционирова-
ние которых необходимо при ликвидации
последствий землетрясений (системы энер-
го- и водоснабжения, пожарные депо, си-
стемы пожаротушения, некоторые сооруже-
ния связи и т.п.)
5. Здания и сооружения, разрушение кото-
рых не связано с гибелью людей, порчей
ценного оборудования и не вызывает пре-
кращение непрерывных производственных
процессов (склады, крановые или ремонт-
ные эстакады, небольшие мастерские и
др.), а также временные здания и сооруже-
ния
Без учета сейсмиче-
ских воздействий
’Перечень зданий и сооружений по п.2 утверждается минис-
терствами или ведомствами по согласованию с Госстроем СССР.
Здания и сооружения рассчитываются на нагрузку, соответ-
ствующую расчетной сейсмичности, умноженной на дополнитель-
ный коэффициент 1,5.
То же, с коэффициентом 1,2
^-коэффициент, зависящий от формы собственных
колебаний здания по г-му тону, определяемый по формуле
(п. 2.7 [11.80]).
17-1556
129
з-i
3-1
(Ш.9)
где Х^хк) и Х^х^ - смещения здания при собственных ко-
лебаниях по г-му тону в рассматриваемой точке А: и во
всех точках j, где в соответствии с расчетной моделью его
вес принят сосредоточенным.
Для зданий высотой до пяти этажей включительно с
незначительно изменяющимися по высоте массами и жес-
ткостями этажей при Т1<0,4с коэффициент допуска-
ется определять по упрощенной формуле, предполага-
ющей в качестве формы колебаний прямую линию ([1.14;
п. 2.8 [П.80]):
3-1
vllc—n---------,
3-1
(Ш.10)
Рис П1.3. Графики значений коэффициента (Зг-
1 - грунты I категории - 1/Т;
2 - грунты II категории - 1,1/Т;
3 - грунты III категории - 1,5/Т.
130
где хк и Xj — расстояние от точек к и j до верхнего обреза
фундаментов.
В (Ш.5), (Ш.9) и (Ш.10) Qk и Q^-веса здания или со-
оружения, отнесенные соответственно к точкам к и j и
определяемые с учетом расчетных нагрузок (рис. III.2, а).
Усилия в конструкциях зданий, проектируемых для
строительства в сейсмических районах, следует опреде-
лять с учетом не менее трех первых форм собственных ко-
лебаний, если периоды первого тона собственных колеба-
ний Т,>0,4с и с учетом только первой формы, если
Tj<0,4c .
При учете высших форм колебаний расчетное суммар-
ное усилие в сечении (поперечной и продольной сил, изги-
бающего и опрокидывающего моментов, нормальных и ка-
рательных напряжений в конструкциях) от сейсмической
нагрузки и предположении их статического действия сле-
дует определять по формуле (п. 2.10 [11.80]):
(Ш.11)
де Ni-значение усилий или напряжений в рассматри-
ваемом сечении, вызываемых сейсмическими нагрузками,
оответствующими t-й форме колебаний, п- число учиты-
ваемых в расчете форм колебаний.
При учете только первой формы собственных колеба-
ний N “ При расчете зданий с симметричным располо-
жением относительно его осей масс и жесткостей длиной
до 30 м допускается не учитывать крутящий момент, воз-
мкающий относительно вертикальной оси, проходящей
ерез центр жесткости. При длине или ширине отсеков
таких зданий более 30 м в расчете необходимо, помимо
ейсмической нагрузки, вычисленной по формулам (Ш.4) и
Ш.5), учитывать крутящий момент относительно верти-
кальной оси здания, проходящей через центр жесткости.
Значение расчетного эксцентриситета между центрами
жесткостей и масс здания в рассматриваемом уровне сле-
дует принимать не менее 0,025, где В -размер здания в
плане в направлении, перпендикулярном действию силы
(п. 2.15 [П.8С]д
Вес консольных конструкций по сравнению с весом зда-
ния незначителен (балконы, козырьки и т.п.), их крепле-
ния должны быть рассчитаны на сейсмическую нагрузку
131
по формулам (Ш.4) и (III. 5) при значении = 5. Ilprf та-
кой же величине ^“5 рассчитываются крепления тяже-
лого оборудования, устанавливаемого на первом этаже.
Стены, панели, перегородки и их крепления, а также
крепления технологического оборудования следует рас-
считывать на местную горизонтальную сейсмическую на-
грузку по формулам (Ш.4) и (Ш.5) при fit), соответству-
ющей рассматриваемой отметке здания, но не менее 2.
2. Распределение сейсмических нагрузок
между стенами и их элементами
а. Распределение сейсмических нагрузок
между стенами
Определив общую расчетную сейсмическую нагрузку на
здание, необходимо вычислить усилия (перерезывающие
силы, изгибающие моменты) в несущих элементах.
Из курса строительной механики известно, что усилия
в несущих элементах здания определяются исходя из со-
вместной работы составных частей пространственной си-
стемы. Однако встречающиеся трудности в технике расче-
та пространственной системы вынуждают прибегать к уп-
рощениям, облегчающим процесс вычисления усилий без
существенного искажения несущей способности рассмат-
риваемой системы.
Наиболее распространенным приемом расчета является
расчленение пространственной системы здания на самос-
тоятельные плоские системы, которые позволяют рассмат-
ривать работу их в продольном и поперечном направлени-
ях здания независимо друг от друга.
В результате расчетная схема здания в рассматривае-
мом направлении будет состоять из плоских параллельно
расположенных систем, объединенных горизонтальными
связями (ригелями, перекрытиями) в одну структуру.
Распределение сейсмической силы по несущим верти-
кальным системам зависит, в первую очередь, от кон-
структивного решения горизонтальных диафрагм (пере-
крытий).
При определении периодов и форм колебаний зданий с
несущими каменными стенами с учетом деформации сдви-
га, изгиба, податливости основания, а также без учета по-
датливости основания следует руководствоваться п. 3,
прил. II [Ш.6].
132
При расчете зданий перекрытия которых могут считать-
ся абсолютно жесткими дисками в своей плоскости (железо-
бетонные перекрытия как монолитные, так и сборные, обла-
дающие высокой степенью надежности их замоноличива-
ния), в случае симметричного расположения их централь-
ных осей, т.е. при совпадении центра масс с центром жес-
ткости, распределение сейсмической нагрузки Sik между
вертикальными конструкциями в уровне какого-либо пере-
крытия может производиться пропорционально жесткости
отдельных несущих вертикальных конструкций здания, на
этаже (рис. III. 4) по формуле [1.8, III. 6] (случай 1):
Skn-—Ckn (III.12)
Ск
где Skn-часть общей сейсмической нагрузки Sik приходя-
щейся на конструкцию (стену) п в уровне к-го этажа;
Скп - жесткость рассматриваемой конструкции (стены)
на уровне к-го этажа; значение Скп определяется по фор-
мулам, приведенным в табл. 5, прил. 1 [III.6];
Ск-суммарная жесткость всех конструкций в уровне
к-го этажа (здесь при п цифры от 1 до v- номера этажей
от 1-го до v-ro, т.е. верхнего)
ск=£скп. (ш.13)
71-1
Когда горизонтальные (связующие) элементы в зданиях
не могут считаться жесткими дисками в своей плоскости
(перекрытия деревянные, железобетонные, ослабленные
большим количеством технологических отверстий) и они
очень гибки по сравнению с вертикальными системами и
не могут выполнять роль распределителя нагрузки в пла-
Рис. III.4. Схема распределения
сейсмической нагрузки в уровне
жесткого перекрытия между от-
дельными вертикальными кон-
струкциями.
133
не, то каждая вертикальная система будет работать на на-
грузку, вызываемую силами инерции от собственного веса
и полезных нагрузок, приходящихся только на рассматри-
ваемую вертикальную систему (случай 2). В этом случае
сейсмическая нагрузка распределяется между отдельными
несущими конструкциями здания по грузовым площадям
[1.8].
Опыт проектирования и строительства показывает, что
горизонтальные связи, осуществляемые с помощью желе-
зобетонных перекрытий (монолитных и сборных) по жес-
ткостным характеристикам находятся в промежуточном
положении по отношению к рассматриваемым двум случа-
ям. Поэтому распределение сейсмической нагрузки между
параллельно работающими конструкциями рекомендуется
осуществлять с учетом деформативности перекрытий.
Тогда с учетом деформативности перекрытий в гори-
зонтальной плоскости при симметричном расположении
стен в плане относительно его центральных осей общая
сейсмическая нагрузка Sik распределяется между парал-
лельно работающими несущими вертикальными конструк-
циями по формуле [1.8; Ш.6].
где vu v2- коэффициенты, зависящие от вида перекрытия
и принимаются по [1.8, 16; Ш.6 (п. 27)] при монолитных
железобетонных перекрытиях v1 - 0,9 и г2 - 0,1; при сбор-
ных перекрытиях с монолитными обвязками г, - 0,6,
v2 “ 0,4; при деревянных перекрытиях - 0,1 и “0,9..
Скя, С„-то же, что в формулах (Ш.12) и (Ш.13);
Sq^—часть общей сейсмической нагрузки S&, приходя-
щейся на стену "п" при распределении ее по грузовым
площадям и определяется по формуле
«0.-48». (Ш.15)
где 1g-коэффициент распределения сейсмической нагруз-
ки на стену ”и” по грузовым площадям, определяемый по
формуле
1 (ш.1б)
Ж
где Ап - грузовая площадь для рассматриваемой стены "п,
184
£Ап — общая грузовая площадь перекрытия.
С учетом деформативности перекрытий в горизонталь-
ной плоскости при симметричном расположении стен в
плане здания относительно его горизонтальных осей об-
щая сейсмическая нагрузка S# мож^т быть распределена
между параллельно работающими несущими вертикальны-
ми конструкциями (рис. Ш.5) также по формуле
(Ш.17)
2L
где коэффициент, зависящий от соотношения жес-
ткостей n-й стены и суммы жесткостей всех стен рассмат-
риваемого направления.
В формуле (Ш.17) значения коэффициентов и v2 мо-
гут приниматься при расчете стен поперечного направле-
ния по табл. Ш.10 (коэффициенты vk и v2 учитывают по-
датливость перекрытия и зависят от вида перекрытия и
расстояния меяеду стенами).
Эти коэффициенты могут применяться при расчете стен
продольного направления при отношении длины здания
(отсека) L к его ширине В меньше 1,5; при (£/В)>1,5
(или согласно [Ш.10] при отношении L/B больше 2) при-
нимают V-L — 1 И V2 “ 0.
При одинаковом расположении стен в планах всех
этажей величины цкп могут приниматься одинаковыми для
всех этажей, равными цк цо формуле:
Рис. Ш.5.
Схема к рас-
пределению
сейсмиче-
ской нагруз-
ки
между сте-
нами данно-
го направле-
ния.
L и Ъю (или
В) - длина и
ширина зда-
ния (отсе-
ка).
136
Таблица III.10
Значения коэффициентов Dj и v2
Вид перекрытия Расстояния между стенами, м Значения
’’1 ''2
Монолитные железобетонные 0,9 0,1
Сборные железобетонные <6 0,6 0,4
То же >6 0,5 0,5
^=^—7-----------> (Ш.18)
т~1<)кт
где дкп, Ькт- горизонтальные прогибы стен п и т в уровне
к-го перекрытия относительно основания, вызванные рав-
номерно распределенной нагрузкой по высоте этих стен,
нагрузкой интенсивностью 1 (q - 1);
г-общее число стен рассматриваемого направления;
L- длина здания (отсека) в рассматриваемом направле-
нии;
^-расстояние между рассматриваемой и соседни-
ми справа и слева стенами - диафрагмами;
qk - погонная сейсмическая нагрузка:
В случае равномерного расположения стен в плане зда-
ния высотой до пяти этажей (включительно) допускается
определение коэффициента /1кп-по приближенной форму-
ле
> (Ш.19)
S Ат
74’1
где Акп, Акт - площади горизонтального сечения соответ-
ственно n-й и т-й стен за вычетом ослаблений проемами
136
(для случая, если стены выполнены из разного материала,
вместо и Акт принимаются соответственно их произве-
дения на начальные модули деформаций ЕкпАкп и ЕктАкт.
При этом учитываются только стены и участки стен в на-
правлении сейсмического толчка.
В случае несовпадения центра масс 2 и центра жес-
ткостей отсека 1 - несимметричное распределение масс
жесткостей или при длине его более 30 м, когда требует-
ся учитывать влияние поворота сооружения (т.е. в этом
случае необходимо учитывать условный эксцентриситет
d = 0,02В) определение полной величины силы, действу-
ющей в плоскости стены п на уровне к, может быть сдела-
но по формуле
Sm=Skn+S^, (III.20)
где Skn - сейсмическая сила в стене п на уровне к без уче-
та поворота здания, определяется по формуле (III.17); S^n
-сосредоточенная сила в стене п на уровне к, вызванная
крутящим моментом Т(МА. Приближенный метод опреде-
ления Skn дан в работе [111.6]. Согласно этому методу пе-
рекрытия предполагаются абсолютно жесткими, а верти-
кальные диафрагмы деформируемыми только в своей плос-
кости. Следуя схеме, показанной на рис. Ш.6, б, можно
установить, что под действием крутящего момента Т на
уровне к здание повернется на угол д>к.
Значение этого угла может быть подсчитано по формуле
Т
П,-----, (1П.21)
где Т= ^JSjdk:i -сейсмическая сила, действующая на зда-
j -к
ние в уровне к и во всех более высоких уровнях (J>k);dkj
-расстояние между центром жесткости сооружения в
уровне к и центрами его массы в уровне А: и во всех более
высоких уровнях (j^E);Bk -угловая горизонтальная жес-
ткость здания в уровне к-го перекрытия, которая прини-
мается равной
т
Вк,= ^ВЩ1+Ви^ (П1.22)
г-i
где Bh^.Bxkl - жесткости 1/д каждой вертикальной кон-
18-1556
137
«I
Рис. Ш.6. Схемы к определению сейсмических нагрузок, дей-
ствующих на здание при поступательных движениях (а) и круче-
нии (ff, в, г):
1 - центр жесткостей; 2 - центр масс.
струкции I (стены, заменяющей рамы) на уровне к соот-
ветственно в продольном и поперечном направлениях; 1х1 и
^ — расстояния каждой вертикальной конструкции соот-
ветственно до продольной и поперечной осей, проведен-
ных через центр жесткости здания. Суммирование в фор-
муле (III.22) производится по всем вертикальным кон-
струкциям. Положение центра массы здания относительно
крайней оси (ось 1) в плане на каком-либо уровне i может
быть найдено по формуле
Ум=~-------> (Ш.23)
SQ.
и-1
где - вертикальные нагрузки, принимаемые сосредото-
ченными в отдельных точках плана; уи - расстояние от
крайней оси до соответствующей нагрузки. Суммирова-
ние производится по всем точкам, где принята сосредото-
ченной нагрузка Qtt.
138
а
Положение центра жесткостей относительно той же
крайней оси определяется по формуле
п2
S^klVl
уж= —------, (Ш.24)
«2
1-1
где уг — расстояние от крайней оси до соответствующей
конструкции;
жесткость в направлении оси 1 вертикальной кон-
струкции I на уровне к. Суммирование производится по
всем вертикальным конструкциям. Аналогично вычисля-
ются координаты центра масс и центра жесткостей отно-
сительно другой оси здания.
Из схемы повернутого сечения здания на уровне к вид-
но, что горизонтальное перемещение стены п будет равно
4»=^ (Ш.25)
где ^-расстояние от центра жесткости в сечении на
этаже до рассматриваемой конструкции п.
Чтобы вызвать горизонтальное перемещение стены п
на уровне к необходимо приложить сосредоточенную силу,
равную
S?n=^Bkn. (Ш.26)
В работе [1.8] учет протяженности зданий длиной в
плане 50-60 м в практических целях рекомендовано вы-
полнить следующим образом. Сохраняя полностью обыч-
ную методику расчета (т.е. определения S^), внести лишь
изменения в распределение сейсмической нагрузки на от-
дельные ряды стен или колонн зданий, а именно 80% на-
грузки, приходящейся на все здание, распределять равно-
мерно по его длине и 20% распределять по треугольнику в
соответствии с рис. Ш.7 Ч В результате такого распреде-
ления сейсмической нагрузки колонны и стены, более уда-
1 Полагаем, что такое упрощение расчета для зданий длиной до
50 - 60 м возможно, но при этом не следует уменьшать нагрузки,
определенные без учета кручения в средней части здания [IV. 7, 10). Это
обстоятельство нами учтено в "Примере расчета...” данного пособия
(см. гл IV).
139
ленные от центра здания, окажутся более нагруженными,
что по характеру распределения отвечает случаю совмес-
тного действия поступательных инерционных сил Ss /ог
(S ,) и вращательных (крутящих) моментов T(MS или
Мр. Следовательно, общая нагрузка на здание (S, fm. и Т)
в соответствии с предыдущим может быть представлена
как:
^=0,8^;
3 2
(III.27)
При распределении расчетной сейсмической нагрузки
Si!c для протяженных зданий (1> 30 м) учет кручения мо-
жет производиться способом, указанным на рис. 111.7, ли-
бо для многоэтажных каркасных зданий в соответствии с
указаниями |Ш.9] или с прил. 9 |Ш.12].
б. Определение усилий в элементах стен
При расчете наружных стен зданий высотой до пяти
этажей (включительно) распределение действующей в
плоскости стены суммарной величины расчетной перере-
зывающей сейсмической силы, приходящейся на п-ю стену
в уровне к-го этажа Sj=£Skn между отдельными про-
стенками Sknm (рис. III.8), характеризующихся равномер-
ным расположением проемов и приблизительно одинако-
вой жесткостьк) простенков и междуоконных поясов, про-
изводится в предположении одинаковой величины переме-
Рис. III.7. Схема распре-
деления сейсмической на-
грузки в плане здания
(при длине I > 30 м) меж-
ду поперечными стенами с
учетом его протяженнос-
ти.
140
щений всех простенков этой стены, вызванных изгибом и
сдвигом [1.13, 16, 18; 11.58; III.16] по формуле
St_m=
^ктгАкт^кп
(Ш.28)
^ks^ks
где bkm. dkm, /1^ - ширина, толщина и высота (в пределах
проема) тп-го простенка п-й стены к-т этажа;
dks, hks-ro же, простенка s;
г-число простенков в стене;
акт, aks~ коэффициенты, учитывающие деформации
междуоконных поясов (ригелей), подсчитываемые по фор-
муле, предложенной В. Т. Рассказовским [III.11].
(III.29)
где Ет - 5 для кирпичной и виброкирпичной кладки (пане-
лей и блоков) и = 3 для бетонных панелей;
/яерт; а, -пролет и высота вертикального сечения пе-
ремычек. По формуле (III.28) учитываются деформации
изгиба и сдвига как в простенках, так и в перемычках. Для
крайних простенков, учитывая их совместную работу с
простенками торцовых стен, величины Sknm, подсчитанные
по формуле (III.28), умножают на коэффициент 1,5.
В том случае, когда к простенку примыкают проемы раз-
ной высоты, за высоту hk может быть принята средняя
высота смежных проемов. После определения поперечных
сил Sknm для всех простенков п-й стены необходимо их
просуммировать и результат сопоставить с Skn. Если при
таком сопоставлении окажется, что величина Skn больше
суммы поперечных сил Sknm всех простенков данной стены,
то разницу поперечной силы следует распределить между
всеми простенками пропорционально полученным ранее
141
Рис. III.8 Схемы к определению усилий в наружных (а, 6, в) и внут-
ренних (г) стенах с проемами при действии в их плоскости сейсмиче-
ских нагрузок
в п.з: 1 и 2 - соответственно действительная и расчетная схемы.
величинам Sknm таким образом, чтобы окончательная сум-
ма поперечных сил всех простенков была не меньше пол-
ной величины поперечной силы, действующей на стену.
Если же после определения Sknm сумма их для всех про-
стенков данной стены окажется больше величины Skn, то
корректировку величин Sknm можно не производить [L16].
Для стен с постоянной толщиной и модулем упругости
кладки распределение горизонтальной сейсмической силы
Skn между простенками Sknm возможно по формуле
s^m=skn~-, (П1.30)
где д-коэффициент, учитывающий деформации сдвига и
изгиба в простенке, определяемый по графику рис. Ш.9
(рис. 24 [III.6]) в зависимости от отношения высоты про-
стенка hp к его ширине Ър. При этом не учитываются гиб-
кие простенки, удовлетворяющие условию hp[b_>3,5 . Рас-
пределение горизонтальной силы, действующей в плоскос-
ти стены, между отдельными простенками, производится
также пропорционально их жесткости с . Жесткость каж-
дого из них с учетом деформаций изгиба и сдвига может
быть определена по формуле
142
‘P=W-
(III.31)
где Ea — модуль упругости материала простенка при сжа-
тии;
cL — толщина простенка.
При этом величину Sknm находим по формуле (Ш.ЗО),
заменив в ней д в числителе дроби на величину ср по фор-
муле (III.31). Подсчет S7 затем можно выполнить по
аналогии с примером 5 [1.8].
После определения поперечных сил, действующих в
простенках, подсчитывают величины изгибающих момен-
тов в верхних и нижних сечениях и находят величины по-
перечных сил в горизонтальных поясах между перемычка-
ми от горизонтальных сейсмических сил Skn, действующих
в плоскости стены. Их вычисляют по формулам, пользуясь
рекомендациями [1.13, 16]
V V
(Ш.32)
t-k t-k
143
где для нижнего этажа ая = 1/3; ан = 2/3; для остальных
этажей ae = aH = 0,5; -высота надоконного и
подоконного поясов и кладки; £Stnm -поперечная сила в
простенке на уровне к-го этажа. При разных по размерам
сечения простенках, между которыми образован проем, в
формулах (III.32) и (Ш.ЗЗ) принимают большее значение
Изгибающие моменты в опорных сечениях перемычек
определим, полагая расположение нулевых моментов по-
средине пролета перемычки. Они равны (рис. III.8, б).
MfeX=0;551™^мктп+Мк +1>ят), (III.34)
V—,
ТО
где 1пер т и 1т — пролет перемычки и расстояние между ося-
ми соседних^ простенков;
Мкпт и Мк + j — изгибающие моменты в простенках на
уровне к и Л+1’Срис. Ш.8, б). Поперечная сила в поясе на
уровне к
(Ш.35)
Во внутренних стенках перемычки обычно имеют малую
жесткость, поэтому такие стены можно рассчитывать по
схеме, показанной на рис. III.8, б полагая соединение пе-
ремычек с простенками шарнирным.
3. Проверка прочности элементов стен
Проверка прочности стен производится на нагрузки,
действующие в их плоскости и из их плоскости (п. 30
[III.6], [IV.7]). Прочность ненесущих элементов и их креп-
лений, согласно п. 2.13 [11.80], необходимо подтвердить
расчетом на действие расчетных сейсмических нагрузок из
плоскости (во всех случаях) и в плоскости элемента в слу-
чае, когда эти элементы работают совместно с несущими
конструкциями здания (п. 3.12 [11.80]).
144
а. Проверка прочности элементов несущих стен
на нагрузки, действующие в их плоскости
Как отмечалось выше, проверку прочности конструк-
ций на действие горизонтальных сейсмических нагрузок
следует производить в двух взаимно-перпендикулярных
направлениях. При расчете зданий с каменными несущими
стенами, учитывая то, что жесткость стен в своей плоскос-
ти значительно больше жесткости из плоскости стены,
можно считать, что сейсмические силы полностью воспри-
нимаются стенами, расположенными в направлении дей-
ствия сил [Ш.6].
При расчете по первому предельному состоянию дей-
ствующие усилия /N,M,Q/, определяемые по расчетным на-
грузкам, сравниваются с расчетной несущей способностью
/[N],[M],[Q]/, определяемой с учетом соответствующих рас-
четных сопротивлений по формулам, приведенным в нормах
по проектированию каменных конструкций [П.78;1¥.8] до-
полнительно с учетом указаний норм по проектированию
зданий и сооружений в сейсмических районах [П.80].
Расчет элементов неармированных каменных конструк-
ций при центральном сжатии производится по формуле
N <.mg(pRA, (Ш.Зб)
где N - расчетная продольная сила (полная от всех нагру-
зок);
тд - коэффициент, учитывающий влияние прогиба сжа-
тых элементов на их несущую способность при длительной
нагрузке, определяемый по формуле (Ш.37), где для слу-
чая центрального сжатия %“1. Здесь еод (ео8л)- эксцен-
триситет от действия длительных нагрузок; при h >30см
или г>8,7см коэффициент тд~ 1 (пп.4.1, 4.7 [11.78]).
<р- коэффициент продольного изгиба, учитывающий
снижение несущей способности сжатых элементов, прини-
мают в зависимости от упругой характеристики кладки а
(коэффициент а имеет значение в пределах от 100 до
2000 и зависит от вида кладки и прочности раствор?. Его
значение для неармированной кладки принимают по
табл. 15, п. ' .21 ([11.78]) и гибкости элемента (для пря-
моугольного сплошного сечения) или (для любого сече-
ния), вычисляемые соответственно по формулам (Ш.38) и
(Ш.39). Значение <р принимают по табл. III.11 (согласно
п. 4.2 [П.78]).
19-1556
146
Таблица III.11
Коэффициент продольного изгиба д> при различных значениях а
Гибкость Коэффициент & при упругих характеристиках кладки а
ч Ч 1500 1000 750 500 350 200 100
4 14 1 1 1 0,98 0,94 0,9 0,82
6 21 0,98 0,96 0,95 0,91 0,88 0,81 0,68
8 28 0,95 0,92 0,9 0,85 0,8 0,7 0,54
10 35 0,92 0,88 0,84 0,79 0,72 0,6 0,43
12 42 0,88 0,84 0,79 0,72 0,64 0,51 0,34
14 49 0,85 0,79 0,73 0,66 0,57 0,43 0,28
16 56 0,81 0,74 0,68 0,59 0,5 0,37 0,23
18 63 0,77 0,7 0,63 0,53 0,45 0,32 —
22 76 0,69 0,61 0,53 0,43 0,35 0,24 —
26 90 0,61 0,52 0,45" 0,36 0,29 0,20 —
30 104 0,53 0,45 0,39 0,32 0,25 0,17 —
34 118 0,44 0,38 0,32 0,26 0,21 0,14 —
38 132 0,36 0,31 0,26 0,21 0,17 0,12 —
42 146 0,29 0,25 0,21 0,17 0,14 0,09 —
46 160 0,21 0,18 0,16 0,13 0,1 0,07 —
50 173 0,17 0,15 0,13 0,1 0,08 0,05 —
54 187 0,13 0,12 0,1 0,08 0,06 0,04 -
R- расчетное сопротивление сжатию кладки, прини-
маемое по табл. Ш.12 (п. 3.1 [11.78р.
A(F) - площадь сечения элемента.
от + (Ш.37)
N h
(Ш.38)
h
(Ш.39)
i
В формулах (П1.37)-(Ш.39): д-коэффициент, завися-
щий от гибкости элемента (п. 4.7 [П.78р и принимаемый
по табл. Ш.13;
Nff(N9j)- расчетная продольная сила от длительных
нагрузок;
146
Таблица III.12
Расчетные сопротивления R сжатию кладки из кирпича всех видов
и керамических камней со щелевидными вертикальными пустотами
шириной до 12 мм при высоте ряда кладки 50 -150 мм
на тяжелых растворах
Марка
Расчетные сопротивления Л, МПа
кирпича или камня при'марке раствора при прочности раствора
200 150 100 75 50 25 10 4 0,2 МПа нулевой
300 3,9 3,6 3,3 3,0 2,8 2,5 2,2 1,8 1,7 1,5
250 3,6 3,3 3,0 2,8 2,5 2,2 1,9 1,6 1,5 1,3
200 3,2 3,0 2,7 2,5 2,2 1,8 1,6 1,4 1,3 1,0
150 2,6 2,4 2,2 2,0 1,8 1,5 1,3 1,2 1,0 0,8
125 — 2,2 2,0 1,9 1,7 1,4 1,2 1,1 0,9 0,7
100 - 2,0 1,8 1,7 1,5 1,3 1,0 ' 0,9 0,8 0,6
75 — — 1,5 1,4 1,3 1,1 0,9 0,7 0,6 0,5
50 — — — 1,1 1,0 0,9 0,7 0,6 0,5 0,35
35 - - - 0,9 0,8 0,7 0,6 0,45 0,4 0,25
Примечание. Расчетные сопротивления кладки сжатию на рас-
творах марок от 4 до 50 следует уменьшать, применяя понижающие
коэффициенты: 0,85-для кладки на жестких цементных растворах
(без добавок глины и извести), легких и известковых растворах в воз-
расте до 3 месяцев; 0,9 - для кладки на цементных растворах (без из-
вести и глины) с органическими пластификаторами.
Уменьшать расчетное сопротивление сжатию не требуется для
кладки высшего качества - растворный шов выполняется под рамку с
выравниванием и уплотнением раствора рейкой. В проекте указыва-
ется марка раствора для обычной кладки и для кладки повышенного
качества.
i - наименьший радиус инерции сечения элемента;
h - меньший размер прямоугольного сечения;
10-расчетная высота (длина) элемента, определяемая
согласно указаниям п. 4.3 [11.78].
Расчетные высоты каменных стен и столбов 1а при
определении коэффициентов продольного изгиба (р долж-
ны приниматься в зависимости от условий опирания стен
на горизонтальные опоры (п. 4.3 [11.78]):
а) при неподвижных шарнирных опорах Zo“ Н;
б) при упругой опоре и жестком защемлении в нижней
опоре: для однопролетных зданий £0 = 1,577, для многопро-
летных 10 = 1,2577;
147
Таблица Ш.13
Значение коэффициентов у
Гибкость Коэффициент ч для кладки
из глиняного кирпича и кера- мических камней; из камней и крупных блоков из тяжелого бетона; из природных камней всех видов, при проценте продольного ар- мирования из силикатного кирпича и сили- катных камней; из камней, из бетона на пористых заполните- лях; крупных блоков из ячеис- того бетона, при проценте продольного ар- мирования
0,1 и менее 0,3 и более 0,1 и менее 0,3 и более
<10 <35 0 0 0 0
12 42 0,04 0,03 0,05 0,03
14 49 0,08 0,07 0,09 0,08
16 56 0,12 0,09 0,14 0,11
18 63 0,15 0,13 0,19 0,15
20 70 0,20 0,16 0,24 0,19
22 76 0,24 0,20 0,29 0,22
24 83 0,27 0,23 0,33 0,26
26 90 0,31 0,26 0,38 0,30
Примечание. Для неармированной кладки значения коэффици-
ента ч принимаются как для кладки с армированием 0,1% и менее.
При проценте армирования более 0,1% и менее 0,3% коэффициенты у
определяются интерполяцией.
в) для свободно стоящих конструкций 10-2Н;
г) для конструкций с частично защемленными опорны-
ми сечениями —с учетом фактической степени защемле-
ния, но не менее to“0,8H, где Н — расстояние между пе-
рекрытиями или другими горизонтальными опорами, при
железобетонных горизонтальных опорах расстояние между
ними в свету, т.е. величина Н при железобетонных сбор-
ных или монолитных перекрытиях, заделанных на опорах
в кладку, равна высоте этажа за вычетом толщины желе-
зобетонной плиты, настила или панели перекрытия. В о-
стальных случаях Н принимается равной высоте этажа.
При жестких опорах и заделке в стены сборных желе-
зобетонных перекрытий принимается 1о—0,0Н, а при мо-
нолитных железобетонных перекрытиях, опирающихся на
стены по четырем сторонам, 1д — 0,8 ff.
148
Расчет неармированных элементов каменных конструк-
ций при внецентренном сжатии производится по приве-
денной ниже формуле (111.40), согласно п. 4.7 [11.78] с уче-
том дополнительного коэффициента 7sA(«iKJ)), учитывающе-
го кратковременность действия сейсмических нагрузок и
принимаемого по табл. III.14 (согласно табл. 7 [11.80].
Таблица III.14
Коэффициент условий работы у Л
Конструкции - ‘-'s/l
Каменные, армированные и бетонные:
а) при расчете на внецентренное сжатие 1,2
б) при расчете на сдвиг и растяжение 1
#<У,ЛОТ^1-ЙД.«, . (111.40)
где коэффициент продольного изгиба при внецентрен-
ном сжатии, определяемый по формуле
y\=Q,5((p+(p), (III.41)
где (р- коэффициент продольного изгиба для всего сечения
в плоскости действия изгибающего момента, определя-
емый по п. 4.2 [П.78];
<рс - коэффициент продольного изгиба для сжатой части
сечения по п. 4.7 [11.78];
«-коэффициент, определяемый по формулам:
для сечений произвольной формы при 2у > h
a=l+eJ2y <1,45, (Ш.42)
для прямоугольного сечения, а также для случая, когда
2y<h
«=l+e0/fc<l,45, (III.43)
h~ высота сечения в плоскости действия изгибающего
момента;
у — расстояние от центра тяжести сечения элемента до
его края в сторону эксцентриситета; величины тд, R,
А-см. выше;
Д-площадь сжатой части сечения при прямоугольной
эпюре напряжений, определяемая из условия, что ее
149
f центр тяжести совпадает с точкой приложения расчетной
! ’ продольной силы Л1. Для прямоугольного сечения
А=А(1-^). (Ш.44)
. Л
Расчет неармированной кладки на срез при разруше-
нии вдоль горизонтальных швов (по неперевязанному сече-
нию) производится согласно п. 4.20 [11.78] и введением ко-
эффициента по формуле
U <2<у,Л(7?,?+0,8пдпо)А, (III.45)
где й5?(йср) - расчетное сопротивление кладки срезу, при-
нимаемое по табл. III.15.
д(/) - коэффициент трения по шву кладки, принима-
> емый для кладки из кирпича и камней правильной формы
д-0,7;
по-среднее напряжение сжатия в кладке (в предполо-
жении прямоугольной эпюры) при наименьшей расчетной
' продольной нагрузке N, определяемой с коэффициентом
> . надежности по нагрузке Уу-0,9 (с коэффициентом пере-
грузки п “ 0,9) по формуле
0,9N
(III.46)
п в (III.45) - коэффициент, принимаемый равным 1,0
для кладки из полнотелого кирпича и камней и равным
0,5 для кладки из пустотелого, кирпича и камней с верти-
кальными пустотами;
А - расчетная площадь сечения.
Расчет кладки на срез по перевязанному сечению (по
кирпичу или камню) необходимо выполнять по формуле
(III.45) без учета обжатия (2-й член в этой формуле). Рас-
четные сопротивления кладки принимают по табл. III.16.
При внецентренном сжатии с эксцентриситетами, выходя-
щими за пределы ядра сечения е0> Q,lTh, в расчетную пло-
щадь сечения включается только площадь сжатой части
сечения Ае (п. 4.20 [II 78]).
Расчет поперечных стен на главные растягивающие на-
пряжения (расчет полностью сжатых простенков сплошных
150
Таблица Ш.15
Расчетные сопротивления кладки из сплошных камней на
цементно-известковых,цементно-глиняных и известковых растворах
осевому растяжению _R((Rp),растяжению при изгибе UJ.
срезу Rsq(Rcp) и главным растягивающим напряжениям
при изгибе Rtw(Rg*) при расчете сечений кладки,
проходящих по горизонтальным и вертикальным швам
Зад напряженного состоя- ния Обозначение Расчетные сопротивления R, МПа
при марке раствора при проч- ности раство- ра 0,2
60 и выше 25 10 4
А. Осевое растяжение
1. По неперевязанно- му сечению для клад- ки всех видов (нор- мальное сцепление) 0,08 0,05 0,03 0,01 0,005
2. По перевязанному ечению для кладки из камней правиль- ной формы П. Растяжение при изгибе ВцРЬи) 0,16 0,11 0,05 0,02 0,01
к По неперевязанно- •iy сечению для клад- ей всех видов и по сосой штрабе (глав- ные растягивающие апряжения при из- 0,12 0,08 0,04 0,02 0,01
. По перевязанному учению для кладки лэ камней правиль- ной формы В. Срез Rsq 0,25 0,16 0,08 0,04 0,02
5. По неперевязанно- иу сечению для клад- ки всех видов (каса- тельное сцепление) 0,16 0,11 0,05 0,02 0,01
Примечания: 1. Расчетные сопротивления отнесены ко всему се-
:ению разрыва или среза кладки, перпендикулярному или параллель-
it ому (при срезе) направлению усилия.
2. Расчетные сопротивления кладки, приведенные в табл. III.15,
ледует принимать с коэффициентами: для вибрированной кирпичной
151
Продолжение табл. III.15
кладки из глиняного кирпича пластического прессования, а также для
обычной кладки из дырчатого и щелевого кирпича и пустотелых бетон-
ных камней-1,25; для невибрированной кирпичной кладки на жес-
тких цементных растворах без добавки глины или извести - 0,75; для
кладки из полнотелого и пустотелого силикатного кирпича - 0,7, а из
силикатного кирпича, изготовленного с применением мелких (бархан-
ных) песков - по экспериментальным данным.
При расчете по раскрытию трещин по формуле (33) [11.78] расчет-
ные сопротивления растяжению при изгибе для кладки из всех ви-
дов кирпича и камней следует принимать по табл. III.15 без учета ко-
эффициентов, приведенных в настоящем примечании.
3. При отношении глубины перевязки кирпича (камня) правильной
формы к высоте ряда менее единицы расчетные сопротивления кладки
осевому растяжению и растяжению при изгибе по перевязанным сечени-
ям принимаются равными величинам, указанным в табл. III. 15, умно-
женным на значения отношения глубины перевязки к высоте ряда.
участков стен по косым сечениям) производится согласно
п. 6.12 [11.78] по формуле
(III.47)
v
и при наличии в стене растянутой зоны по формуле
(III.48)
v
где Q- расчетная поперечная сила от горизонтальной на-
грузки в середине высоты простенка или этажа.
Rtq^Rtw(Rtw^, (Ш.49)
где Rtq(RCK) - расчетное сопротивление скалыванию клад-
ки, обжатой продольной расчетной силой N, определя-
емой с коэффициентом надежности по нагрузке 7у= 0,9 по
формуле (III.46); Rtw - расчетное сопротивление главным
растягивающим напряжениям по швам кладки, принимае-
мое по табл. 111,15-
При наличии в стене растянутой зоны принимается
6,9N
Ас
152
Таблица III.16
Расчетные сопротивления кладки из кирпича
и камней правильной формы осевому растяжению Rt,
растяжению при изгибе срезу Rsq и главным растягивающим
напряжениям при изгибе Rtw
при расчете кладки по перевязанному сечению,
проходящему по кирпичу или камню
Вид напряжен- ного состояния Обо- значе- ние Расчетные сопротивления R, МПа при марке камня
200 160 100 76 60 36 26 16 10
1. Осевое растяжение Rt 0,25 0,2 0,18 0,13 0,1 0,08 0,06 0,05 0,03
2. Растяже- ние при из- гибе и глав- ные растяги- вающие на- пряжения Rtb 1 Rtw j 0,4 0,3 0,25 0,2 0,16 0,12 0,1 0,07 0,05
3. Срез R^ 1 0,8 0,65 0,55 0,4 0,3 0,2 0,14 0,09
Примечания: 1. Расчетные сопротивления осевому растяжению
Rt, растяжению при изгибе R& и главным растягивающим напряжени-
ям Rtw отнесены ко всему сечению разрыва кладки.
2. Расчетные сопротивления срезу по перевязанному сечению Rsq
отнесены только к площади сечения кирпича или камня (площади се-
чения нетто) за вычетом площади сечения вертикальных швов.
Л-площадь сечения поперечной стены с учетом (или
>ез учета) примыкающих участков продольной стены;
Д,-площадь сжатой части сечения стены, при эксцен-
триситетах, выходящих за пределы ядра сечения;
Л-толщина поперечной стены на участке, где эта тол-
щина наименьшая, при условии, если длина этого участка
превышает 1/4 высоты этажа или же 1/4 длины стены;
при наличии в стене каналов их ширина из толщины сте-
ны исключается;
длина поперечной стены в плане, если в сечение
входят полки в виде отрезков наружных или продольных
внутренних стен, то I- расстояние между осями этих по-
лок;
20-1556
153
т(д)-коэффициент неравномерности касательных на-
пряжений в сечении, определяемый по формуле
(Ш.51)
J
Значение v принимают для двутавровых сечений v-1,15;
для тавровых 1,35; для прямоугольных сечений г»-1,5;
So - статический момент части сечения, находящейся по
одну сторону от оси, проходящей через центр тяжести се-
чения; «Л-момент инерции всего сечения относительно
оси, проходящей через центр тяжести сечения.
Кроме проверки по главным растягивающим напряже-
ниям, необходимо сделать проверку на возможность вос-
приятия горизонтальных касательных напряжений по фор-
мулам (III. 4 7) или (III. 48), исходя из условия
R^R.,+0.5<г0, (Ш.52)
где R3q - расчетное значение касательного сцепления (рас-
четное сопротивление кладки срезу), принимаемое по
п. 5, табл. Ш.15.
Если сопротивление стены скалыванию, определяемое
по формулам (Ш.47) и (Ш.48), недостаточно, она может
быть армирована продольной арматурой в горизонтальных
швах. Расчетное сопротивление скалыванию армированной
кладки Rstq(Ra.o) может быть определено согласно п. 6.13
[11.78] по формуле
(Ш.53)
где д-процент армирования, определяемый по вертикаль-
ному сечению стены;
Rs(.Ra) - расчетное сопротивление арматуры растяже-
нию, принимаемое для кладки в соответствии с нормами
[11.77] и с учетом пп. 2.6 и 3.19 [11.78].
П£и учете совместной работы продольных и попереч-
ных стен при действии на них горизонтальных сейсмиче-
ских сил должно быть обеспечено восприятие сдвигающих
усилий Qsk по вертикальному сечению в местах их взаим-
ного примыкания (п. 6.11 [11.78]). При этом должно быть
удовлетворено следующее условие прочности
164
Qsh- <hHRsq, (III.54)
«У
где QsA(T) - сдвигающее усилие в пределах одного этажа;
Q ~ S - расчетная поперечная сила от горизонтальной
сейсмической нагрузки в середине высоты этажа;
А - Азор - площадь сечения полки (участка продольной сте-
ны, учитываемого в расчете);
у-расстояние от оси продольной стены до оси, прохо-
дящей через центр тяжести сечения стен в плане;
Н - высота этажа; h - толщина стены; R,q(.Rcp) - рас-
четное сопротивление кладки срезу по вертикальному пе-
ревязанному сечению согласно п. 4.20 [11.78], принимаемое
по табл. III. 16.
В тех случаях, когда проверка прочности простенков
или сплошных участков стен показывает на необходимость
их усиления, применяют армирование или устройство ком-
плексных сечений.
Расчет элементов каменных конструкций с сетчатым
фмированием при центральном сжатии производится со-
гласно п. 4.30 [11.78] по формуле
N<mg<pRskA, (III.55)
де Rs!c(RaK)^2R -расчетное сопротивление при цен-
тральном сжатии, определяемое для армированной кладки
из кирпича всех видов и керамических камней со щеле-
видными пустотами по формуле
Rsk=R + ^L (III.56)
100
при прочности раствора менее 2,5 МПа при проверке
прочности кладки в процессе ее возведения по формуле
, (Ш-57)
100 я26
где R1 -расчетное сопротивление сжатию неармированной
гладки в рассматриваемый срок твердения раствора;
Я26-расчетное сопротивление кладки сжатию при
парке раствора 25;
fi- процент армирования кладки по объему, определя-
емый по формуле
155
д=-ЧОО.
Vk
(III.58)
При размерах ячейки сеток в осях арматуры сх и с2
и при расстоянии между сетками по высоте кладки для
столбика кладки такой высоты s и площадью схс2 имеем
объем кладки Vk-“c1c,. На этот объем приходится два
отрезка стержней с общей длиной с1 + с2. При площади
сечения стержня объем арматуры равен
У,=(сх+с2Х4.
Подставляя эти величины в формулу (Ш.58), для сетки
с размерами ячеек сх и с2 получим процент армирования
д-Л.ЮО-'^^ЮО
Vfc C|C2S
(Ш.59)
или для сетки с квадратными ячейками размером с
д=^100. (1П.60)
CS
Объемный процент армирования кладки сетчатой арма-
турой при центральном сжатии принимают не менее 0,1%
и не более значения, определяемого по формуле
д=50—>0,1%. (Ш.61)
R,
При прочности раствора более 2,5 МПа отношение
Rk/R2h принимается равным 1.
Упругая характеристика кладки, армированной сетка-
ми ask, вычисляется согласно п. 3.20 [П.78] по формуле
а,к~а—, (1П.62)
Rsbu
где а-упругая характеристика неармированной кладки
принимается по табл. Ш.15 [П.78];
- временное сопротивление (средний предел проч-
ности) сжатию кладки, определяемое по формуле
RU=?R. (Ш.63)
1бб
Здесь yfjc) - коэффициент надежности по материалу.
Для кладки из кирпича и камней всех видов, из крупных
блоков, рваного бута и бутобетона, кирпичной вибриро-
ванной; согласно табл. 14 [11.78], у - 2.
R-расчетное сопротивление сжатию кладки, прини-
маемое по табл. III.12.
Я. -временное сопротивление (средний предел проч-
ности; сжатию армированной кладки из кирпича или кам-
ней при высоте ряда не более 150 мм, определяемый по
формулам:
для кладки с сетчатой арматурой
RiU=yR+^^-; (Ш.64)
100
для кладки с продольной арматурой
R^yR*^, (Ш.65)
100
где Rsn - нормативные сопротивления арматуры в армиро-
ванной кладке, принимаемые для сталей A.-I и A.-II по
нормам [П.77], а для стали Вр-I по этим же нормам [11.77]
с коэффициентом условий работы 0,6.
Для кладки с продольной арматурой ask — а принимают
по табл. 15 [П.78], а коэффициент
д=—100, (1П.66)
где Л, и Ак - соответственно площади сечения арматуры и
кладки.
Расчет элементов каменных конструкций с сетчатым
армированием при внецентренном сжатии производится
согласно п. 4.3 [П.78] с учетом коэффициента ysh по фор-
муле
N ^y^g^RsktAc^ (Ш.67)
или для прямоугольного сечения
(П168)
h
157
где Rakb<2R -расчетное сопротивление армированной
кладки при внецентренном сжатии, определяемое при
марке раствора 50 и выше по формуле
Я,А4=Я + -^(1--^-), (III.69)
100 у
а при марке раствора менее 25 (при проверке прочности
кладки в процессе ее возведения)
Я.и-Я1+—-^1-—)• (Ш.70)
100 у
Объемный процент армирования кладки сетчатой арма-
турой при внецентренном сжатии принимают не менее
0,1% и не более значения, определяемого по формуле
д=---------->0,1%. . (III.71)
(1--^)Я,
У
Расчет элементов каменных конструкций с продольной
арматурой при центральном сжатии производится соглас-
но п. 5.22 [IV. 8] с учетом коэффициента у,д по формуле
N <у>АХ0,85т/14+ЯвХ). (III.72)
(„из)
(pRsc
где А-площадь сечения кладки, равная A — bh; Ь и
h — ширина и высота прямоугольного сечения; - пло-
щадь сечения продольной арматуры. В данном
случае - сжатой; Rac(Ra<) - расчетное сопротивление сжа-
той арматуры, принимаемое по нормам [11.77] с учетом
требований пп. 2.6 и 3.19 [11.78]; 0,85-коэффициент ис-
пользования кладки, т.е. при наличии в сечении сжатой
арматуры кладка используется не полностью, примерно на
85% от прочности неармированной кладки.
При внецентренном сжатии различают два случая вне-
центренно сжатых элементов (п. 5.23 [IV.8]):
а) случай 1 (или согласно [11.65]-случай больших экс-
центриситетов), когда соблюдается условие:
158
при любой форме сечения
Sc<0,8So; (Ш.74)
при прямоугольной форме сечения
x<0,55ho; (Ш.75)
б) случай 2 (или согласно [П.65]- случай малых эксцен-
триситетов), когда соблюдается условие:
при любой форме сечения
Se>0,8So; (Ш.76)
при прямоугольной форме сечения
x>0,55hB. (Ш.77)
В формулах (Ш.74)-(Ш.77):
So - статический момент всего сечения кладки отно-
сительно центра тяжести растянутой Аа или менее сжа-
той арматуры; Sc - статический момент сжатой зоны се-
чения кладки относительно центра тяжести растянутой
As или менее сжатой арматуры; х-высота сжатой зоны
сечения, определяемая по прил. 7, табл. 1 [IV. 8]; h0-h~ а
и hB—h- а - рабочие (расчетные) высоты сечений; а и
а - толщина защитного слоя арматуры соответственно
А, и А,.
Статический момент Sc зависит от формы и размеров се-
чения, положения нейтральной оси и защитного слоя. Фор-
мулы для определения Sc для наиболее часто встречающих-
ся случаев даны в табл. 1, прил. 7 [IV. 8]. Основные условия и
формулы для расчета прочности внецентренно сжатых эле-
ментов с продольной арматурой приведены в табл.2-4
этого приложения [IV.8]. Рассмотрим некоторые из них.
Расчет внецентренно сжатых элементов каменных кон-
струкций прямоугольного сечения с продольной двойной
арматурой для случая 2 по табл. 2, прил.7 [IV.8| с учетом
коэффициента ysh по формуле (согласно формулы (18) этой
таблицы [TV. 8]).
y8A^[0,42«i^?d/io2+7?sXUo-a')]
----------------------------. (Ш.78)
е
159
Если сила N приложена между центрами тяжести ар-
матуры AaCFe) и Аа(Е,а), то должно быть удовлетворено
дополнительное условие (согласно формулы (19), табл. 2,
прил. 7 [IV.8]).
ys^[0,42m^o2+7?scA>o-a)]
N =----------—---------------. (Ш.79)
е
При этом положение нейтральной оси определяется из
уравнения (согласно уравнения (12), табл. 2, прил.7 [IV.8p
0,85mgRbx(.e—ho+ — )+R)CA'se-RsAse=0. (Ш.80)
2
Расчет внецентренно сжатых элементов каменных кон-
струкций. прямоугольного сечения с одиночной арматурой
только в растянутой зоне (отсутствует арматура As) для
случая 2 производится по формуле (согласно формулы
(20), табл. 2, прил. 7 [IV.8]).
--------------------------------
2е
При этом положение нейтральной оси определяется из
уравнения (согласно уравнения (14), табл. 2, прил. 7
[IV.8]).
д»
а>т^Ьх(е-к0+—)-RsAse=Q. (Ш.82)
Расчет внецентренно сжатых элементов, прямоугольно-
го сечения с продольной двойной арматурой для случая 1
производится по табл. 2, прил. 7 [IV.8] с учетом коэффи-
циента у , по формуле (согласно формулы (11) этой табли-
цы [1У.8]Г
N ^y^^mJRbx +R^-RgA). (Ш.83)
При этом положение нейтральной оси определяется из
уравнения (согласно уравнения (12), табл. 2, прил. 7
160
0,85m,gRbx (е-h0+ — )+RllA'se~R:;Ase =0.
(Ш.84)
Высота сжатой зоны должна удовлетворять условию
х>2а'.
(Ш.85)
Расчет внецентренно сжатых элементов прямоугольного
сечения с одиночной арматурой только в растянутой зоне
при отсутствии арматуры As для случая 1 производится
по формуле (согласно формулы (13) табл. 2, прил. 7 [IV.8])
N<ysA<Z)(<»niff7?dx-7?JA!l). (III.86)
При этом положение нейтральной оси определяется из
уравнения (III. 8 2).
При расчете комплексных элементов на центральное
сжатие должно соблюдаться согласно п. 5.30 [IV.8] сле-
дующее условие:
N <yshff>cs[0,S5mg(RA (Ш.87)
где 7?ь(7?пр) — расчетное сопротивление бетона осевому
сжатию (призменная прочность), принимаемое по табл. 13
п. 2.13 [11.77] с учетом коэффициента условия работы бе-
тона ybi, приведенное в табл. 15 этих норм (при учете осо-
бых нагрузок = = A6(jF5) - площадь сечения бето-
на; - коэффициент продольного изгиба комплек-
сной конструкции, устанавливаемый по табл. Ш.11.
При упругой характеристике кладки
а = (Ш.88)
Rred
Приведенный модуль упругости комплексных элемен-
тов и приведенное временное сопротивление комплексного
сечения определяются по формулам (согласно формул (53)
и (54) [IV.8]).
(1П.89)
Jk+Jb
161
21-1556
Л (Ш.90)
A+Ab
Eok=aRu; (Ш.91)
где Е к,Еь{Е0К,Ед)- начальные модули деформации клад-
ки и бетона, определяемые для кладки по формуле (111.91)
согласно п. 3.20 [П.78] для бетона-по нормам [11.77];
Ru = 2R (или R = 2R ) - временное сопротивление (сред-
ний предел прочности) сжатию кладки; R^(. Rb )-норма-
тивная призменная прочность бетона при сжатии, прини-
маемая по нормам [11.77]; Jk и Jb~моменты инерции сече-
ния кладки и бетона относительно геометрического цент-
ра тяжести всего сечения.
Для внецентренно сжатых комплексных элементов раз-
личают два случая внецентренного сжатия (аналогично
рассмотренным выше кладки с продольным армированием).
В случае 1 (или по [11.65]-в случае малых эксцентриси-
тетов), т.е. когда 5'(.>0,85'о, расчет комплексной конструк-
ции производится согласно п. 5.31 [IV.8] с учетом коэффи-
циента ул по формуле
N < ysh<fc^^m^RSk+RbSt)+Rs<S^ (Ш 92)
е
При этом если сила N приложена между центрами тя-
жести арматуры AshAs, то должно быть удовлетворено
дополнительное условие
т Лл^[°<85т (RSkl+RbSbl}+RsS's]
--------------------------------(Ш.93)
е
При одиночной арматуре (As=0) расчет производится
по формуле
(ШМ)
е
Для комплексных элементов So и Sc вычисляют со-
гласно п. 5.31 [IV.8] по формулам
162 ,
S0=Sk+—Sb; . , (Ш.95)
R
Sc=Scs+^Sbc;
R
(III.96)
где <50 - статический момент площади комплексного сече-
ния (приведенного в кладке) относительно центра тяжес-
ти растянутой As или менее сжатой арматуры;
7С— статический момент площади сжатой зоны комплек-
сного сечения относительно центра тяжести арматуры As;
Scs, Sbc- статические моменты площадей сечения кладки
и бетона относительно центра тяжести арматуры As; Sk,
Sb, Ss - статические; моменты площадей сечения кладки,
бетона и арматуры As относительно центра тяжести арма-
туры As; г
Skl,Sbl,Ss - статические моменты площадей сечения
сладки, бетона и арматуры As относительно центра тяжес-
ти арматуры As;e,e -расстояния от точки приложения си-
!Ы до центра тяжести арматуры As и As (это же обозначе-
:ие прнято и для продольно армированных элементов ка-
ленных конструкций).
Если центры тяжести арматуры AsnAs находятся на
расстоянии больше 5 см от граней сечения, то в формулах
(III.93) и (III.94) статические моменты и эксцентриситеты
с и е определяются относительно грани сечения.
При внецентренно сжатых элементах комплексной кон-
струкции с большими эксцентриситетами (с расположени-
ем бетона с внешней стороны кладки), при которых соблю-
дается условие S <:0,8So (случай 2), расчет производится
согласно п. 5.31 [1V.8] с учетом коэффициента по фор-
муле
(III.97)
Положение нейтральной оси в этом случае определяет-
ся из уравнения
mff(0,85£Srs N+RhShe N)±RS!A'se-RAe (П1.98)
При одиночной арматуре (Лч -0) расчет производится
по формуле
1 6.3
(Ш.99)
и положение нейтральной оси определяется из уравнения
mg(0,85aRScs N+RSbc N)-RtA!e=0. (П1.100)
В формулах (Ш.97) - (Ш.100):
” площадь сжатой зоны кладки; Abc(FSi) - пло-
щадь сжатой зоны бетона; ScsN[SK cN) - статический момент
сжатой зоны кладки относительно точки приложения силы;
Sbc т/Д, CJv) - статический момент сжатой зоны бетона отно-
сительно точки приложения силы.
В формулах (Ш.80), (Ш.84) и (Ш.98) знак ’’плюс” при-
нимается, если сила N приложена за пределами расстоя-
ния между центрами тяжести арматуры As и А3; знак
’’минус”-если сила^ приложена между центрами тяжес-
ти арматуры As и As.
б. Проверка прочности элементов стен на нагрузки,
действующие из их плоскости
Здесь следует различать два случая. Первый-когда
перекрытие опирается на стену. При этом необходимо
проверить прочность всех связей, передающих сосредо-
точенные нагрузки Snp с рассматриваемой стены на пе-
рекрытия и с перекрытия на стены перпендикулярного
направления. Во втором случае, когда перекрытия не
опираются на стену, последняя может рассматриваться
как перекрестная система, состоящая из стенок-простен-
ков и поясов, опорами которых из плоскости рассматри-
ваемой стены служат стены перпендикулярного направ-
ления. Такие перекрестные системы работают на вос-
приятие нагрузок SM1TI - инерционных сил, возникающих
при сейсмических колебаниях стены из ее плоскости.
В качестве упрощенной расчетной схемы в этом случае
можно рассматривать работу каждого пояса в отдель-
ности на нагрузку Sram, собранную с соответствующего
грузового участка стены. Кроме указанных проверок,
тонкие стены и перегородки следует проверить на проч-
ность при работе их из плоскости на местные нагрузки,
учитывая условия опирания на перекрытия и стены
перпендикулярного направления.
164
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ III
1. ГОСТ 530-80. Кирпич и камни керамические. Технические
условия. М.: Изд. стандартов, 1981. 14 с.
2. ГОСТ 7484-78 Кирпич и камни керамические лицевые.
Технические условия. М.: Изд. стандартов, 1979. 8 с.
3. ГОСТ 379-79. Кирпич и камни силикатные. Технические
условия. Переизд. М.: Изд. стандартов, 1987. 10 с.
4. ГОСТ 24992-81. Конструкции каменные. Метод определе-
ния прочности сцепления в каменной кладке. М.: Изд. стандартов,
1982. 18 с.
5. ГОСТ 5802-86. Растворы строительные. Методы испыта-
ний. М.: Изд. стандартов, 1986. 22 с.
6. Инструкция по определению расчетной сейсмической нагрузки
для зданий и сооружений. М.: Госстройиздат, 1962. 128 с.
7. Мартемьянов А. И. Проектирование и строительство зданий
и сооружений в сейсмических районах. М.: Стройиздат, 1985. 255 с.
8. Поляков С. В., Чигрнн С. И. Производство и применение
индустриальных керамических панелей. М.: Стройиздат, 1990. 192 с.
9. Пример расчета многоэтажного каркасного здания со стено-
вым заполнением и без него на сейсмические воздействия и указания к
примеру расчета. М.: Госстройиздат, 1961. 71 с.
10. Примеры расчета многоэтажного крупнопанельного жилого
здания на сейсмические воздействия и указания к примерам расчета.
М.: Госстройиздат, 1962. 75 с.
11. Рассказовский В. Т. Расчет жилых крупнопанельных зданий
на сейсмические воздействия. Сборник трудов НИИ по строительству в
Ташкенте. Вып. 1. Ташкент, 1961. С. 17-25.
12. Руководство по проектированию жилых и общественных зда-
ний с железобетонным каркасом, возводимых в сейсмических районах.
М.: Стройиздат, 1970. 142 с.
13. Садовский М. А. и др. Новая карта сейсмического райониро-
вания СССР и шкала измерения сейсмической интенсивности/Садов-
ский М. А., Бунэ В. И., Крестников В. Н., Нерсесов И. Л., Шеба-
дин Н. В., Аптикаев Ф. Ф., Штейнберг В. В., Горшков Г. П.//Сни-
жение материалоемкости и трудоемкости сейсмостойкого строитель-
ства: Тез. докл. Всесоюзн. совещания (Алма-Ата, окт. 1982 г.). М.:
Стройиздат, 1982. С. 12-14.
14. Сафаргалиев С. М. Жилые здания со стенами из виброкир-
шчных блоков в сейсмических районах: Учеб, пособие для вузов.
Алма-Ата, КазПТИ, 1989. 87 с.
165
15. Сейсмическая шкала и методы измерения сейсмической ин.
тенсивности/Под. ред. А. Г. Назарова и Н. В. Шебалина. М.: Наука
1975. 279 с.
16. Справочник проектировщика промышленных, жилых и общее
твенных зданий и сооружений. Каменные и армокаменные конструк-
ции. М.: Стройиздат, 1968. 175 с.
ГЛАВА IV
ПРИМЕР РАСЧЕТА КИРПИЧНОГО ЗДАНИЯ
НА СЕЙСМИЧЕСКИЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ
§ 1. ОБЩАЯ ЧАСТЬ
В качестве примера взято трехэтажное администра-
тивно-бытовое здание, которое предназначено для стро-
ительства в районе (II по снеговому покрову) с расчетной
сейсмичностью 9 баллов и на грунтах II категории. По-
вторяемость сейсмических воздействий-2. Здание имеет
в плане прямоугольную форму и решается с несущими на-
ружными и внутренними кирпичными стенами. Фасад,
план и разрезы здания показаны на рис. JV.1-IV.5.
Фундаменты предусмотрены из бетона класса не ниже
В15 - ленточные блочные.
Стены выполняют вручную из кладки I категории с со-
блюдением мер согласно пп. 3.35,3.36 [11.80]. Кладка I кате-
гории с нормальным сцеплением 7^>0,18МПа (1,8 кгс/см2)
выполняется из обожженного глиняного кирпича пластиче-
ского прессования марки не ниже 75 [III.1] (с предваритель-
ным увлажнением w > 7%) на пластичном или литом
Ы=8-12см) цементно-известковом (смешанном) растворе
марки 25-50.
Толщина продольных и поперечных наружных стен, со-
гласно теплотехническому расчету, см. ниже § 2, принята
равной 51 см (в 2 кирпича), которые затем оштукатурива-
ются с обеих сторон.
В соответствии с требованиями [11.80], изложенными
выше (см. гл. III), предельное расстояние между осями по-
перечных стен принято равным 12 м. Требованиям норм
удовлетворяют также размеры простенков и антисейсми-
ческие мероприятия. Размеры оконных и дверных (внут-
ренних и наружных) проемов соответственно приняты по
ГОСТ 11214-86 (прил. 2) [IV.3], 6629-74’ (прил. 5)
[IV.4], 24698-81 (прил. 1) [IV.1].
Перекрытия выполняются из сборных железобетонных
плит по серии ИИС-04-4, вып. 1 и постановкой допол-
нительных закладных деталей и арматурных выпусков в
167
Рис. IV.2. План I этажа здания
Разрез 1-1
------------ 7O.S7Z
Pnc' ХУРазрезы 1 -1 и 2-2 здания (читать совместно с
рис. IV.2)
22 — 1556 169
Разрез 3~3
895
895
1210
-Н—+
3000
© ®
Рис. IV.4. Разрезы 3 — 3 и 4 — 4 здания (читать совместно с
рис. IV.2)
170
Рис. IV.5. Поперечный разрез здания
одном или обоих из торцов плит, а также устройством па-
зов для образования шпонок по боковым граням. Глубина
заделки перекрытий в стену-12 см.
Для образования в пределах отсека жесткой горизонталь-
ной диафрагмы замоноличивание элементов перекрытий осу-
ществляется: сваркой концов плит между собой и тщатель-
ной заделкой раствором марки 100 швов и пазов, образующих
по длине плит шпонки, а также соединением плит при помо-
щи арматурных выпусков с антисейсмическим поясом.
В уровне перекрытий должны устраиваться по всем
продольным и поперечным стенам антисейсмические пояса
из монолитного железобетона, выполненные из бетона
класса В12,5 на всю ширину стены высотой 22 см с про-
дольным армированием. Антисейсмический пояс верхнего
этажа должен быть связан с нижележащей кладкой верти-
кальными выпусками арматуры.
Перемычки сборные железобетонные. Козырьки над
входными дверьми приняты сборные железобетонные по
серии 1.238-1, вып. 1 (марка КВ-28; длина £-2790 мм,
ширина 6-1840 мм, масса 1330 кг). Лестницы приняты
по серии ИЕС - 04 - 7, вып. 1. Элементы лестниц соединя-
ются с помощью креплений с перекрытиями, заделываются
и заанкериваются в кирпичные стены.
171
Перегородки предусмотрены кирпичные толщиной
25 см (т.е. в 1 кирпич) между осями 1-2, 6-7 и гипсо-
бетонные толщиной 10 см между осями 2-6. Карнизные
плиты - сборные. Вынос карниза от наружной грани стены
принят равным 49 см.
В примере приведен расчет стен здания на сейсмиче-
ские воздействия при различных напряженных состояниях.
Расчет перемычек излагается, в работе автора [IV.9], поэто-
му здесь не рассматривается.
§ 2.ТЕПЛОТЕХНИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ОГРАЖДАЮЩИХ
КОНСТРУКЦИЙ 1
При выборе ограждающих конструкций следует обра-
тить внимание на физические свойства применяемых для
них материалов, температурно-влажностный режим возду-
ха в помещении и климатологические данные района стро-
ительства.
В зависимости от относительной влажности (</-в) и тем-
пературы внутреннего воздуха (tj влажностный режим
помещений в зимнее время следует считать согласно
п. 1.3, табл. 1 [IV.13] (например, при температуре внут-
реннего воздуха помещений свыше 12 до 24°С):
сухим при <рв<50%; нормальным при ув свыше 50 до 60%;
влажным при (pt свыше 60 до 75%; мокрым при <рв>75%.
Задачей рассматриваемого нами теплотехнического
расчета является определение требуемой наименьшей тол-
щины стены и утеплителя в чердачных и бесчердачных по-
крытиях. В процессе расчета необходимо определить вели-
чину сопротивления теплопередаче выбранного огражде-
ния Ro, которая должна быть не менее экономически целе-
сообразного сопротивления теплопередаче R™, принима-
емого исходя из условия обеспечения наименьших приве-
денных затрат в соответствии с-п. 2.15’ [IV.13] и не менее
требуемого сопротивления теплопередаче R^p, определя-
емого по формуле (1) п. 2.2’ [IV.13] или по табл. 9’ [IV.13],
При недостаточной величине сопротивления теплопе-
редаче Ro температура на внутренней поверхности ограж-
1 В этом параграфе, в отличие от других разделов учебного пособия,
некоторые буквенные обозначения и индексы к ним в формулах не со-
ответствуют полностью нормативам СТ СЭВ 1565-79 [IV.16], а даны
так, как это принято в нормах [IV.13J.
172
дения будет ниже нормируемой, что вызовет конденсацию
влаги на внутренних поверхностях наружных ограждений.
Требуемое сопротивление теплопередаче R%p, м2- °C/ Вт,
ограждающих конструкций, за исключением световых про-
емов (окон, балконных дверей и фонарей) следует опреде-
лять по формуле (1) п. 2.2 [IV.13],
#7= ^72, (iv.D
AtHa„
где п - коэффициент, принимаемый в зависимости от по-
ложения наружной поверхности ограждающей конструк-
ции по отношению к наружному воздуху по табл. 3*
[Г7.13];
^-расчетная температура внутреннего воздуха, °C,
принимаемая по ГОСТ 12.1.005-88 [IV.5] и нормам проек-
тирования соответствующих зданий и сооружений;
£н-расчетная зимняя температура наружного воздуха,
°C, принимаемая в соответствии с п. 2.3* [IV.13] по нормам
[IV. 12] с учетом тепловой инерции D ограждающих кон-
струкций (за исключением заполнений проемов) по
табл. 5* [IV.13];
AtH - нормируемый температурный перепад между тем-
пературой внутреннего воздуха и температурой внутрен-
ней поверхности ограждающей конструкции, °C, принима-
емый по табл. 2’ [IV. 13];
- коэффициент теплоотдачи внутренней поверхности
ограждающих конструкций, Вт/(м2- °C), принимаемый по
табл. 4* [IV. 13].
Тепловую инерцию D ограждающей конструкции сле-
дует определять по формуле (2) п. 2.4* [IV.13]
D=R.s.+R9s9+...+R-S-, (IV.2)
11 Lt Lt П П'
где Rlt Rz, Rn - термические сопротивления отдельных
слоев ограждающей конструкции, м2-°С/Вт, определяемые
по формуле (3) [IV.13];
sx, s2, ..., s„- расчетные коэффициенты теплоусвоения
материала отдельных слоев ограждающей конструкции,
Вт/м2-°С, принимаемые по прил. 3’ [IV.13], согласно кото-
рому расчетные значения этого коэффициента (при перио-
де 24 ч) вычисляются по формуле:
8=0,2771^+0,0419^ (IV.3)
173
здесь it-расчетный коэффициент теплопроводности мате-
риала слоя, Вт/(м-°С);
уо, с0 - для материала в сухом сотоянии соответственно
плотность, кг/м8 и удельная теплоемкость, кДж/(кг-°С);
w — расчетное массовое отношение влаги в материале
(при условии эксплуатации по щжл. 2 [IV.13], %. Значения
X, v , с0, w принимают по прил. 3 [IV.13],
Коэффициент теплоусвоения воздушных прослоек при-
нимается равным нулю.
Согласно табл. 5’ [IV.13] тепловая инерция D ограж-
дающих конструкций имеет значения: до 1,5; свыше 1,5 до
4; свыше 4 до 7; свыше 7.
Расчетную зимнюю температуру наружного воздуха tH,
°C, следует принимать соответственно указанной степени
инерционности:
а) до 1,5-среднюю температуру наиболее холодных су-
ток обеспеченностью 0,98;
б) свыше 1,5 до 4-то же, 0,92;
в) свыше 4 до 7 - среднюю температуру наиболее хо-
лодных трех суток;
г) свыше 7 - среднюю температуру наиболее холодной
пятидневки обеспеченностью 0,92.
Среднюю температуру наиболее холодных трех суток
следует определять как среднее арифметическое из темпе-
ратур холодных суток и наиболее холодной пятидневки
обеспеченностями 0,92.
Термическое сопротивление R, м2- °С/Вт, слоя много-
слойной ограждающей конструкции, а также однородной
(однослойной) ограждающей конструкции следует опреде-
лять по формуле (3) п. 2.5 [IV.13]
д
R = ~, (ГУЛ)
г
где <)- толщина слоя, м;
Z-то же, что в формуле (ГУ.З).
Сопротивление теплопередаче Ro, м2-°С/Вт, огражда-
ющей конструкции следует определять по формуле (4)
п. 2.6* [IV.13]
Я0=~+Як+~ (ГУ.5)
ав ан
где «,-то же, что в формуле (ГУ.1);
174
ап — коэффициент теплоотдачи (для зимних условий)
наружной поверхности ограждающей конструкции,
Вт/(м2-°С), принимаемый по табл. 6’ [IV.13];
RK - термическое сопротивление ограждающей кон-
струкции, м2-°С/Вт, определяемое: однородной (однослой-
ной) конструкции - по формуле (IV. 4) и мйогослойной кон-
струкции — в соответствии с пп. 2.7 и 2.8 [IV.13],
Термическое сопротивление RK, м2-°С/Вт, ограждающей
конструкции с последовательно расположенными однород-
ными слоями следует определять как сумму термических со-
противлений отдельных слоев по формуле (5) п. 2.7 [IV.13]:
J?x=J?i+7?2+--RB+-Re.B> (TV.6)
где RltR2,...,Rn - термические сопротивления отдельных
сдоев конструкции, м2,0С/Вт, определяемые по формуле
(IV.4);
R„n-термическое сопротивление замкнутой воздушной
прослойки, принимаемое по прил. 4 [IV. 13], с учетом, что
слои конструкции, расположенные между воздушной про-
слойкой, вентилируемой наружным воздухом, и наружной
поверхностью ограждающей конструкции, не учитываются
(примеч. 2 к п. 2.4* [IV.13]).
Приведенное термическое сопротивление 7?”р,м2-°С/Вт,
неоднородной ограждающей конструкции (многослойной
каменной стены облегченной кладки с теплоизоляционным
слоем и т.п.) определяется следующим образом (п. 2.8
[IV. 13]):
а) плоскостями, параллельными направлению теплового
потока, ограждающая конструкция (или часть ее) условно
разрезается на участки, из которых одни участки могут быть
однородными (однослойными) - из одного материала, а дру-
гие неоднородными - из слоев с различными материалами, и
термическое сопротивление ограждающей конструкции Ra,
м2-°С/Вт, определются по формуле (б) [IV.13]
R F1+F2+.„+Fn
^1 7?2 Л,
где Flt F2, ..., Fn-площади отдельных участков конструк-
ции (или часть ее), м2;
Rv R2, Rn - термические сопротивления указанных
отдельных участков конструкции, определяемые по фор-
(IV.7)
176
муле (IV.4) для однородных участков и по формуле (IV.6)
для неоднородных участков;
б) плоскостями, перпендикулярными направлению теп-
лового потока, ограждающая конструкция (или часть ее,
принятая для определения Ва) условно разрезается на
слои, из которых одни слои могут быть однородными - из
одного материала, а другие неоднородными - из однослой-
ных участков разных материалов. Термическое сопротив-
ление однородных слоев определяется по формуле (IV.4),
неоднородных слоев по формуле (IV.7) и термическое со-
противление ограждающей конструкции Я5-как сумма
термических сопротивлений отдельных однородных и не-
однородных слоев по формуле (IV.6).
Приведенное термическое сопротивление ограждающей
конструкции следует определять по формуле (7) [IV.13]
Ra+
------е-
3
(IV.8)
Если величина Ra превышает величину Rs более чем на
25% и ограждающая конструкция не является плоской (име-
ет выступы на поверхности), то приведенное термическое
сопротивление Я^такой конструкции следует определять
на основании расчета температурного поля, руководствуясь
формулами (8) -(13) пп. 2.8, 2.9*-2.11’ [IV.13],
Коэффициент теплопроводности материалов в сухом
состоянии теплоизоляционных слоев ограждающих кон-
стукций, как правило, должен быть не более
0,3 Вт/(м-°С).
Экономически целесообразное сопротивление теплопе-
редаче R™ м2-°С/Вт, ограждающей конструкции следует
принимать равным сопротивлению теплопередаче Ro того
варианта ограждающей конструкции, при котором обес-
печивается наименьшая величина приведенных затрат П,
руб/м2, определяемая по формуле (17) п. 2.15’ [ГУ.13].
П=Сд+ 11'3'1Q (IV.9)
Ео
где С9 - единовременные затраты, руб/м2, определяемые
по формуле (17а) п. 2.15’ [IV.13]
С9=1,25[(Д+Т)1,02+СД (IV.10)
ie-TO же, что в формуле (IV.1);
176
tom.nev’ zom.nep ~ средняя температура, °C и продолжи-
тельность отопительного периода, сут, со среднесуточной
температурой наружного воздуха не более 10°С-при про-
ектировании лечебно-профилактических и детских учреж-
дений, домов-интернатов для престарелых и инвалидов и
не более 8°С — в остальных случаях (принимаемые по
СНиП 2.01.01 - 82 [IV.12]);
Ст- стоимость тепловой энергии, руб/ГДж, принима-
емая по действующим нормативным документам;
Ro - сопротивление теплопередаче варианта огражда-
ющей конструкции, м2-°С/Вт;
/(-оптовая цена конструкции, определяемая по прей-
скурантам, руб/м2;
Г-стоимость транспортирования конструкций с уче-
том погрузочно-разгрузочных работ, определяемая по
СНиП IV-4-82 (приложение "Сборник сметных цен на
перевозки грузов для строительства”), руб/м2;
См - стоимость монтажа (возведения) ограждающей
конструкции, определяемая по сборникам единых район-
ных единичных расценок на строительные работы,
руб/м2.
В качестве первого варианта сопротивление теплопере-
даче ограждающей конструкции Ra принимают равным
или близким величине R%vr3$ с учетом унифицированной
толщины конструкции. Величину коэффициента гэ$ следу-
ет определять по табл. 9а’ [IV. 13].
Согласно последней, например, для стен однослойных
из бетонов на пористых заполнителях или однослойных из
штучных материалов гЭ(й -1,1, а для покрытий и чердач-
ных перекрытий с насыпным утеплителем гэ$ - 1,3.
Определение экономически целесообразной огражда-
ющей конструкции из нескольких типов конструкций вы-
полняется последовательно в соответствии с п. 2.15*
[IV.13]. Следует принимать конструкцию, приведенные за-
траты для которой наименьшие.
Таким образом, для определения толщины огражда-
ющей конструкции (стены) или утеплителя в покрытии
окончательно принимают: если то/?0=/?„к; ес-
ли ^<^7”, то/го=Л7р.
Ниже выполним теплотехнические расчеты стены и
кровли бесчердачного покрытия.
1. Требуется определить толщину наружной стены для
проектируемого административно-бытового здания в
г. Алма-Ате
23 1556
177
Стена выполнена из обыкновенного глиняного кирпича
и оштукатурена с обеих сторон сложным раствором
(цементно-известковым) толщиной по 1 см с каждой сторо-
ны (общая толщина раствора 2 см).
А. Исходные данные.
п-1 (п. 1, табл. 3* [1У.13]-для наружных стен; расчетная
температура внутреннего воздуха в холодный период года
i-18°C, i„-23°C и i-23°C-(no пп. 14,5 и 6, табл. 19
[IV.14] — соответственно для помещений управлений; гарде-
робных при душевых л душевых; £ - - 28°С и £и= - 25°С (по
столбцам 19 и 21 таблицы [IV.12])- расчетная зимняя тем-
пература наружного воздуха соответственно наиболее хо-
лодных суток и наиболее холодной пятидневки обеспечен-
ностями 0,92; JtH-7°C (по п. 3, табл. 2* [IV.13]) - для вспомо-
гательных зданий и помещений предприятий, за исключе-
нием помещений с влажным или мокрым режимом;
zlt -/: -t -25-20,4-4,6°С (zltH принят по п.6, табл.2’
[IV.13] — то же, но с влажным или мокрым режимом, т.е. в
рассматриваемых нами душевых, как вариант помещений
{ здесь 20,4°С - температура точки росы, при расчетной
температуре 19—25°С и относительности влажности внут-
реннего воздуха душевых (приняли максимальное значе-
ние), $%—75% согласно примеч. 3, табл. 8 норм [IV.11]. По
этим параметрам te и <рв температуру определили из
i - d - диаграммы влажного воздуха (Л. К. Рамзина) (где г,
ккал/кг и d, г/кг-соответственно теплосодержание и вла-
госодержание сухого воздуха) следующим образом. По г - d,
построенной для барометрического давления 705 мм рт. ст.
(для г. Алма-Аты), по аналогии с рис. 1.1, i-d для-745мм
[IV.15], находим точку (например А) с параметрами £9-25°С,
<Pt—<р—7 5%. Затем из этой точки опускаем вертикальную ли-
нию, параллельную линии d—const, до пересечения с кривой
$9-100% (точка Б), это и есть температура точки росы
t =20,4°С}; ав=8,7Вт/(м2-°С) (по п.1, табл. 4’ [1У.13])-для
стен; ан-23Вт/(м2'°С) (по п. 1, табл. 6’ [1У.13])-для наруж-
ных стен.
Теплотехнические показатели стеновых материалов вы-
бираем (прилож. 3* [IV.13]) при условии их эксплуатации
А или Б, соответственно установленные (прил. 2 [IV. 13])
при нормальном ($99 — 51 - 60% - в помещениях управлений)
и влажном ($99 — 7 5% - в душевых) режиме помещений (со-
гласно табл. 1 [IV.13]) в зонах сухой влажности для
Алма-Аты по прил. 1’ [IV.13]): кирпич по ГОСТ-530- 80
[III.1] с у0 -1800 кг/м3 и со-0,88 кДж (кг-°С) при группе
178
А-Я,, -0,7 Вт/(м-°С). в, - 9,2 Вт/(м2-°С), w,-l% или
Б-Я., -0,81 Вт/(м-°С), 81 -10,12 Вт/(м2-°С), «^-2%
(п. 84, прил. 3* [IV.13]); штукатурный раствор с
у0 —1700 кг/м8 и с0 - 0,84 кДж/(кг-°С) при группе
А-Я, 2 ”0,7 Вт/(м-°С), s2-8,95 Вт/(м2-°С), -2%, или
Б - г 2 - 0,87 Вт/(м-°С), «2 ~ 10,42 Вт/(м2-°С), го2 - 4%
(п. 72, прил. 3‘ [IV.13]).
Величины коэффициентов в формулах (IV.9) и (IV.10):
tom n€p- -2,l°C (столбец 23 таблицы [IV.12]); z^^-166 сут
(столбец 22 таблицы [IV. 12]); прямые затраты и материаль-
ные ресурсы в руб. 1 м3 кладки для наружных кирпичных
стен высотой этажа до 4 м равны 33,6руб/м8, в том числе
стоимость материала- 30,58руб/м3, т.е. С /1,25-(Ц+Т)х
х1,02+См-33,6 руб/м3 (расценка №8-30, с. 44 для
Алма-Аты, (сб. 8 [IV.6]) или для стены толщиной д1-0,51м
имеем Сд-1,25-33,6-0,51-21,42 руб/м2; стоимость тепловой
энергии от источника Минэнерго Ст-12 руб/Гкал (Прейску-
рант 09-01. Утвержден постановлением Госкомцен СССР
от 12.07.88 № 398). Для пересчета стоимости из Гкал (гига-
калория) в ГДж (гигаджоули), требуемого по формуле
(IV.9), воспользуемся соотношением 1 кал-4,1868 Дж
(прил. 2 [IV.2]) или 1 Гкал-4,1868 ГДж. Отсюда С -
-12 руб/Гкал-(12:4,1868)-2,87 руб/ГДж.
Б. Порядок расчета.
1. Определяем R^p по формуле (IV. 1), предварительно по-
лагая, что стена имеет инерционность D < 7, т.е. за расчет-
ную зимнюю температуру наружного воздуха tn примем
среднюю температуру наиболее холодных трех суток, ко-
торая будет иметь следующее значение
tH=[-28+(-25)]/2=-26,5 °C.
Тогда требуемое сопротивление теплопередаче стены в
n(t-tH) 1[18-(-26,5)]
помещениях управлений ------------------=-------------=
AtHae 7-8,7
=0,73м2-°С/Вт или в душевых (их рассматриваем как пред-
полагаемый вариант в здании для сравнения значений
толщин их стен проектируемыми основными типами ог-
раждающих конструкций в помещениях управлений)
_ 1[18-(-26,5)]
1= 1; ц м2-°С/Вт.
4,6-8,7
2. Принимаем экономически целесообразное сопротивле-
ние теплопередаче R3* стены, при котором обеспечивается
наименьшая величина приведенных затрат П, вычисляемая
по формуле (IV.9). В последней в качестве вариантов для
сопротивления теплопередаче (ограждающей конструк-
ции) полагаем Н0=Д^ргЭ()5,гдегЭ4)5=1,1 (для стен в помеще-
ниях управлений, т.е. с нормальным влажностным режи-
мом (по п. 1, табл. 9* [IV.13]) и гзф -1 ( то же в душевых,
т.е. в помещениях с влажным или мокрым режимом соглас-
но, примеч. к табл. 9а’, п. 2.15’ [IV.13]). С учетом Ro и ис-
ходных данных для стеновых конструкций по формуле
(IV.9) получаем:
в помещениях управлений -
приЯо=Л^гм=0,73-1,1=0,8м2- °С/Вт
„ Cn+ll,3-10“4(t-t )z С„
тт____д__________х в от.лер' от. пер т
Ко
21,42 +11,3-10~4[18—(—2,1)] 166-2,87
0,8
=40,3 руб/fa2
или
при7?о=В^р=0,73м2- °С/Вт
21,42+11,3-10 4[18-(2,1)]166-2,87
П=---------------------------------=44,16 руб/fa2,
0,73
т.е. при R0=R3'lc=R£pr3j стена будет дешевле на
3,86 руб/м2 (44,16-40,3-3,86 руб/м2), чем при RO=R%P.
Поэтому в дальнейших подсчетах для стен в помещениях
управлений примем 7?о=Лак=й^ргэ$б=0,8м2- °С/Вт;
в душевых —
при Л0=й:*=^га!#=1,11-1=1,И м2- °С/Вт
„ 21,42+11,3-10 4[25-(-2,1)] 166-2,87 оо л л „
П=-----------------------------------=32,44 руб/fa2.
1,11
3. Определяем требуемую толщину стены (кирпичной
кладки) dlt пользуясь формулой (IV.5), рекомендуемой в
180
таких случаях нормами [IV. 13]. Значение RK в этой форму-
ле согласно (IV.6) с учетом формулы (TV.4) примет вид:
RK=R.i+R2+Ren=R1+R2+0=R1+R2=d1/l1-H)2/^2=-x/Z1+0,02/X2.
Здесь приняты S 1“х- искомая толщина стены и
д2—2 см-0,02 м- общая толщина штукатурного слоя по 1 см
с внутренней и наружной стороны кирпичной кладки.
Подставив в формулу (IV.5), исходные данные, приве-
денное выражение и принимая R0=R™, получим для сте-
новой конструкции:
в помещениях управлений (теплотехнические характе-
ристики материалов подставляем при условии эксплуата-
ции А)
^2
1
1 1 1 х 0,02 1
R~R™= —+RK+ —= -+—+------------+ -
х 0,02 1
0,8=----+----+----+ —;
8,7 0,7 0,7 23
0,0435);х/0,7=0,613;х=0,429м. Ближайшая большая
х/0,7=(0,8-0,1149-0,0286-
толщина кирпичной кладки 510 мм, т.е. в 2 кирпича, ко-
торую и принимаем для стен в помещениях управлений,
т.е. д1-510 мм - 0,51. м,
в душевых (при эксплуатации Б)
„ „ 1 х 0,02 1
ло=тгоэк= —+—+----------+ -
ав 4 ^2 av
1 х 0,02 1
1,11=----+----+ ——+ —; х/0,81=4,11-0,1149-0,023-
8,7 0,81 0,87 23
-0,0435); х/0,81=0,929; х=0,752м.
Ближайшая толщина-5 2 = х = 760 мм, т.е. в 3 кирпи-
ча, которую и принимаем для стен в душевых. Последние
цо этого подсчета рассматривались только для выявления
эазницы в толщинах стен помещений с нормальным и
злажным или мокрым режимом. Поэтому в дальнейшем
вычисления по душевым, т.е. при условиях эксплуатации
5 опускаем.
4. Проверяем по формуле (IV.2) фактическую инерци-
онность ограждающей конструкции при толщине кирпич-
1ого слоя dj-0,51 м (при эксплуатации A) D=
181
д, д, 0,51 0,02
= J?1s1+i?2sz=—s,+ —s?=------9,2+------8,92= 6,96<7, т.е.
Zi 12 0,7 0,7
инерционность и, соответственно, средняя температура
наиболее холодных трех суток, принятая по формуле
(IV.1) за расчетную зимнюю температуру наружного воз-
духа, подтвердились. Если бы оказалось наоборот, то над-
лежало бы согласно фактической инерционности принять
соответственно L, рекомендуемой нормами [IV.13], провес-
ти перерасчет R^p и скорректировать весь выполненный
теплотехнический расчет ограждающей конструкции.
5. Уточним по формуле (JV.3) расчетные коэффициенты
теплоусвоения материалов 8, принятые по прил. 3* [IV.13]
(например, sx для обыкновенного глиняного кирпича по
ГОСТ 530 - 80 [1П.1] при эксплуатации по А).
Подставив по исходным данным значения ^“Я.х, у0, с0,
W’-w-l в формуле (ГУ.З), получим s=sx=0,27x
xV^y(co+0,0419w) =0.27^(0,7-1800(0,88+0,0419-1)=0,27х
х34,08=9,2Вт/м2-°С), т.е., как и следовало ожидать, при-
нятое в расчетах значение зх по п. 84, прил. 3* [IV.13J со-
ответствует. Подсчет зх (при эксплуатации Б) и s2 (то же
А и Б) выполняется аналогично. Поэтому их опускаем.
II. Требуется определить толщину утеплителя из ке-
рамзита в покрытии, конструкция которого приведена на
рис. IV. 6, для проектируемого административно-бытового
здания в г.Алма-Ате.
А. Исходные данные:
п“1 (п. 1, табл. 3’ [1У.13])-для покрытий; te-18°C
(п. 14, табл. 19 [1У.14])-для помещений управлений;
t “-28°С, tH— - 25°С (столбцы 19 и 21 таблицы
[IV.12]) - расчетная зимняя температура наружного возду-
ха соответственно наиболее холодных суток и наиболее
холодной пятидневки обеспеченностями 0,92; /1£”-7°С
(п. 3, табл.2’ [1¥.13])-для вспомогательных зданий и по-
мещений предприятий, за исключением помещений с
влажным или мокрым режимом; ав~8,7 Вт/(м2-°С) (п. 1,
табл. 4* [IV.13])— для гладких потолков; ак-
“23 Вт/(м^-°С) (п. 1, табл. 6’[IV. 13р-для покрытий.
Толщина (д) и теплотехнические характеристики от-
дельных слоев покрытия при условии их эксплуатации А,
установленные при нормальном режиме помещений (<?8==
“51-60%, табл. 1 [IV.13]) в зонах сухой влажности (для
182
Рис. IV.6. Конструкция
покрытия и перекрытия:
а - схема покрытия; б - то же,
перекрытия; в - элемент желе-
зобетонной многопустотной
плиты; 1 - кровля из трех слоев
рубероида на мастике; 2 - вы-
равнивающий слой из асфаль-
тобетона; 3 - утеплитель из ке-
рамзитобетона; 4 - пароизоля-
ция из пергамина; 5 - железо-
бетонная многопустотная пли-
та; 6 - древесно-волокнистые
плиты; 7 - цементно-песчаная
стяжка; 8 - холодная мастика;
9 - линолеум.
г. Алма-Аты, прил. 1* [IV.13p следующие (прил. 3’ [ГУ.13р,
ссылка на пункты этих норм): многопустотная железобетон-
ная плита, й,—0,22 м-у-2500 кг/м3, с -0,84 кДж/кг-°С),
w-2%, ^-1,92 Вт/(м-°С), Si-17,98 Вт/(м2-°С) (п. 1); паро-
изрляция из пергамина по ГОСТ 2697-83, д2-
-б,003м-т0-600 кг/м3, с0-1,68 кДж/(кг-°С), w-0%, 12-
-0,17 Вт/(м-°С), 8,-3,53 Вт/(м2-°С) (п. 186); утеплитель из
керамзита по ГОСТ 9759 - 83, <53 (подлежит определению) -
уо-800 кг/м3, с-0,84 кДж/(кг-°С), w-2%, l3-0,21
Вт/(м-°С), s3—3,36 Вт/(м2-°С) (п.158); выравнивающий слой
из асфальтобетона по ГОСТ 9128-84, <5.-0,015м-
- у -2100 кг/м3, с0-1,68 кДж/(кг-°С), w-0%, 14-1,05
Вт/(м-°С), s4-16,43 Вт/(м2-°С) (п. 183); трехслойный водо-
изоляционный ковер из рубероида по ГОСТ 10923 - 82,
д6—0,01м —у —600 кг/м3, с -1,68кДж/(кг-°С), w-0%, 1Б-
-0,17 Вт/(м-°С), 8б-3,53 Вт/(м2-°С) (п. 186).
Величины коэффициентов в формулах (IV.9) и (IV.10):
~ 2Д°С (столбец 23 таблицы [IV.12]; «„„^“166 сут
(столбец 22 таблицы [IV.12p; прямые затраты и матери-
альные ресурсы в руб/м3 утепления покрытия керамзитом
равны 16,8 руб/м , в том числе стоимость материа-
ла-14,55 руб/м8, т.е. Сд/1,25-(Ц+Т)1,02+См-16,8
руб/м8 (расценка 12-288, с. 59 для Алма-Аты, сб. 12
[ПГ.бр или для утеплителя (полагаем) &3 - 0,11 м имеем
183
ъд- JL.zo-io,a-u,ii - z,3i руо/м“; стоимость тепловой энер-
гии (от источника Минэнерго Ст = 12 руб/Гкал - 2,87
руб/ГДж (см. выше).
Б. Порядок расчета
1. Определяем R£p по формуле (IV.1), предварительно
полагая, что покрытие имеет инерционность Л <7, т.е. (см.
выше подсчет для стены. Такая ссылка будет и ниже в по-
следующих вычислениях) принимаем tK-[-28+(-25)]/2=
— 26,б’С. Тогда
AtHae 7-8,7
2. Принимаем экономически целесообразное сопротив-
ление теплопередаче Ra0K покрытия, при котором обеспечи-
ваются наименьшая величина приведенных затрат П, вы-
числяемая по формуле (IV.9), В последней принимаем, как
и ранее (см. выше),
T?o=^r^=0,73-1,3=0,95M2-°C/Br,
где тзф -1,3- для покрытий с насыпным утеплителем по
п. 9, табл. 9а’ [IV.13]. С учетом Ro и исходных данных для
покрытия по формуле (IV.9) получаем
п Cfl+ll,3-10^(ytom.w!p)Z<m.wCT
R.
2,31+11,3-10 4[18-(-2,1)]166-2,87 .
----------------------------------=13,82 руб/м2
0,95
или при йо=1^,р=0,73м2-°С/Вт
2,31+11,3-10 4[18-(-2,1)]166-2,87
П=----------------------------------=17,99 руб/М2,
0,73
т.е. при R=Ra0K=-R%pr3$ покрытие будет дешевле на
4,12 руб/м2 (17,99 - 13,82=4,17 руб/м2), чем при R0-Rfp.
3. Вычислим значение термического сопротивления же-
лезобетонной плиты. В данном примере многопустотная
железобетонная плита состоит из неоднородного материа-
ла (неоднородные слои - железобетонные перемычки и
воздушные пустоты).
184
Для упрощения расчетов принимаем размер плиты по
длине 1000 мм и по ширине 370 мм, тогда рассчитыва-
емая плита по ширине состоит из двух воздушных пустот
и двух железобетонных перемычек (рис. IV.6, в).
Круглые пустоты в плите диаметром 159 мм заменяем
квадратными, равновеликими по площади.
Для данного случая сторона квадрата равна:
3,14-0,1592
------------=141 мм.
4
Площадь воздушных пустот составляет F,- Fe п—
- 0,141-1+0,141-1 — 0,282 мм. Площадь железобетонных
перемычек F2 = Fxe — 0,044-1+0,044-1 - 0,088 м2.
Вычислим вначале сопротивление теплопередаче плиты
в направлении, параллельном тепловому потоку.
Плиту делим плоскостями, параллельными тепловому
потоку. Плоскости должны быть расположены в характер-
ных в теплотехническом отношении, сечениях покрытия.
В данном случае это сечение А-А и Б-Б. Сечение А-А
состоит из двух железобетонных стенок толщиной
6=39,5~40 мм и воздушной прослойки толщиной
<\п-141 мм. Сечение Б-Б состоит из сплошной железо-
бетонной стенки толщиной 220 мм.
Вычисляем по формуле (IV.6) термическое сопротивле-
ние двух железобетонных стенок и воздушной прослойки
по сечению А - А:
RA=R=R,+R, n+R, = + R. „+ =
УХ 76 X о • Ль X л 9.п .
^ж.а ^ж.б
0,04 0,04
= -—+0,18+ -— =0,24 м2- °C/Вт,
1,92 1,92
где Я1=йжб=-^ -термическое сопротивление железо-
к.б
бетонных (ж.б) стенок по формуле (IV. 4) при значениях
б — 0,04 м и Хж 6 — -1,92 Вт/(м-°С) (см. выше);
Re п — 0,18 м2-°С/Вт- термическое сопротивление замкну-
тых воздушных прослоек толщиной де я - 0,141 м (столбец
3, прил. 4) [Г7.13].
24- 1SS6
185
стенки 0,22м) по сечению Б-Б по формуле
(IV.4) Ж-
RB=R 2^1=оД15 м2. «с/Вт.
1 1ж.б 1,92
Термическое сопротивление железобетонной плиты в
направлении, параллельном тепловому потоку по формуле
(ГУ.7) составит
Д=Д ^1+^2 _ Fe.*+F*-6
Л + Л F'.n , F^
Ry R2 Rjy Re
0,282+0,088
0,282 0,088
0,24 0,115
=0,19 M2- °C/Вт.
Теперь вычислим сопротивление теплопередаче плиты
в направлении, перпендикулярном, тепловому потоку, на-
пример, по сечениям В-В, Г-ГиД-Д (рис. IV.6, в).
Сечение В — В и Д — Д состоит -из сплошного слоя желе-
зобетона толщиной джff=39,5~40мм, а сечение Г-Г со-
стоит из воздушной прослойки и железобетонной стенки.
Предварительно определяем эквивалентный коэффици-
ент теплопроводности 1вп для воздушной прослойки. Так
как R, „= то 1. „= -^-= 2^11=о,783 Вт^м- °C).
Ч.п ' R,.n °>18
Сечение Г-Г состоит из двух воздушных прослоек ши-,
риной 141 мм и двух железобетонных перемычек шириной
44 мм.
Определяем средний коэффициент теплопроводности
по формуле
K.nFt.n + Kc.6Fx.6
F^F„,
(IV.11)
где Fen и Fxб-площади отдельных участков конструкции
(воздушных пустот и железобетонных перемычек), м ,
186
Ч п и ^ж.&~ коэффициенты теплопроводности отдельных
участков (соответсвенно воздушных пустот и железобе-
тонных перемычек), Вт/(м-°С).
, 0,783-0,282+1,92-0,088 , ,,
1 ---------------------=1,05Вт/(м-°С).
0,282+0,088
Среднее термическое сопротивление второго слоя
R 134 м2. °с/Вт.
1,05
Термическое сопротивление первого и третьего слоев
0,044 0,044
%1;3=ЯЖ.6=^-=--------+------=
1,92 1,92
=0,023+0,023=0,046 м2-°С/Вт.
Общее термическое сопротивлени трех слоев
йх=й(?=й1+й2+Я3=0,023+0,134+0,023=0,18 м2-°C/Вт.
Определяем разницу в процентах между Яц=йа=
0,19м2-°С/Вт и 7?х=Яб=0,18м2-°С/Вт; она составляет
0,19-0,18 п
-------100=5,6%, т.е. разница в допускаемых преде-
0,18
лах— менее 25% (п.2.8 [IV.13]), поэтому полное термиче-
ское сопротивление многопустотной железобетонной пли-
ты определяем по формуле (IV.8)
г, ™ Ra+^RS 0,19+2-0,18 _ „ _
Rx S=R, =R?p= -------- = ------=0,0183 м2- °С/Вт.
3 3
4. Находим толщину утеплителя Ь3, рассматривая кон-
струкцию покрытия выполненной (в нашем случае) из пя-
ти последовательно расположенных слоев с термическими
сопротивлениями Rlt ..., Rh, т.е. согласно формулы (IV.6)
R1+...+R6. Используя для каждого отдельного слоя
(TV.6) и принимая R0=RgK=R^pr3^=Q,95 м2- °С/Вт из форму-
лы (IV.5), получаем
R= \-RKjr = h7?^+l?2’^72g+2?^+l?g+ =
ав ад ан
187
1 0,003
0,95=----+0,183+ —----
8,7
0,17
й3 0,015 0,01 1
_3-+-2-----+-!--+ ---;
0,21 1,05 0,17 23
откуда д3=0,11 м.
5. Проверяем по формуле (IV.2) фактическую инерци-
онность ограждающей конструкции покрытия при вычис-
ленной толщине утеплителя й3-0,11 м и по принятым
исходным данным при эксплуатации А из прил. 3* [IV.13]
(см. выше)
' D =й151+й282+1?383+1?484+1?585 =
() о 3 4 й
=АЛТ ~S2+ 7~S3+ 7~S4+ ~S5=
Z2 ^3 A,4 Z5
0,003 0,11 0,015
=0,183-17,98+ 3,53+ 3,36+ ----16,43+
0,17 0,21 1,05
0,01
h-----3,53=5,55<7, т.е. инерционность и соответственно
0,17
средняя температура наиболее холодных трех суток, при-
нятая в формуле (IV. 1) за расчетную зимнюю температуру
наружного воздуха для ограждающей конструкции покры-
тия, как и при подсчете стены, подтвердились.
§ З.ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ СЕЙСМИЧЕСКИХ
НАГРУЗОК
Расчетную схему здания принимаем в виде консольного
стержня с массами, сосредоточенными в уровнях перекры-
тий.
Расчетные величины поэтажных вертикальных нагрузок
от собственного веса конструкций и временных (длитель-
ных и кратковременных) нагрузок приведены в табл. IV. 1.
В ней временные нагрузки на плиты покрытий установ-
лены нами, как плиты перекрытий согласно пп. 1.7. з;
188
Таблица IV.1
Определение поэтажных расчетных вертикальных нагрузок
от собственного веса конструкций здания и временных нагрузок
пл Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка N Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка N, кН
на- деж- ности по на- груз- ке соче- тания 7с,£
А. На уровне чердачного перекрытия (покрытия)
1. Снег (70 кгс/м2) кН/м2 0,7 1,4 0,5 16,33(5,795-2+ +12-4)0,7-1,4х х0,5 476,82
2. Кровля - три слоя рубероида на мастике (3-5=15 кгс/м2) tr if 0,15 1,2 0,9 16,33(5,795х х2+12-4)0,15х х1,2-0,9 157,64
3. Выравнивающий слой — асфальто- бетон, 5=1,5 см; у=2100 кг/м3 (0,015-2100= = 31,5 кгс/м2) >> tf 0,315 1,3 0,9 16,33(5,795-2+ +12-4)0,315х х1,3-0,9 358,64
4. Утеплитель - ке- рамзитобетон, 5= 11см; у=800 кг/м3 (0,11-800= = 88 кгс/м2) ft п 0,88 1,2 0,9 16,33(5,795-2+ +12-4)0,88х х1,2-0,9 924,84
5. Пароизоляция - пергамин (7= 600 кг/м3) » » 0,03 1,2 0,9 16,33(5,795-2+ +12-4)0,ОЗх х1,2-0,9 31,53
6. Железобетонные плиты крутло- пустотные, 5=22 см; 7=2500 кг/м3 >> » 3 1,1 0,9 15(б-2+12-4)х хЗ-1,1-0,9 2673
189
Продолжение табл. IV.1
Жй пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- да- тив- ная на- грузка Коэффициенты Вычисление Расчетная нагрузка кН
на- деж- ности по на- груз- ке соче- тания ?c,i
7. Карнизные плиты длиной 1 м, шириной 0,75 см и мас- сой 0,15 т (по серии > ИИС-03-02, ч. 1, альбом 18) по продольным осям А и Г; 120 шт. [(60+60):1,0= =120 шт.) кН 1,5 1,1 0,9 1,5-120-1,1-0,9 178,2
8. Парапетная кирпичная сте- на по попереч- ным осям 1 и 7, Э=0,38 см, А=0,40+0,672= =1,072 м’; у=1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 15,175-1,072х хО, 38-18-1,1х х0,9-2 220,32
Здесь 0,4 м= высота парапета выше коньке кровли;
0,672 м = h2 — то же, ниже конька кровли до отметки 9,9 м, т.е. при
уклоне кровли г - 5° (см. поперечный разрез, рис. IV.5) имеем
tg 5° = h2 = 0,672 м (Уклон обозначают буквой i или знаком z, острый
угол которого должен быть направлен в сторону уклона. Итак:
i =5° или z5°).
190
Продолжение табл. IV. 1
№Ке пп Наименование нагрузок Едини- ца изме - рения Нор- ма- тив- ная на- грузка АГ Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка АГ, кН
на- деж- ности по на- груз- ке-/у соче- тания 7c,i
9. Продольные кирпичные сте- ны по наруж- ной оси А (см. рис. IV.4, раз- рез 3 - 3), 5-0,69 м (на сплошных участках выше оконных прое- мов) и Л-0,96 м (высота окон- ного проема, приходящаяся на верхнюю по- ловину III этажа, 5-1,51 м, 2 шт., 6-1,21 м, 18 шт.), 3-0,51 м; у-1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 ((60+0,175-2)х х0,69+(60+ +0,175-2-1,51х х2-1,21-18)х х0,96(0,51х х! 8-1,1-0,9 688,75
10. То же, по на- ружной оси Г (см. рис. IV. 3, раз- рез 1 -1), 5-1,55 и 0,1 м (на участках м м 18 1,1 0,9 {[(3,3+0,175х х2)1,55-2+ +(3,3+0,175х х2-1,51)-0,1х х2]+[53,4х х0,69+(53,4- -1,21-18)х 729,18
191
Продолжение табл. IV. 1
нп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тяв- кая на- грузка ЛГ Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка X, кН
на- деж- ности по на- груз- ке соче- тания 7с,г
выше оконного проема и ниже его верхней от- метки между осями 1 и 1/1), а также Л-0,69 и 0,96 м (то же см. п. 9, но между осями 1/1-6/1, т.е. длиной 1-2,7-2+12-4- -53,4 м), 3-0,51 м; у-1800 кг/м3) х0,96]}0,51х х18-1,1-0,9
и. То же, по внут- ренним осям Б и В, Л-1,23 м (на сплошных участках выше дверных прое- мов) и Л-0,4 2 м (вы- сота дверного проема, прихо- дящаяся на верхнюю поло- вину III этажа), 3-0,38 м; у-1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 [(60+0,175-2)х х1,23-2+(60+ +0,175-2-1,51х х2-1,21-10)х х0,42-2]0,38х х! 8-1,1-0,9 1262,59
192
Продолжение табл. IV.1
ж пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка ЛГ, кН
на- деж- ности по на- тр уз- KeV соче- тания 'с,г
12. Поперечные кирпичные сте- ны по наруж- ным осям 1 и 7, 3=0,51 м, /1=0,69 и 0,96 м (то же, см. п. 9); 7=1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 [(15+0,175-2)х х0,69+(15+ +0,175-2-1,21х хЗ)0,96]0,51х х18-1,1-0,9-2 396,99
13. То же, по внут- ренним осям 2-6, /1=1,23 и 0,42 м (то же, см. п. 11), 3=0,38 м; 7=1800 кг/м3 м >> 18 1,1 0,9 [(15+0,175-2)х х1,23+(15+ +0,175-2- -1,21)0,42]х х0,38-18-1,1х х0,9-5 840,36
14. Перегородки кирпичные, между осями А-Б-1-2, А-Б-6-7, В-Г-1-2, В-Г-6-7, /1=3,3:2- -0,3=1,35 м, 3=0,25 м; 7=1800 кг/м3 18 1,1 0,9 (6-0,335- -0,19)-1,35х х0,25-4-18х х1,1-0,9 131,71
15. То же, гипсобе- тонные, между осями А-Б-2-6, В-Г-2-о, 15 1,1 0,9 (6-0,335- -0,19)4,35х хОД-8-15-; х1,1-0,9 87,81
25-1556
193
Продолжение табл. IV. 1
№№ пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка кН
на- деж- ности по на- груз- ке соче- тания 7c,i
16. Л=1,35 м, 8=0,1 м; у=1500 кг/м3 Оконные и кН/м3 5 1,1 0,9 9,5-5-1,1-0,9 47,03
17. дверные блоки И=9,5 м3 Временная кН/м2 0,7 1,3 0,8 16,5-60-0,7х 720,72
18. длительная Кратковремен- м >> 0,7 1,3 0,5 х1,3-0,8 16,5-60-0,7х 450,45
нал х1,3-0,5
Оз=1/пп. 1-18=10376,58
Б. На уровне перекрытий II и I этажей
19. Лилонолеум, кН/м2 0,08 1,2 0,9 827-0,08-1,2-0,9 71,45
8=5 мм Су=1600 кг/м3; 4=827 м2)
20. Мастика, 3=2 мм (-у=1000 кг/м3; А- 827 м2) 0,02 1,3 0,9 827-0,02-1,3-0,9 19,35
21. Цементно - пес- чаная стяжка, 8=20 мм Су=2000 кг/м3; 4-827 м2) м >> 0,4 1,3 0,9 827-0,4-1,3-0,9 387
22. Древесно - во- локнистые пли- ты, 8=30 мм (у=200 кг/м3; 4-827 м2) >» »> 0,06 1,2 0,9 827-0,06-1,2-0,9 53,6
194
Продолжение табл. IV.1
пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка ЛГ, кН
на- деж, ности по на- груз- ке сочета- ния ус,г
23. Пергамин кН/м2 0,03 1,2 0,9 827-0,03-0,9-1,2 26,8
24. Железобетонная плита >> м 3 1Д 0,9 15(6-2+12-4)3х х1,1-0,9 2673
25. Продольные кирпичные сте- ны по наружной оси А (см. рис. IV. 4, разрез 3 - 3) на уровне II этажа, А-3,3 м за выче- TQM оконных проемов 1,81-1,51 м (2 шт.) и 1,81-1,21 м (18 шт.), 8-0,51 м; у-1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 [(60+0,175-2)х х3,3-1,811х х51-2-1,81х х1,21-18]х хО,51-18-1,1-0,9 1402,31
26. То же, I этажа, Л-3,3м за выче- том оконных проемов (0,85+0,91)1,51 м (2 шт.) и 1,81-1,21 м (18 шт.), 8-0,51 м; у-1800 кг/м3 »> >> 18 1,1 0,9 • [(60+0,175-2)х хЗ,3-(0,85+ +0,91)1,51-2- -1,81-1,21х х!8]0,51-18х xl,1-0,9 1403,68
27. То же, по наруж- ной оси Г (см. рис IV. 3, разрез М ’ > 18 1,1 0,9 [(60+0,175-2)х хЗ,3-(0,81+ +0,91)1,51х 1404,86
195
Продолжение табл. IV.1
№№ пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка 2V. Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка N, кН
на- деж- ности по на- груз- ке сочета- ния
1-1) на уровне II этажа, Л=3,3 м за вычетом окон- ных проемов (0,81+0,91)1,51 м (2 шт.) и 1,81-1,21 м (18 шт.), д-0,51 м; 7=1800 кг/м3 х2-1,81-1,21х х18]0,51-18х х1,1-0,9
28. То же, I этажа, Л=3,3 м за выче- том оконных проемов (0,91+0,91)1,51 м (2 шт.) и 1,81-1,21 м (18 шт.), 5=0,51 м; 7=1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 [(60+0,175-2)х хЗ,3-(0,91+ +0,91)1,51-2- -1,81-1,21х х18]0,51-18х х1,1-0,9 1402,04
29. То же, по внут- ренним осям Б и В, /1=3,3 м за вычетом дверных проемов 2,07-1,51 м(2 шт.) и 2,07-1,21 м (10 шт.), 5=0,38 м; у-1800 кг/м3 »> >» 18 1,1 0,9 [(60+0,175-2)х хЗ,3-2,07х xl,51-2-2,07х х1,21-10]2х хО, 38-18-1,1-0,9 2273,36
30. Поперечные кир- пичные стены по осям 1 и 7 высо- той на этаж »» »» 18 1,1 0,9 1(15+0,175-2)х 3,3-1,81х 1,21-3]2х 0,51-18-1,1-0,9 801,4
196
Продолжение табл. IV. 1
№№ пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка N, кН
на- деж- ности по на- груз- ке сочета- ния 7с,г
(Л=3,3 м) за вы- четом оконных проемов 1,81- 1,21 м (3 шт.), 3=0,38 м; 7=1800 кг/м3
31. То же, по осям 2-6, А=3,3 м за вычетом дверных проемов 2,07-1,21 м, 3=0,38 м; 7=1800 кг/м3 кН/м3 18 1,1 0,9 [(15+0,175-2)х хЗ,3-2,07х х1,21]5-0,38х х18-1,1-0,9 1630,44
32. Перегородки кирпичные меж- ду осями А-Б-1-2, А-Б-6-7, В-Г-1-2, В-Г-6-7, Л=3,3-О,3=3м, 3=0,25 м; 7=1800 кг/м3 ,, >> 18 1,1 0,9 (6-0,335- -0,19)3-0,25-4х х18-1,1-0,9 292,69
33. То же, гипсобе- тонные между осями А-Б-2-6, В-Г-2-6, Л=3 м, 3=0,1 м; 7=1500 кг/м3 >> м 15 1,1 0,9 (6-0,335-0,19)х хЗ-0,1-8-15х х1,1-0,9 195,13
34. Лестничный марш и площад- ка для II этажа кН 22,9 1,1 0,9 22,9-2-1,1-0,9 45,3
197
Продолжение табл. IV.1
Mhfi пп Наименование нагрузок Едини- ца изме- рения Нор- ма- тив- ная на- грузка Коэффициенты Вычисление Расчет- ная на- грузка ЛГ, кН
на- деж- ности по на- груз- ке "/у сочета- ния 7с,г
35. То же для I этажа кН 45,8 1,1 0,9 45,8-2-1,1-0,9 90,6
36. Оконные и двер- ные блоки (И-19 м3) кН/м3 5 1,1 0,9 19-5-1,1-0,9 94,06
37. Временная дли- тельная на пере- крытия II этажа кН/м2 0,7 1,3 0,8 (15-60-3,3-6х х2)0,7-1,3-0,8 626,37
38. То же, I этажа >> »» 0,7 1,3 0,8 (15-60-3,3-6х х2)0,7-1,3-0,8 626,37
39. То же, на ле- стничные пло- щадки II этажа ч ч 1 1,3 0,8 3,3-6-2-1х х1,3-0,8 41,18
40. То же, I этажа >> tt 1 1,3 0,8 3,3-15-2-lx xl,3-0,8 102,96
41. Кратковремен- ная на перекры- тия II этажа кН/м2 2 1,2 0,5 (15-60-3,3-6х х2)2-1,2-0,5 1032,48
42. То же, I этажа Ч Ч 2 1,2 0,5 (15-60-3,3-15х х2)2-1,2-0,5 961,2
43. То же, на ле- стничные пло- щадки II этажа ч ч 3 1,2 0,5 3,3-6-2-Зх х1,2-0,5 71,28
44. То же, I этажа ч ч 3 1,2 0,5 3,3-15-2-Зх х1,2-0,5 178,2
Q2=^nn.(17-25,27,29-34,36,37,39,41,43)=13142,06
=27^.(17-24,26,28-33,35,36,38,40,42,44М3283,51
198
1.8, в, д [11.79], т.е. на покрытие за длительную нагрузку
(п. 17, табл. IV.1) взято пониженное нормативное значе-
ние нагрузки по п. 2, табл. 3 [11.79}, а за кратковремен-
ные (пп. 1 и 18, табл. IV.1)- полное нормативное значе-
ние нагрузок по табл. 4 [11.79] (для II снегового района) и
табл. 3, п. 8 [11.79]. Аналогично понижение и полное нор-
мативное значение нагрузок соответственно приняты за
длительную и кратковременную: для плит перекрытий
(пп. 37, 38, 41 и 42, табл. IV.1) по п. 2, табл. 3 [11.79] и
лестниц (пп. 39, 40, 43 и 44, табл. IV.1) по п. 12, табл. 3
[11.79]. Конструктивное решение пола во всех помещениях
принято с покрытием из линолеума. На отдельных участ-
ках (санузлах, душевых-в табл. IV.1 и на рис. IV.2 не
выделены) конструкцию пола можно выполнить с покрыти-
ем из керамических плиток. Площадь пола в табл. IV. 1
взята по осям здания, т.е. с некоторым небольшим превы-
шением фактической площади.
Значения коэффициентов, входящих в формулы (III.4)
и (III.5) приняты следующими: К, - 0,25 (п. 2,
табл. Ш.7); Х2 = 1,3 (п. 5, табл. Ш.З); А = 0,4; & = 2,7.
Согласно формуле (Ш.7) для грунтов II категории имеем
& — 1,1/Т* = 1,1:0,3 = 3,6 > 2,7-. Поэтому принимаем ^ = 2,7.
(Здесь Ti = 0,3 с принято для кирпичных зданий по
табл. 7 [1.12]). = 1 (п. 4, табл. 6 [П.80]). Для рассматри-
ваемого здания при - 7\ =• 0,3 с < 0,4 с учитываем толь-
ко первую форму колебаний и поэтому коэффициент i]ik
определяем по упрощенной формуле (III.10)
Xk S Q jxj
3 -1
W
з-1
хк^1Х1'^2Х2+^3Х3^
Qlxl +^2а'2+^3а:3
3^(13283,51-3,3+13142,066,6+10376,589,9
13283,51-3,32+13142,06-6,62+10376,58-9,92
^233301,32
= ’—=a; -0,135.
1734134,16
(Здесь индексы в подсчитываемых формулах следующие:
i - рассматриваемая форма колебаний. В нашем случае
199
г = 1, т.е. первая форма колебаний; к - рассматриваемый
уровень перекрытия или покрытия, где принят сосредото-
ченным вес этажа; j-уровни перекрытий или покрытия,
т.е. с 1 по 3 этажи). Значения коэффициента г/1к соответ-
ственно уровня перекрытия (покрытия) этажа следующие:
третьего — ?/, — х^-О,135 — 9,9-0,135 -1,337; второго-
= V2xk'®№5 = 6,6-0,135 = 0,891; первого-?? 1Л = =
- хк-0,135 = 3,3-0,135 = 0,446. При этих значениях у1к и
& = /?, = 2,7 величины их произведений для подсчета
Sik “ Sik на Уровне перекрытий с 3 по 1 этажи равны:
/Ми’3,61; 2,41; 1,2.
Подставляя значения коэффициентов, принятых и вы-
численных в формулы (Ш.4) и (Ш.5) имеем:
По этой формуле находим поэтажные расчетные гори-
зонтальные сейсмические нагрузки, действующие на уров-
не перекрытий:
третьего этажа - S3 = 0,13-10376,58-3,61 = 4869,73 кН;
второго этажа-S2 = 0,13-13142,06-2,41 = 4117,41 кН;
первого этажа= 0,13-13283,51-1,2 = 2072,23 кН.
Общие сейсмические силы на уровне перекрытий
Этажей*
третьего - ^’S'3=S'3=4869,73 кН;
второго - j;S2=A2+S3=48117,41+4869,73=8987,14 кН;
первого-2’51=А1+52+А3=2072,23+8987,14=11059,37кН.
§ 4. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ
СЕЙСМИЧЕСКИХ НАГРУЗОК S+
МЕЖДУ НЕСУЩИМИ СТЕНАМИ
Распределение расчетных сейсмических нагрузок Sik
между несущими стенами производим с учетом деформа-
тивности перекрытия, используя рассмотренные выше
формулы (Ш.14) и (III.17). Окончательные выводы о до-
пустимости этих формул в подобных расчетах нами будут
установлены в процессе дальнейших подсчетов.
Вычислим величины, входящие в формулу (Ш.14).
Жесткости отдельных стен скп определим, используя
формулу (1.10), табл. 5 [Ш.6]
200
п
С^п— j
п
где - модуль упругости материала стены (простенка)
при сжатии; А-площадь стены в плане, равная A~dlw
(или А-(йр); I ~ длина простенков; lw~ длина стены;
d-толщина стены (простенка); дя или д-коэффициент,
учитывающий деформации сдвига и изгиба в простенке,
определяемый по графику (рис. III.9) в зависимости от от-
ношения высоты простенка hp к его ширине 1р
п
п - рассматриваемый простенок или количество простен-
ков;
^7(^7^) -сумма (или общее количество) простенков;
п
hr - высота этажа.
Таблица IV.2.
Номера и размеры простенков, их количество и значения коэффициен-
тов и, пр и У пр для продольных и поперечных стен
-Л
Номе- ра про- стен- ков Ширина, простен- ка Ъ„, м Р’ Высота простенка (проема)Лр,м Количество простенков п, ШТ. hp bp П/1
а) Продольные стены
По оси А или Г (1 этаж)
г 1,45 0,83+0,91-1,74 2 1,2 0,13 0,2о
1 1,45 1,81 4 1,25 0,126 0,5
2 1,79 1,81 15 1,01 0,159 2,385
ИТОГО 21 Г пр- 3,145
26
201
Продолжение табл. IV. 2
Номе* ра про- стен- ков Ширина простен- ка Ъ~, м Высота простенка (проема) Лу, м Количество простенков я, шт. hv bp д ЯД
По оси A (I, III этажи)
1 1,45 1,81 6 1,25 0,125 0,75
2 1,75 1,81 По ось 15 ИТОГО 21 Г (II эпи 1,01 1Ж ) 0,159 2,385 5пд=3,135
1" 1,45 0,91+0,91-1,82 2 1,26 0,124 0,248
1 1,45 1,81 4 1,25 0,125 0,5
2 1,79 1,81 По оси 15 ИТОГО 21 Г (III эт 1,01 аж) 0,159 2,385 £пд=3,133
1"' 1,45 0,91 2 0,63 0,309 0,618
1 1,45 1,81 4 1,25 0,125 0,5
2 1,79 1,81 По оси Б или 15 ИТОГО 21 В (I, II и 1,01 III эн 0,159 шжи) 2,385 £пд=3,503
1 1,45 2,07 6 1,43 0,1014 0,608
2 1,79 2,07 3 1Д6 0,1375 0,413
3 7,79 2,07 4 ИТОГО 14 0,27 0,637 2,548 Гti//=3,569
б) Поперечные стены
По оси 1 или 7 (1,11 и III этажи)
4 2,61 1,81 2 0,69 0,2915 0,583
5 3,25 1,81 2 0,56 0,384 0,768
ИТОГО 4 £т///=1,351
По оси 2 или 3, 4, 5 или 6 (1,11 и III)
6 7,07 2,07 2 0,29 0,619 1,238
ИТОГО 2 2 т///=1,238
Номера простенков для продольных и поперечных стен
(согласно рис. IV.2), их размеры, количество и значения
202
коэффициентов ц, пц и Sn/i сведены в табл. IV.2. Здесь
простенок № 1 (его длина I -1,45 м) условно подразделен
из-за переменной высоты на четыре типа и соответственно
обозначен без штриха (между осями 1-7; здесь высота hp
постоянная, равная 1,81 или 2,07 м) и с одним, двумя и
тремя штрихами (между наружными осями 1 — 1/1 или
6/1 - 6; здесь высота hp переменная из-за входных дверей
и окон).
В дальнейшем при подсчетах необходимо иметь ввиду
следующее.
1. Индексы при с означают, первая (цифра) - этаж, вторая
(буква или цифра)-оси. 2. При разных высотах проемов
на этаж (в основном за счет входных дверей и окон в ле-
стничных клетках) по наружным осям А или Г для hp при-
нято среднее значение.
По формуле (IV. 12) жесткости отдельных стен равны:
а) продольных
ДАТ*.
п
Ck = ' =^'L4.==
1^,8^-hJ^
^„0,51-60,35-3,145
—1,166.2?;
60,35+4,8(3,3-1,8)3,145
Efi,51-60,35-3,135 , ч „
=с2Л=сЗЛ=----------------------------=1,166.2?;
60,35+4,8(3,3-1,81)3,135
С1Б~С2Б~СЗБ~С1В~С2В~СЗВ~
2? 0,38-60,35-3,569 ,
----........... --------=1,10052?,;
60,35+4,8(3,3-2,07)3,569
EoQ,51-60,35-3,133
С пр-
60,35+4,8(3,3-1,81)3,133
E0Q,51-60,35-3,503
ЗГ 60,35+4,8(3,3-1,72)3,503
=1,1652?,;
=1,241J57O;
*
SOS
б) поперечных
Скп~СП~СП—С21~С2Ч^31~<:ЗЧ-
157.0,51 15,35 1,351 л „„„
=------°—----------’--------=0,423157;
15,35+4,8(3,3-1,81)1,351
С12=С13=С14=С15=С16=С22=С23=С24=
=C25=C26=C32=C33=C34=C35=C36=
2? 0,38-15,35-1,238 л „
=------°—------!------------=0,319157..
15,35+4,8(3,3-2,07)1,238
По формуле (Ш.13) общая жесткость стен ск равна:
а) продольных
первого этажа
V 1Г
Ск=С1= SCkn= S Скп=С1к+С1^+С1Ъ+С1Г=
71=1 П=1А
=(1,166+1,005+1,005+1,166)157 =4,342157О.
второго этажа
v 2Г
С*=С2=SCkn= S Скп==С2к+С2'Б+С2В+С2Г==
п-1 п-2А
=(1,166+1,005+1,005+1,165)157 =4,341^7О.
третьего этажа
V ЗГ
Ck=C3==^7C*:n= S Скп:=СЗк+С3'Б+С^ЗВ+сЗ'Г=
л=1 л?=ЗА
=(1,166+1,005+1,005+1,241)157О=4,427157О.
б) поперечных
первого, второго и третьего этажей
® 7
C*=Cl=C2=C3=J7C*:n=J7C4n=
71=1 71=1
204
— С11+С12+С13+С14+С15+С16+С17~С21+<'22+С23+С24+
+<'2Б+С26+С27~С31+С32+С33+<'34+С36+С36+С37~
=(0,423-2+0,319-5)£'О=2,441£'О.
Коэффициенты рапределения сейсмической нагрузки
на стены по грузовым площадям вычисляем по приве-
денной ранее формуле (III. 1 б).
Для определения коэффициента Xq предварительно не-
обходимо определить грузовые площади, приходящиеся на
все несущие стены.
В целях упрощения подсчета для стен по каждой рас-
сматриваемой оси, грузовые площади примем в виде пря-
моугольников, хотя более точнее их следует принимать
конкретно в виде трапеции или треугольника.
Согласно схемы грузовых площадей (рис. IV.7) по форму-
ле (III. 16) имеем следующие значения коэффициентов
а) на продольные стены -
по осям А и Г
I ------------------=0,2;
Q 15-60
по осям В и В
(6:2+3:2)60
15-60
Рис. IV. 7. Схемы грузовых площадей для несущих стен:
Ад, Аб, Ав, и Аг-грузовые площади
для продольных стен по осям А, Б, В и Г;
Aj, А2, А3, А6, А6 и А7 - то же,
для поперечных стен по осям 1-7.
206
б) на поперечные стены -
по осям 1 и 7
(6:2)15
—<—=0,05;
15-60
по осям 2 и 6
(6:2+12:2)15
15-60
по осям 3, 4 и 5
—^-3 — ^-4 —^"5 =
(12:2+12:2)15
15-60
а. Распределение Slk между стенами
в продольном направлении
Распределение расчетных горизонтальных сейсмиче-
ских нагрузок между стенами в продольном направлении с
учетом деформативности перекрытия выполним вначале
по формуле (Ш.14).
Входящие в нее коэффициенты и г2 для перекрытий
из сборного железобетона с монолитными обвязками (или
поясами в нашем случае), как отмечалось выше (см.
гл. III), равны vx - 0,6 и г2 - 0,4. Значение SQn определяем
по формуле (III.15). Имея величины Sik на уровне каждого
этажа, используя (III. 15) и вычисленные коэффициенты
скп, ск и Zq, определим Skn. Тогда по формуле (III.14) вели-
чины сейсмических нагрузок Skn, приходящихся на про-
дольные стены будут равны:
а) на уровне перекрытия 1-го этажа
по оси А или Г
Skn=S1A=Sir=V1 C-^Sik+v2SQn^
ск
1,166^0
4,342
11059,37+
+0,4-0,2-11059,37=2666,68 кН;
206
по оси Б или В
S1E=S1B=0,6 -^^-11059,37+0,4-0,311059,37=2863кН;
4,3425О
б) на уровне перекрытия 2-го этажа
по оси А
1,1665
523=0,6 -------°- 8987,14+0,4-0,2-8987,14=2167,35 кН;
4,341i570
по оси Б или В
^2Б~0,6
Ь22^8987,14+0,40,3-8987,14=2326,85кН;
4,34150
по оси Г
1,1655
5,г=0,6-------- 8987,14+0,4-0,2-8987,14=2166,1 кН;
4,34150
в) на уровне перекрытия 3-го этажа
по оси А
1,1665
' 534=0,6 ------- 4869,73+0,4-0,2-4869,73=1160,89 кН;
4,41750
по оси Б или В
^ЗБ—^ЗВ—0,6
1,0055о
4,41750
4869,73+0,4-0,3-4869,73=1249,18кН;
1,2415
5зг=0,6 ------°- 4869,73+0,4-0,2-4869,73=1210,5кН.
4,4175О
Теперь уточним значения Skn по формуле (Ш.17). Это
связано с тем, что в рассматриваемом примере расчета
трехэтажного здания формула (III. 14), примененная при
определении Sk„, выведена для одноэтажных зданий. Та-
кой подсчет Skn был выполнен из условий, что формулу
(III. 14) допускают применять для зданий высотой до 5
этажей включительно, деформации которых вызваны, как
207
предполагают, преимущественно сдвигом [1.13]. Од \ко,
учитывая условность этого допущения выполним пересчет
величин Skn по формуле (111.17). В целях облегчения даль-
нейших подсчетов, здесь и далее, результаты вычислений
сводим в таблицы.
В табл. IV.3 приведены значения коэффициентов, вхо-
дящих в формулу (III. 17). При подсчете этих коэффициен-
тов их значения приведены для двух случаев: a) vr - 0,6 и
г2“0,4 согласно табл. Ш.10 при (L/B)<1,5; б) гг”1 и
г>2=0 при (,Ь/В)>1,5 (учитывая, что отношение длины зда-
ния к его ширине составляет L/B — 60,35:15,26 -
= 3,39>1,5).
Таблица IV.3
Значения коэффициентов, входящих в формулу (III.17),
для продольных стен 1-, 2- и 3-го этажей
Ось сте- ны Площади горизонтального сечения 2 стен, м Л. и, Акп 2L г-к vl^kn+v2 при 2-Z,
Акп (в на- правлении по рассматрива- емой оси) S Акт т -1 (общая в рассматри- ваемом на- правлении) fj-0,6 и i»2-0,4 t>1-l и у2=0
Р'кп S Акт
А; Г (60,35- -1,52-2- -1,2Г18)х хО, 51“ 18,13 (18,13+ +17,19)2= -70,64 0,26 6:(2-15> -0,2 0,6-0,26+ +0,4-0,2- -0,24 1-0,26+- +0-0,2- -0,26
Б; В (60,35- -1,51-2- -1,21-10)х хО,38=17,19 А 0,24 (3+б):(2х х15>0,3 0,6-0,24+ +0,4-0,3= -0,26 1-0,24+ +0-0,3= = 0,24
Величины сейсмических нагрузок Skn, приходящиеся на
продольные стены по формуле (III.17) с учетом вычислен-
ных коэффициентов (табл. IV.3) при = 0,6 и г2 = 0,4, бу-
дут равны на уровне перекрытий этажей:
208
а) первого -
по оси А или Г Skn=SXA=Sxr=(v^Lkn+v2l-^±--)Sik=
2L
0,24-11059,37=2654,25кН;
по оси В или В
б) второго -
по оси А или Г
по оси В или В
в) третьего -
по оси А или Г
по оси В или В
Как видно из
51R=S1B=0,26-11059,37=2875,44 кН;
1£> 125 ' 1 ’ '
S2A-S2r~V,24-8987,14=2156,91 кН;
S,B=S,r=0,26-8987,14=2336,66 кН;
Z.D 41 ' ' 1 г
S3A=Sar-0,24-4869,73=1168,74 кН;
5ЗБ=£ЗБ=0,26-4869,73=1266,!3 кН.
полученных подсчетов, сравнение вели-
чин Skn, вычисленных с коэффициентами = 0,6 и v2 = 0,4
по формулам (Ш.14) и (III.17) показывает их незначитель-
ную разницу. Например, сейсмическая нагрузка, дей-
ствующая на уровне перекрытий I этажа по осям А (или
Г) и Б (или В) практически не имеет разницы, в среднем
г 2666,68 п . 2863
всего около 0,5% [----------100%=100,47% и ---------х
2654,25 2875,44
х100%=99,57%; (0,47+0,47+0,43+0,43):4=0,45%]. Однако
для окончательных выводов о применимости формул
(Ш.14) и (III.17) подсчитаем Skn (например, на уровне пе-
рекрытия I этажа) с коэффициентами v1 = l и v2 = 0, кото-
рые были приняты учитывая (см. гл. Ill), что
L/В = 60,35:15,35 = 3,93 > 1,5. Принимая эти значения
и v2, получим величины сейсмических нагрузок равными
на уровне перекрытия I этажа:
по формуле (Ш.14)-
по оси А или Г Skn=S1A=^Sir=v1 ~Sik+v2SQn=
ск
1 1 /г
=1--------11059,37+0-0,2-11059,37=2969,88кН;
4,342ЯО
1,OO5jE7„
по оси Били В 5'1К=)81Й=1 ------------11059,37+0-0,Зх
1В 1В 4,342ЯО
Х11059,37=2559,8кН;
по формуле (III. 17) -
по оси А или Г <S’u=S'1A=Sir=(v1/iu+v2
27 -1556
2L
ik
20»
=0,26-11059,37=2875,44кН; i
по оси Б или В S1B=S1B=0,24-11059,37=2654,25 кН. j
Сравнение величин Skn, вычисленных по формулам!
(III. 14) и (III. 17) с коэффициентами Vj - 1 и v2 - 0, показы-
вает немного большую разницу, чем при подсчете с коэф-
фициентами vk - 0,6 и г2 " 0,4.
Сейсмическая нагрузка, действующая по осям А (или Г)
и Б (или В) имеет разницу в среднем более 3%
г 2969,88 2559,8
[------—100%=103,28% и --------------—100%=96,44%;
2875,44 2654,25
(3,28+3,28+3,56+3,56):4=3,42%].
Примерно такие результаты получим и по остальным
осям и этажам. В целом приведенные данные свидетель-
ствуют о допустимости использования формулы (III.14) в
расчетах для определения Sk в зданиях высотой до 5
этажей. Такой вывод по этой формуле будет подтвержден
и при распределении сейсмических нагрузок между стена-
ми в поперечном направлении. Для поперечных стен (см.
далее) величины Skn по обеим формулам практически ока-
зались близкими по всем осям, кроме одной. Следует так-
же отметить, что при подсчетах для продольных стен в
формулах (Ш.14) и (III.17) могут быть использованы оба
варианта коэффициентов и г>2, т.е. 2\“0,6 и г2-0,4 или
i^-l и т2-0.
Вычислим при г, -1 и г2 - 0 по формуле (III. 17) с уче-
том данных табл. IV.3 величины Skn, действующие на про-
дольные стены второго и третьего этажей. Сейсмические
силы Skn будут равны (эти данные нами будут использова-
ны в дальнейшем):
а) на уровне перекрытия второго этажа -
по оси А или Г
S2A = s2r = 0,26-8987,14 = 2336,6 кН;
по оси Б или В
S =£ =0,24-8987,14=2156,91 кН;
б) на уровне перекрытия третьего этажа -
по оси А или Г
£ЗЛ=£зг=0,26-4869,73=1266,13 кН;
по оси Б или В
S'3B=1S'3B=0,24-4869,73=1168,74 кН.
«10
б. Распределение Sik между стенами
в поперечном направлении
В рассматриваемом примере расчета длина здания в
плане более 30 м, т.е. L-60 м, поэтому согласно п. 2.15
[11.80] необходимо учитывать его протяженность. Восполь-
зуемся для этого описанными выше в гл. Ш согласно [1.8]
рекомендациями и рис. Ш.7, но без снижения нагрузки в
центральной части здания, как это было принято нами в
работе [IV.7]. Конкретно методика учета протяженности
здания рассмотрена нами также в работах [Ш.14, IV.10].
В данном примере рис. Ш.7 несколько скорректируем и
заменим на рис. IV.8.
Для учета протяженности здания (согласно рис. IV.8)
при распределении сейсмических сил между поперечными
стенами по соответствующим осям введем коэффициент П,
значения которого вычисляем из подобия прямоугольных
Рис. IV.8. Схема распределения сейсмической нагрузки в плане
>дания между поперечными стенами с учетом его протяженности:
план здания; б - равномерно распределенная нагрузка по длине здания;
* распределение нагрузки при длине здания L - 60 м.
211
треугольников (.внешнего и внутреннего), располагаемых
от центра здания по оси 4.
Уточним у этих треугольников размеры катетов, которые
нами будут использованы в дальнейшем для подсчета П.
Общая длина здания, т.е. протяженность здания между
осями 1-7 равна сумме больших катетов двух внешних тре-
угольников между осями 1-4 и 4-7, т.е. L-2 (L/2)=2x
xCLj 4—30 м или Li 7-30 м)72(60:2)-2-30“60 м. Расстояние
между осями 2-4 или 4-6 и '3-4 или 4-5 соответственно рав-
ны L2 4-£4 6=-24 м и L3 4”L4 5”12 м. Высота (малый катет)
внешнего треугольника, проходящая по оси 1 или 7 равна
/i1“/i7~0,2q (при подсчете коэффициента П пока q опускаем,
т.е. принимаем /i1-/i7“0,2). Нам необходимо определить вы-
соты треугольников, проходящих по осям 2 (Л2) или 6 (Л6) и 3
(/i3) или 5 (/i5), которые найдем из пропорции
^1 ^2 . I, L ^1-^2 4 0,2-24 П1С
— f *^2—
^1-4 ^2-4 ^1 4 30
hl
^3.1. L 4
, ti3~h5—
^3 4 ^14
0,2-12
30
0,08; /i4=0.
Прибавив к /i1 = /i7 = 0,2 и вычисленным величинам вы-
сот h2 = h6, hs - hb цифру 1 (здесь 1 означает 100% нагруз-
ки, приходящейся на все здание равномерно по его длине
согласно рис. IV.8), получим коэффициент П по соответ-
ствующим осям 14 (или 4 - 7),
П1=П7 = 0,2 + 1=1,2; П2=П6=0,16+1=1,16;
П3=ПБ=0,08 + 1 = 1,08; П4=0+1=1 (индексы при h, Lvl П
означают оси поперечных стен).
Распределение расчетных горизонтальных сейсмиче-
ских нагрузок между поперечными стенами производим по
двум формулам: вначале — (III. 14) и затем — (III. 17), прини-
мая согласно табл. III.10 значения коэффициентов = 0,6,
и ?;2 — 0,4 при L<6 м и i’j- г2 - 0,5 при L>6 м. Здесь L
- расстояние между поперечными стенами.
Подставляя в формулу (Ш.14) входящие в нее вычис-
ленные для поперечных стен выше величины ckn, ск, SQn и
помножив эти данные на полученные коэффициенты П по
соответствующим осям, получим величины сейсмических
нагрузок Skn, действующие на поперечные стены с учетом
212 5
протяженности здания на уровне перекрытий (индексы
при S, например, Sn-S17 означают: первая цифра,
1 - первый этаж, вторая, 1 или 7 - рассматриваемые оси,
т.е. первая или седьмая):
а) первого этажа -
по осям 1 и 7
2,441£О
х11059,36+0,4-0,05-11059,37)=1645,28 кН;
по осям 2 и 6
5,„=512=516=Л2(^ —Sa+v2Se )=1,16(0,5 0-3-19-^ х
2,44Щ
Х11059,37 + 0,5-0,15-11059,37)=1800,42 кН;
по осям 3 и 5
^n=S13=S15=^3(?;1 ^5a+V2Sj=l,08(0,5 х
Cj. 2,441.2?О
Х11059,37+0,5-0,2-11059,37)=1974,87 кН;
по оси 4
8к=8ы=П£\ ^Sa+r2So>l(0,5 °^9^х
с, 2,441£О
х!1059,37+0,5-0,2-11059,37)=1828,58 кН;
б) второго этажа -
по осям 1 и 7
, 0,4232?,
S'21=S'27 = l,2(0,6 ------“ 8987,14 +
2,4412?
+ 0,4-0,05-8987,14)=1337 кН;
213
по осям 2 и 6
522=S26=1,16(0,5 ^^8987,14 +
22 26 2,441Я0
+ 0,5-0,15-8987,14)=1463,08 кН;
по осям 3 и 5
S23=S26=1,08(0,5 ^^8987,14 +
23 2,441ЯО
+ 0,5-0,2-8987,14)=1604,83 кН;
по оси 4
0 31QF
524=1(0,5--------8987,76+0,5-0,2-8987,14)=1485,95кН;
2,44LEO
в) третьего этажа -
по осям 1 и 7
+0,4-0,05-4869,73)=724,45 кН;
по осям 2 и 6
+ 0,5-0,15.-4869,73)=792,78 кН;
по осям 3 и 5
0 319 Е
4869,73+
2,44Щ
+ 0,5-0,2-4869,73)=869,58 кН;
214
по оси 4
А Л-1 А Г»
.S84=l(0,5------“4869,73+0,5-0,2-4869,73)=805,17кИ.
2,441^
Таблица IV.
Значение для поперечных стен коэффициентов,
входящих в формулу (III. 17), 1-, 2- и 3-го этажей
Ось сте- ны Площади горизонтального 2 сечения стен, м /п - ^kn ln-1 2L ’ШтЛ при 22>
Акп (в на- правлении по рассматрива- емой оси) Г £ Акт m-1 (общая в рассматри- ваемом на- правлении) ’-£Ж0,6 и r2-0,4
т ^km 7П-1
1;7 (15,35- -1,21-3)х хО,51-5,98 5,98-2+ +5,37-5= -38,81 0,15 (0+6): :(2-6)= -0,05 0,6-0,15+ +0,4-0,05= =0,11 -
2;6 (15,35- -1,21)0,38- -5,37 0,14 (6+12): :(2-60> =0,15 0,5-0,14+ +0,5-0,15- -0,145
3-5 (15,35- -1,21)0,38- -5,37 0,14 (12+12): :(2-60> -0,2 — 0,5-0,14+ +0,5-0,2= -0,17
Теперь вычислим величины £ы по формуле (III.17).
Значения коэффициентов, входящих в эту формулу^ при
указанных двух случаях, т.е. vx ~ 0,6 и г, - 0,4 при £<6 м
и т2 — 0,5 при £>6 м, сведены в табл. IV.4. Подстав-
ляя эти данные в формулу (III.17), в которой L=L и пом-
ножив затем их на вычисленные коэффициенты П по соот-
ветствующим осям, получим величины сейсмических на-
215
грузок, действующие на поперечные стены с учетом про-
тяженности здания на уровне перекрытий:
а) первого этажа -
по осям 1 и 7
8kn=Sn~S17=ni(.V1llkn + V2 — ^Sik =
2L
=1,2-0,11-11059,37=1459,84 кН;
по осям 2 и 6
^кп=*^12 =*^16 ~ ^2^1^кп + v2 )&ik ~
2L
= 1,16-0,145-11059,37=1860,19 кН;
по осям 3 и 5
Skn-S^S^n^v^v, l^hszk=
2L
=1,08-0,17-11059,37=2030,5 кН;
по оси 4
^я=514=П4(г1дъ,+г2
2L
=1-0,17-11059,37=1880,09 кН;
б) второго этажа -
по осям 1 и 7
S21=S27=1,2-0,11-8987,14=1186,5 кН;
по осям 2 и 6
S22=S26=1,16-0,145-8987,14=1511,64 кН;
218
по осям 3 и 5
S23=S25=1,08-0,17-8987,14=1650,04 кН;
по оси 4
S24 = l-0,17-8987,14=1527,81 кН;
в) третьего этажа
- по осям 1 и 7
S'31=S'37=1,2-0,11-4869,73=642,8 кН;
по осям 2 и 6
S32=S36=1,16-0,145-48 69,73 = 819,09 кН;
по осям 3 и 5
S33=S36=1,08-0,17-48 69,73 = 894,08 кН;
по оси 4
S34 = l-0,17-4869,73=827,85 кН.
Как видно из этих подсчетов, по двум формулам
(III.14) и (III.17) величины расчетных сейсмических нагру-
зок Skn, действующие на поперечные стены практически
близки по всем осям, кроме одной (крайней). Например,
для I этажа сравнение Skn между собой по этим формулам
показывает для крайней цси 1 или 7 разницу более 12%
. 1645,28 .
(--------100%= 112,7%), а для остальных осей в сред-
1459,84
,1800,42 1974,87
нем —около 3% (-----------100%=96,79%;----------100%=
1860,19 2030,5
1828,58
= 97,26%;--------100% = 97,26%). Примерно такие резуль-
1880,09
таты Skn получил и по остальным этажам. Принимая во
внимание небольшую разницу в величинах Skn, получен-
ную при подсчете по этим формулам, можно полагать до-
пустимость применения обеих формул в расчетах для рас-
пределения расчетных горизонтальных сейсмических на-
грузок между стенами в поперечном направлении. Анало-
гичный вывод был сделан нами ранее и для стен в про-
дольном направлении.
§ 5. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ
СЕЙСМИЧЕСКИХ НАГРУЗОК8кл МЕЖДУ ПРОСТЕНКАМИ
а. Распределение Skn между простенками продольных
стен
Распределение суммарной величины расчетной гори-
зонтальной сейсмической нагрузки (перерезывающей сей-
смической силы), приходящейся на n-ю стену в уровне
к-го этажа S,Kn----^]S. между отдельными простенками
Sk производим по формуле (III.28), используя формулу
(Й1.29). Рассмотрим простенки №№ 1 и 2 по продольной
оси А на первом этаже (нумерацию простенков см.
рис. IV. 2). Величины, входящие в формулы (III. 28) и
(Ш.29), следующие (рис. III.8):
\п=ьп=14.5см; Ьь=Ьп=145см; Ькт=Ь, 2=179 см;
=012=179 см; dkm=dks=d11=d12=51 см, hkm=hks—hn(.peg==
(83+91)2+181-4 „ „ t
=----------------=178,67 см; ^т=Ль=/ц2=181см; I =
6
, 151-2 + 121-2
~^71ерЛ,сред~ —136СМ, 1пер.т"^пер.2“^М, (1^ —
4
(97 + 69)2+149-4
~акз~а11/>ред~ —154,67 см, акт~ аЬ~а12~
6
=149 см; 5^=5^=2969,88 кН.
Здесь взята величина Skn, вычисленная по формуле
(Ш.14) с коэффициентами vr -1 и v2 “ 0. Индексы при
буквенных обозначениях (кроме сокращенных слов:
пер - перемычка, сред - среднее) означают (буква или циф-
ра): первая - этаж; вторая - номер простенка.
Коэффициент сокт (или a>ks~) по формуле (III. 2 9) равен:
для простенка № 1 -
4m=«fe=£Jll=----------------------+1=
^кт
+£km)alcm
Ьк
1+2,33-----------------
I2
. z пер.тп-
',тьер:т^~ “ ^£kmJ*km
218
178,67 ( ^^-Z-+5)154,67
1+2,33--------—------------
136( -1^2-+5)145
154,672
- +1=1,64;
для простенка № 2-
^m=<4(:«=w12=
'______3________
(1^3)14,
1+2,33——----------
1912
121( +5)179
1492
+1=1,734.
Подставляя значения приведенных и вычисленных ко-
эффициентов (i)km ((i)ks) в формулу (III. 2 б), получим величи-
ны расчетных перерезывающих сейсмических сил, прихо-
дящиеся на простенки I этажа по оси А:
Ъкт&кт$кп
hkrS----J? ----------------------
62 s-1 h2
km , ks s
hks^ —-^ks+Zm)
b*
ks
~ ^ктг£>кп~
145-51-2969,88
=11S1A=---------------
178,67( 178’672 1,64+5) 6
1452
145-51
178,67( ^^-i.64+5)
1452
,г 179-51
+15-------------------
1Q1 2
1811-----1,734+5)
1792
=0,0381-2969,88=113,15 кН;
219
№2: Sknm=S1A2=
179-51-2969,88
1812
181( ----1,734+5)
1792
178.«<^W+»
1452
------------------laS1A=O,0514-2969,88=152,65 кН.
179-51
+15---------------
1812
181(—— 1,734+5
1792
По оси А на первом этаже имеем простенков
№1-6 шт. и № 2-15 шт. Поэтому общая сейсмическая
сила, приходящаяся на простенки №№ 1 и 2 по оси А на
первом этаже равна: ^S1A1+^SiA2=S^knm= 113,15-6+
+152,65-15=2968,68 кН= =S. .=2969,88 кН.
Проверка выполненного подсчета показывает, что вели-
чина сейсмической нагрузки (перерезывающей сейсмиче-
ской силы), действующей на стену по оси A (Skn-S1A) и
сумма сейсмических сил, приходящихся на простенки
(№№ 1 и 2) по оси A (^Sknm= практиче-
ски равны между собой.
Для крайних простенков, как отмечалось выше (см.
гл. III), учитывая их совместную работу с простенками тор-
цовых стен, величины Sk , подсчитанные по формуле
(III.28), умножают на коэффициент 1,5. Поэтому величину
^141 Для крайних простенков № 1 (6 шт.) примем равной
(обозначив со штрихом) §'1А1 = 113,15-1,5= 169,73 кН. Тогда
окончательно общая сейсмическая сила, приходящаяся на
простенки №№ 1 и 2 по оси А первого этажа, равна
Ssiai+Ssia2= 2Х»п= 169,73-6+152,65-15=3308,13кН .
>Skn=S1A=2969,88 кН. Так допускается согласно [1.16], ес-
ли ^JSknm, для всех простенков окажется больше величины
%Skn, то корректировку величин £Sknm можно не произво-
220
дить путем перераспределения между всеми простенками.
Аналогично приведенному подсчету для I этажа произво-
дится распределение Skn между другими наружными про-
стенками по остальным осям 1 - 3-го этажей. Поэтому такой
подсчет опускаем.
Теперь рассмотрим для простенков №№ 1 и 2 по на-
ружной оси А другой вариант подсчета Sknm по формуле
(Ш.28), используя для этого приведенные выше значения
^11’ ^12’ ^11’ ^12’ ^11,ерей’. ^12’ ^nep.l,cpeS’ ^лет.2’ Я11.сред’’ а12’
а>-1,64; ©12- 1,734 и величины <9^-2875,44 кН, вычис-
ленные по формуле (III.17). На всех этажах по рассматри-
ваемой оси А предусмотрено одинаковое количество про-
стенков Ш-6 шт. и № 2 -15 шт.
Подставляя в формулу (III.28) значения указанных ве-
личин и Skn, вычисленную по формуле (III.17), получим
Sknm, приходящиеся на простенки первого этажа (подсчет
Zj и Z2 здесь опускаем, поскольку они аналогичны преды-
дущему подсчету см. выше): по оси А № 1: Sknm= S1Ai =
=XmSkn= ^!<91А= 0,0381-2875,44= 109,55 кН и с учетом ко-
эффициента 1,5 для крайних простенков- = S, ,,=
= 1,5-0,0381-2875,44= 164,33 кН.
№2:^ят=51Л2=^Лп=^51А=0,0514-2875,44=147,8кН.
Общая сейсмическая сила £Sknm, приходящаяся на все
простенки №№ 1 и 2 первого этажа по оси А с учетом их
количества (п), будет равна:
S^knm=S^lA 1+ JE+* 1А 2=='^1А 1П1 2П2=
= 164,33-6 + 147,8-15=3202,98кН><9ы=2875,44 кН.
Без учета коэффициента 1,5 для крайних простенков име-
ем:
S^knm= 1А 1 + S&1A 2 =^1A 1П1+ $1А 2П2 =
= 109,55-6+147,8-15=2874, ЗкН=<9^=<91Л=2875,44 кН.
Имея Skn на остальных этажах и определив +т, а также
учитывая дополнительный коэффициент 1,5 для крайних
простенков № 1 (или без учета этого коэффициента для
рядовых простенков), аналогичным способом можно вычис-
лить величины сейсмических сил (здесь мы его опускаем),
приходящиеся на отдельные или на все простенки второго
и третьего этажей по оси А, а также-на простенки пер-
вого, второго и третьего этажей по оси Г. При подсчете
221
коэффициентов следует иметь в виду, что простенок
№ 1 вдоль продольных осей имеет длину постоянную
(Ь ” 145 см), а высоту переменную (из-за входных дверей
и окон; между наружными осями 1-1/1 или 6/1-6) и по-
стоянную (между осями 1-7). Поэтому простенок № 1 в
табл. IV.2 и ниже в табл. IV.5 обозначен либо без штриха
(высота простенка постоянная), либо со штрихом - одним,
двумя и тремя соответственно для первого, второго и тре-
тьего этажей (высота-переменная). Кроме того, крайние
простенки № 1 (табл. IV. 5) имеют дополнительный индекс
к рядом со штрихами или без штриха.
Таблица IV.5
Сейсмические силы Sknm для простенков продольных
стен, подсчитанные по формуле (III.30) с учетом величин
Skn, вычисленных по формуле (Ш.17)
Номера простен- ков А Гд Sfcnm’ кН Проверка
количе- ство простен- ков п, шт. ^кптп’ кН
I этаж
Ось А (или Г}
1'* 0,13 3,145 0,0413 2875,44 178,13 2 356,26
1 0,125 0,0397 114,155 4 456,62
2 0,159 0,0506 145,5 15 2182,5
2995,38
Ось Б (или В)
1к 0,1014 3,569 0,0284 2654,25 113,07 2 226,14
1 0,1014 0,0284 75,38 4 301,52
2 0,1375 0,0385 102,19 3 306,57
3 0,637 0,1785 473,78 4 1895,12
^J^knm = 2729,35
II этаж
Ось А
1к 0,125 3,135 0,0399 2336,66 139,85 2 279,7
1 0,125 0,0399 93,23 4 372,92
2 0,159 0,0507 118,47 15 1777,03
^,„-2429,65
222
Продолжение табл. IV.5
Номера простен- ков д S^.kH $кпт’ кН Проверка
количе- ство простен- ков п, шт. Sknmn’ кН
Ось Б (или В)
1к 0,1014 3,569 0,0284 2156,91 91,885 2 183,77
1 0,1014 0,0284 61,26 4 245,04
2 0,1375 0,0385 83,04 3 249,12
3 0,637 0,1785 385,01 4 1540,04
£^кпт= 2217,97
Ось Г
0,124 3,133 0,0396 2336,66 138,8 Ч 2 277,6
1 0,125 0,0399 93,23 4 372,92
2 0,159 0,0508 118,7 15 1780,5
• 2431,02
III этаж
Ось А
1к 0,125 3,135 0,0399 1266,13 75,78 2 151,56
1 0,125 0,0399 50,52 4 202,08
2 0,159 0,0507 64,19 15 962,85
£^кпт = 1316,49
Ось Б (или В)
1к 0,1014 3,569 0,0284 1168,74 49,79 2 99,58
1 0,1014 0,0284 33,19 4 132,76
2 0,1375 0,0385 45 3 135
3 0,637 0,1785 208,62 4 834,48
Z^knm~ 1201,82
Ось Г
1///к 0,309 3,503 0,0882 1266,13 167,51 2 335,02
1 0,125 0,0357 45,2 4 180,8
2 0,159 0,0454 57,48 15 862,2
1378,02
123
Перейдем теперь к подсчету SKnm для внутренних про-
дольных простенков.
В рассматриваемом здании стены имеют постоянную
толщину и одинаковый модуль упругости, поэтому в
дальнейшем распределение горизонтальной сейсмической
силы SKn между простенками внутренних продольных
стен производим по указанной (см. гл. III) более про-
стой формуле (Ш.ЗО). В табл. IV.5 приведены величины
сейсмических сил SKnm для простенков продольных стен
(наружных и внутренних), подсчитанные по формуле
(Ш.ЗО) с учетом значений д и J/д, заимствованных из
табл. IV.2, а также величин SKn, вычисленных по фор-
муле (Ш.17). Пересчет здесь по формуле (Ш.ЗО), ранее
вычисленной по формуле (III.28), величин SKnm для про-
стенков наружных стен выполнен для сравнения их
между собой по этим формулам. Величины SKnm для
крайних простенков № 1 помножены на коэффициент
1,5 (обозначены они рядом со штрихами или без него
дополнительно индексом "к”).
Как видно из табл. IV.5 сравнение между собой вели-
чин Sk для наружных простенков, подсчитанных по фор-
мулам (III.28) и (Ш.ЗО) показывают, что они близки. На-
пример, для I этажа по оси А разница между £Sknm со-
2995 38
ставляет около 6,5% (---’—100%=93,52%). Такое совпа-
3202,98
дение свидетельствует о допустимости применения обеих
формул в равной степени при распределении Skn между
простенками.
б. Распределение Skn между простенками поперечных
стен
Величины Skn, действующие на поперечные стены, ко-
торые вычислены по формуле (III.17) и с учетом протя-
женности здания за счет коэффициента П, распределим
между его простенками, используя для этого формулу
(Ш.ЗО). Результаты подсчетов сведены в табл. IV.6. При-
веденные в ней значения коэффициентов д и J/д заим-
ствованы из табл, IV.2.
224
Таблица IV. 6
(\!йсмические силы Sknm, передающиеся на простенки поперечных стен
Номера простен- ков д |> ^кп* & кит* кН Проверка
кол яче- ство простен- ков п, шт. Sknmn' кН
I этаж
Оси 1 и 7
4 0,2915 1,351 0,2158 1459,84 315,034 I 2 I 630,068
5 0,384 0,2842 414,887 | 2 1 829,774
^^кпт= =1459,84
Оси 2 и 6
6 0,619 1,238 0,5 1860,19 930,095 | 2 | 1860,19
^^кпт =1860,19
Оси 3 и 5
6 0,619 1,238 0,5 2030,5 1015,25 | 2 | 2030,5 SsfcBm=2030,5
Ось 4
6 0,619 1,238 0,5 1880,09 940,045 | 2 | 1880,09
£^„„=1880,09
II этаж
Оси 1 и 7
4 0,2915 1,351 0,2158 118,63 256,004 I 2 I 512,008
5 0,384 0,2842 337,146 1 2 1674,292
^яж=1186,3
Оси 2 и 6
6 0,619 1,238 0,5 1511,64 755,82 | 2 | 1511,64
2^ят=1511,64
Оси 3 и 5
6 0,619 | 1,238 0,5 1650,04 825,02 | 2 11650,04
1 2^яж=1650,04
29-15^
225
Продолжение табл. IV.6
Номера простен- ков д Skn< кН ^кпт’ кН Проверка
количе- ство простен- ков п, шт. кН
6 0,619 1,238 Ос 0,5 !, 4 1527,81 763,905 2 1527,8
%>кпт = 1527,81
III этаж Оси 1 а 7
4 5 0,2915 0,384 1,351 0,2158 0,2842 642,8 138,715 182,685 277,43 365,37
6 0,619 1,238 Оси 0,5 2 и 6 819,09 409,545 ^^кптг 2 [=642,8 819,09
6 0,619 1,238 Оси 0,5 3 и 5 894,08 447,04 £sknm 2 =819,09 894,08
6 0,619 1,238 Ос 0,5 4 827,85 413,925 2^=894,08 2 | 327,85 Ssknn=827,85
& 6. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ СТЕН
(РАСЧЕТ ПО НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ) НА НАГРУЗКИ,
ДЕЙСТВУЮЩИЕ В ИХ ПЛОСКОСТИ
1. Расчет сечений простенков здания
в продольном направлении
Сечения простенков здания проверяются на внецен-
тренное сжатие, срез и главные растягивающие напряже-
ния.
226
В качестве примера приведен расчет сечения внутрен-
него простенка № 2 (по осям В - 3 на уровне перекрытия
I этажа, см. рис. IV.2), одного из наиболее нагруженного
и воспринимающего согласно табл. IV.5 расчетную гори-
зонтальную сейсмическую нагрузку (поперечная сила)
-102,19 кН (или 102,19:1,79 = 57,09 кН/м,
здесь 1,79 длина этого простенка, м). На другие простенки
(№№ 1 и 3) по продольным осям Б или В действуют Sknm
либо меньшей (№ 1), либо примерно такой же величины
(№ 3; 8кпт = 473,78:7,79 = 60,82 кН/м).
Расчетная длина рассматриваемого простенка № 2
включает в себя помимо собственной длины l'r =1,79 м и
две половины длины проемов 1"г =(1,21-2):2= 1,21 м, при-
мыкающих к простенку, т.е. Zx= 4+^ = 1,79+1,21= 3,0 м.
Помимо этой величины Zp в грузовую площадь, приходя-
щуюся на простенок № 2, входит участок длиной 12, рав-
ный сумме половины размеров между осями В ~Г
(4=6:2 = 3 м) и Б- В (4=3:2 = 1,5 м), т.е. l2=t2+t'2=
= 3+1,5 = 4,5 м. С учетом грузовой площади
= 3x4,5 м2) и по данным табл. IV.1 подсчет величин вер-
тикальных нагрузок, действующих на простенок № 2,
приведен в табл. IV.7.
Таблица IV.7
Расчетные величины вертикальных нагрузок,
действующих на простенок № 2 согласно грузовой площади
пп Наименование нагрузок Вычисление Расчетная нагрузка А\кН
А.Покрытие
1. Снег 0,7-1,40,5-3,0-4,5 6,62
2. Кровля 0,15-1,2-0,9-3,0-4,5 2,19
3. Выравнивающий слой 0,315-1,3-0,9-3,0-4,5 4,98
4. Утеплитель 0,88-1,2-0,9-3,0-4,5 12,83
5. Пароизоляция 0,03-1,2-0,9-3,0-4,5 0,44
6. Железобетонные плиты 3-1,1-0,9-3,0-4,5 40,1
7. Временная длительная 0,7-1,3-0,8-3,0-4,5 9,83
8. Кратковременная 0,7-1,3-0,5-3,0-4,5 6,14
83,13
227
Продолжение табл. IV.7
MN5 пп Наименование нагрузок Вычисление Расчетная нагрузка кН
9. Б. Перекрытие Линолеум 0,08-1,2-0,9-3,0-4,5 1,17
10. Мастика 0,02-1,3-0,9-3,0-4,5 0,32
11. Цементно-песчаная 0,4-1,3-0,9 3,0-4,5 6,32
12. стяжка Древесно-волокнистые 0,06-1,2-0,9-3,0-4,5 0,87
13. плиты Пергамин 0,03-1,2-0,9-3,0-4,5 0,44
14. Железобетонные плиты 3-1,1-0,9-3,0-4,5 40,1
15. Временная длительная 0,7-1,3-0,8-3,0-4,5 9,83
16. Кратковременная 2-1,3-0,5-3,0-4,5 17,55
Общий вес по п.Б от I и I этажей (76,6-2-153,2) 76,6 153;2
В. Собственный вес 0,4(0,9-3,0+2,1-1,79)18х 46,04
простенка 5-0,4 м; fej-0,9м; Z1-[2(1,21:2)+1,79-3,0m]; Л2-2,1м; Z2-1,79m Общий вес по п.В от I - II xl,1-0,9-46,04 : этажей (46,04-3-138,12) 138,12
Итого: пп.А - В: продольная сила (расчетная вертикаль-
нал нагрузка) 83,13+153,2+13? ,12-374,45«374,5 374,5
1.1. Проверка прочности простенков на внецентренное
сжатие
Изгибающие моменты, действующие на простенок № 2
первого этажа в верхнем и нижнем сечениях, по формулам
V
(Ш.32) и (Ш.ЗЗ) равны:
v t-k
33-3,3-0,8(3,3-2,1)]102,19=13,28кН-м;
t -к
228
V V
(aHhf-0,8h^£Stnn=(0,66-3,3-
t-k t-k
-0,8-0)102,19=222,57 kH-m.
Значение вертикальной сейсмической нагрузки от вер-
тикальной статической нагрузки - 374,5 кН
при расчетной сейсмичности 9 баллов на простенок № 2
составит (согласно п. 3.37 [11.80]) N„.r„=0,3N=0,3N_„=
=0,3-374,5=112,4 кН.
Если направление действия этой нагрузки принять
вниз (более невыгодное для напряженного состояния рас-
сматриваемого простенка), то расчетная величина про-
дольной силы (вертикальной нагрузки) будет несколько
увеличина и равна y=7<wam=Nemaw+N^=374,5+112,4=
=486,9 кН. Эксцентриситет приложения продольной силы
относительно центра тяжести сечения составит е0=МуВ21
/^am=222,57:486,9 = 0,46M=46cM<0,7?/=0,7U/2)=0,7x
х(179:2)=62,65 см, т.е. не превышает величину допуска-
емого эксцентриситета. Проверим случай —не действует
ли продольная сила за ядром сечения. Установить это
можно по величине эксцентриситета. Для прямоугольных
сечений е0 должна быть меньше величины (l/6)fe или
О,33у, т.е. для прямоугольных сечений должно быть выдер-
жано условие eo^0,166j/ = 0,33y. В нашем случае е0=
= 46 см > 0,ЗЗу - 0,33(179:2) = 29,54 см, т.е. условие не
соблюдается и поэтому продольная сила действует за яд-
ром сечения.
Расчет внецентренно-сжатых элементов неармирован-
ной кладки прямоугольного сечения (вначале проверим не-
сущую способность простенка, полагая, что он не армиро-
ван) производим по формуле (III.40). Вычислим величины,
входящие в нее: ysh(mKp) = l,2 (согласно табл. III.14);
тд — 1 (при толщине стены h >30 см. В нашем случае
h = 38+2 = 40 см. Здесь h принят с учетом общей толщи-
ны штукатурных слоев с двух сторон 5 = 2 см. Величину 5
допускается вводить в расчетную площадь элемента при
определении коэффициента продольного изгиба, а также
при расчете его на срез и главные растягивающие напря-
жения). Коэффициент д)г определяем по формуле (Ш.41),
в которой <у и <рс принимают (см. гл. III) соответственно по
расчетной высоте (длине) элемента I и фактической высо-
те элемента Н по табл. 18 [11.78] при отношении = l0/h
и X^ — H/hj, здесь h (для ZA)-меньший размер прямо-
угольного сечения (в нашем случае h - 40 см) и h (для
hc) — высота сечения в плоскости действия изгибающего
момента (в нашем случае Л,=179 см); hc- высота сжатой
части поперечного сечения простенка в плоскости дей-
ствия изгибающего момента, для прямоугольного сечения
имеем согласно п. 4,7 [11.78] /ic=/i-2e0—179-2-46=87 см;
Zo = 0,977, принимаемая при опирании на стену сборных
железобетонных перекрытий и заделке их опорных учас-
тков в кладке, где Н - расстояние между перекрытиями
при указанной заделке перекрытий равно высоте Нэ за
вычетом толщины железобетонной плиты, принятой рав-
ной 22 см, тогда Н—3,3- 0,22=3,08м—308 см. Отсюда
Zo=0,977-0,9-308=277,2 см. Упругая характеристика клад-
ки а, выполненной из глиняного кирпича на растворах
марки 25 и выше (в нашем случае принята такая кладка),
согласно табл. 15, п. 7 [11.78] равна а =1000. По формуле
(III.38) Xh = l0/h = 277,2:40 = 6,93 и согласно п. 4.7 [11.78]
iAc = H/hc = 308:87 = 3,54, тогда при а =1000 по
табл. III.11 при 1А —6,93 и XAd = 3,54 соответственно коэф-
фициенты <р и <рс равны: у- = 0,94 и <р - 1,0; отсюда по фор-
муле (III.41) ff>y = 0,5(<р + </О = 0,5(0,94 +1,0) = 0,97. 7? —
= 1,1 МПа-согласно табл. 111.12 при марках кирпича 75 и
раствора 25. Значение площади Ас по формуле (III.44)
равно А =А(1-“)=38-179(1-^-^-)=3306см2 (здесь тол-
h 179
щина простенка принята равной 38 см без учета штука-
турных слоев). Коэффициент © по формуле (Ш.43) равен
© = 1 + ejh = 1 + 46:179 = 1 + 0,26 = 1,26 < 1,45, т.е. условие
соблюдается и поэтому примем © = 1,26.
Подставим значения всех найденных величин в форму-
лу (111.40), получим [N]—ysA?njz>1jR4<.®-l,2-1-0,97-1,1-3306х
xl,26=5333,6 МПа-см2 = 533,36 кН >N= 486,9 кН, т.е. не-
сущая способность неармированного простенка № 2 на
внецентренное сжатие достаточна, так как условие проч-
ности соблюдается.
1.2. Проверка прочности простенков на срез
Расчетная горизонтальная сейсмическая нагрузка (по-
перечная сила), действующая на простенок № 2 по оси В
на уровне перекрытия первого этажа, согласно табл. IV.5
равна Q = Sknm - S1B2 = 102,19 кН.
230
Расчет неармированной кладки на срез при разруше-
нии вдоль горизонтальных швов (по неперевязанному сече-
нию) производим по формуле (Ш.45). Величины, входящие
в нее, следующие: у14-1 (согласно табл.III.14): Rtq{Rc^~
~0,11 МПа-для кладки из сплошных камней на растворе
марки 25 по табл. Ш.15; п-1; д-0,7; А -40-179-
— 7160 см2 (в отличие от расчета прочности простенка на
сжатие, здесь при его расчете на срез и в дальнейшем на
главные растягивающие напряжения, как и при определе-
нии коэффициента продольного изгиба, расчетная пло-
щадь простенка вычислена с учетом общей толщины шту-
катурных слоев с двух сторон величиной 2 см, т.е.
2е
Zi-38 + 2-40 см); по формуле (Ш.44)- Л =Л(1----------)=
h
2-46
=7160(1-------)= 3480 см2 (здесь при проверке прочности
179
простенка 2 на срез вместо А принимаем Ас, поскольку
е0 — 46 см>0,166/i- 0,166-179 - 29,71 см, т.е. больше до-
пускаемого эксцентриситета и поэтому и принято Ас, что
отвечает требованию п. 4.20 [11.78]; среднее напряжение
сжатия ао определяем при наименьшей расчетной про-
дольной нагрузке Nmin с коэффициентом 0,9. Для подсчета
Nmin вычтем (см. табл. IV,7) из N-N^ -374,5 кН
кратковременные нагрузки на покрытие (6,62 + 6,14-
-12,76 кН) и перекрытие (17,55- 2- 35,1 кН), а также
вертикальную составляющую сейсмической нагрузки
NceacM “ ^>^стат “ 0,3-374,5 -112,4 кН, т.е. принимаем
указанные нагрузки направленными вверх, как наиболее
неблагоприятные нагрузки для кладки, оказывающие раз-
гружающее действие. Исходя из этого Nmin - 0,91V-
-0,9(374,5-(12,76+35,1+112,4)] - 0,9-214,24-192,82кН;
отсюда по формуле (III.50) среднее напряжение сжатия i
составит <го - 0,9N/Ac — Л/то-/Л.с-(192,82:3480) кН/ см2-
-192,82-103:3480-55,41 Н/см2 - 0,5541 МПа.
Подставив в формулу (III.45) величины, входящие в
нее, получим: [Q] --ysA(T?s? + 0,8п/що)Лс - 1(0,11+0,8-1-0,7х
хО,5541)3480 - 0,42-3480 - 1461,6 МПа-см2 - 146,16 кН>
>Q-S1B2 -102,19 кН, т.е. несущая способность простен-
ка № 2 на срез достаточна, так как условие прочности со-
блюдается.
231
1.3. Проверка прочности простенков 4
на главные растягивающие напряжения
Расчетная горизонтальная сейсмическая нагрузка (по-
перечная сила), действующая и принятая на простенок
№ 2 по оси В на перекрытия первого этажа, как отмеча-
лось выше, равна Q = Sknm = S1B2 = 102,19 кН.
Расчет простенка на главные растягивающие напряже-
ния производим по формуле (III.48), используя для нее
формулы (III.44), (III.49) и (111.50). Величины, входящие
в эти формулы, следующие: по предыдущему подсчету по
формулам (Ш.44) и (III.50) соответственно Ае = 3480 см2
и а0 = 0,5541 МПа; Rtw{RSJ) - 0,12 МПа-для кладки из
сплошных камней на растворе марки 50 и выше по
табл. III.15; т(д)-1,5; значение Rt (RcJ по формуле
(III.49) равно: Rtq= ^Rtw(Rtw+ff) = 1/0,12(0,12+0,5541)=
=Jo,08=0,28 МПа.
Подставив в формулу (III.48) величины, входящие в
нее, получим: [Q]=—= —---------------= 659,8 МПа-см2 =
v 1,5
=65,98kH<Q= 8'1В2=102,19кН, т.е. несущая способность
простенка № 2 на главные растягивающие напряжения не-
достаточна, так как условие прочности не соблюдается.
Поэтому необходимо усилить простенок. Сопротивление
стен скалыванию (главным растягивающим напряжениям)
может быть увеличено путем усиления ее продольной ар-
матурой в горизонтальных швах. Расчетное сопротивление
скалыванию армированной кладки и процент армирования
кладки определяем соответственно по формулам (III.53) и
(III.58). Вычислим величины, входящие в них.
Примем армирование горизонтальных швов простенка
через 3 ряда кладки каркасами, состоящими из продольных
( Зоб шагом 170 мм) и поперечных ( 8о5 шагом 250мм)
стержней из арматуры класса Bp - I с расчетным сопротив-
лением T?s"7rs(/?sn:ys)-0,6(395:1,D-215,5 МПа. (Здесь зна-
чения коэффициентов ycs; ys и нормативного сопротивления
Rsn приняты соответственно по табл. 13, п. 1 [П.78]; табл. 21
[11.77] и табл. 20 [11.77]. Длина одного стержня, площадь и
объем арматуры равны: продольной - (,=179см; As=0,59 см2
для Зоб по прил.IV [II.2]; 1<=Х=1790-59 = 105-61см3; по-
перечной- Z'=38cm;A = 1,57 см2 для8об по прил. IV [П.2];
Х=^Х=38-1-57 = 59,66см3.
232
Для подсчета процента армирования примем кладку
высотой h = 100 см. Для такой кладки с объемом
Vk = 38-179-100 = 680200 см3 при ее армировании через 3
ряда по высоте, т.е. hs = s = (6,5+1,2)3 = 23,1 см (здесь 6,5
и 1,2 соответственно высота кирпича и толщина раствор-
ного шва), необходимо уложить 5,5 шт. каркасов
[(100:23,1)+1=5,33~5,5шт.] на 1 м высоты простенка (или
11 шт. на 2 м высоты) с общим объемом арматуры Vs=
= 5,5(^+^= 5,5(105,61+57,66) = 5,5-162,27=908,99 см3.
Процент армирования по формуле (III.58) при вычислен-
ных значениях Vs и Vk составляет
V 908,99
д = 100=--------100=0,13%>0,1%, т.е. д = 0,13%
Vk 680200
больше минимального процента армирования (0,05+
+0,05 = 0,1% или по 0,05% для каждого направления) и
поэтому согласно п. 5.8 [IV.8] вычисленный процент ар-
мирования должен быть учтен в дальнейших расчетах.
При вычисленных значениях д, Rs и ао по формуле
(Ш.53), имеем:
/iRs
100 100
0,13-215,5.0,13-215,5 г
-------—( ----------- + 0,5541)=
100 100
=т/о,28(0,28+0,5541)=Vo^23=O,48Mna. Подставив в фор-
мулу (Ш.48) значение Rstq вместо Rlq, получим несущую
способность армированного простенка:
= L Ц21,28МПа-см2=112,128кН>
v 1,5
>Q=<S,j.bw,=<S'LB2=102,19kH, т.е. несущая способность про-
стенка на главные растягивающие напряжения достаточна
при усилении его горизонтальных швов каркасами через 3
ряда кладки с общим количеством 5,5 шт. на 1 м высоты
простенка (рис. IV.9).
Таким образом проверка несущей способности простен-
ка N? 2 внутренней продольной стены по оси В показала,
что его прочность на внецентренное сжатие и срез будет
достаточна без усиления, а на главные растягивающие на-
233
арматурными каркасами 1 - 806 Вр-1; 2 - Зоб Вр-1
пряжения - при усилении горизонтальных швов кладки
рассмотренными каркасами.
Расчет остальных продольных и поперечных простенков
на I — III этажах здесь опускаем, поскольку они выполня-
ются по аналогии с описанным расчетом простенка № 2
или руководствуясь методикой, изложенной в работах
[IV.7,10].
ЛИТЕРАТУРА К ГЛАВЕ IV
1. ГОСТ 24698 - 81. Двери деревянные наружные для жилых и
общественных зданий. Типы, конструкции и размеры. М.: Изд-во стан-
дартов, 1981. 20 с.
2. ГОСТ 8.417 - 81 (СТ СЭВ 1052 - 78). Государственная си-
стема обеспечения единства измерений. Единицы физических величин.
М.: Изд-во стандартов, 1982. 40 с.
3. ГОСТ 11214 - 86. Окна и балконные двери деревянные с
двойным остеклением для жилых и общественных зданий. Типы, кон-
струкция и размеры. М.: Изд-во стандартов, 1986. 49 с.
234
4. ГОСТ 6629 - 74 . Двери деревянные внутренние для жилых и
общественных зданий. Типы и размеры. М.: Изд-во стандартов, 1987.
16 с.
5. ГОСТ 12,1.005-88. Система стандартов безопасности труда.
Общие санитарно-гигиенические требования к воздуху рабочей зоны.
М.: Изд-во стандартов, 1988. 75 с.
6. Каталог единых районных единичных расценок на стро-
ительные конструкции и работы, привязанные к местным условиям
для неспециализированных строек, расположенных в г. Алма-Ате.
Т. X, кн. I//EPEP 6, 7, Ь, 11, 12, 15/Госстрой КазССР. Алма-Ата: Жа-
зупш, 1984. 71 с.
7. Поляков С. В., Сафаргалиев С. М. Сейсмостойкость зданий с
несущими кирпичными стенами. Алма-Ата: Казахстан, 1988. 187 с.
8. Пособие по проектированию каменных и армокаменных кон-
струкций (к СНиП П-22-81)/ЦНИИСК им. Кучеренко Госстроя
СССР. М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1987. 152 с.
9. Сафаргалиев С. М. К определению усилий в перемычках кирпич-
ных зданий и их расчету сейсмостойкости//Прикладные задачи механи-
ки деформируемого твердого тела. Алма-Ата: Наука, 1989. с. 101 -118.
10. Сафаргалиев С. М. Сейсмостойкость зданий из индустриаль-
ных кирпичных изделий. Алма-Ата: Наука. 1988. 183 с.
11. СНиП 11-80-75. Предприятия бытового обслуживания на-
селения. М.: Стройиздат, 1976. 29 с.
12. СНиП 2.01.01-82. Строительная климатология и геофизи-
ка/Госстрой СССР. М.: Стройиздат, 1983. 136 с.
13. СНиП II-3-79 . Строительная теплотехника/Госстрой
СССР. М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1986, 32 с.
14. СНиП 2.09.04-87. Административные и бытовые здания/
Госстрой СССР. М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988. 16 с.
15. Справочник проектировщика: Вентиляция и кондициониро-
вание воздуха. Ч. П/Под ред. И. Г. Староверова. 3-е изд. М.: Строй-
издат, 1978. 509 с.
16. СТ СЭВ 1565-79. Нормативно-техническая документация
в строительстве. Буквенные обозначения. Утвержден Постоянной Ко-
миссией по стандартизации 01.06.79. Берлин, 1979. 15 с.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие ................................................. 3 |
Глава I. Сейсмостойкость зданий с кирпичными стенами по ре-
зультатам прошлых землетрясений............................ 7
Литература к главе I....................................... 32
Глава II. Методы усиления и повышения сопротивляемости кир-
пичной кладки для восприятия сейсмических нагрузок. 35
Литература к главе II...................................... 98
Глава III. К конструированию и расчету сейсмостойких кирпич-
ных (каменных) зданий.................................... 107
§ 1. К конструированию сейсмостойких кирпичных
(каменных) зданий............................... 107
§ 2. К расчету сейсмостойких кирпичных (каменных)
зданий.......................................... 119
1. Определение сейсмических нагрузок .... 119
2. Распределение сейсмических нагрузок между
стенами и их элементами..................... 132
3. Проверка прочности элементов стен .... 144
Литература к главе III.................................... 165
Глава IV. Пример расчета кирпичного здания на сейсмические
воздействия.............................................. 167
§ 1. Общая часть................................ 167
§ 2. Теплотехнический расчет ограждающих кон-
струкций ....................................... 172
§ 3. Определение расчетных сейсмических нагрузок
Sik............................................. 188
§ 4. Распределение расчетных горизонтальных
сейсмических нагрузок Sik между несущими
стенами..................................... 200
§ 5. Распределение расчетных горизонтальных
сейсмических нагрузок Sk между простенка-
ми ........................................ 218
§ 6. Проверка прочности элементов стен (расчет
по несущей способности) на нагрузки, дей-
ствующие в их плоскости..................... 226
1. Расчет сечений простенков здания в про-
дольном направлении...................... 226 ,
Литература к главе IV. ................................... 234