Каменные конструкции - Розенблюмас А.М.

Автор: Розенблюмас А.М.

Теги: строительство строительные конструкции каменные конструкции издательство высшая школа

Похожие

Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и сооружений. Каменные и армокаменные конструкции

Сейсмостойкие каменные конструкции

Проектирование каменных и армокаменных конструкций

Текст

А.М. РОЗЕНБЛЮМАС
ВЫСШАЯ III КОЛА -инн

ЗАМЕЧЕННЫЕ ОПЕЧАТКИ
Стр. Строка Напечатано Следует читать
259 8 сверху (рис. 89) (рис. 90)
17 снизу (рис. 89) (рис. 90)
260 8 сверху рис. 90 рис. 89
269 2 снизу (см. рис. 89) (см рис. 90)
Заказ Ш-1313

ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие.............................................. 9
Часть I
Теория расчета и основы проектирования элементов
каменных конструкций
Введение
Глава 1. Краткие исторические сведения.................. 11
Глава 2. Методы проектирования конструкций.............. 15
Задачи проектирования конструкций зданий (15). Сущность
методов расчета по допускаемым напряжениям и по разруша-
ющим нагрузкам (17). Метод расчетных предельных состо-
яний (19)
Материалы и виды кладок
Глава 3. Камни.......................................... 21
Природные камни (21). Искусственные камни (22). Марки кам-
ней (27). Водопоглощение. Морозостойкость (28)
Глава 4. Растворы....................................... 28
Виды растворов (28). Пластификаторы (30). Марки растворов
(32). Составы растворов (33)
Глава Б. Кладка из штучных камней ...................... 34
Сплошная кладка из искусственных камней (34). Облегченная
кирпичная кладка (35). Кладка с облицовкой (37). Кладка из
природных камней (39)
Глава 6. Крупные блоки и крупные панели................. 49
Разрезка крупноблочных стен. Материалы блоков (40). Кладка
стен из крупных блоков (42). Виды стеновых панелей (43).
Конструкции виброкирпичных панелей (44). Изготовление вибро-
кирпичных панелей (47)
Физико-механические свойства кладки
Глава 7. Сопротивление кладки сжатию.................... 48
Зависимость сопротивления сжатию от марок камня и раствора
(48). Разрушение кладки при сжатии (50). Факторы, влия-
ющие на прочность кладки (51). Прочность крупных блоков,
панелей и стен из них (53)
3
Глава 8. Сопротивление кладки растяжению и срезу............54
Сцепление камней с раствором (54). Сопротивление осевому
растяжению (56). Сопротивление растяжению при изгибе в
нормальных и косых сечениях (57). Сопротивление срезу (58).
Глава 9. Деформатнвные свойства кладки..................... 59
Упругие и неупругие деформации кладки (59). Модули упру-
гости и деформаций (61). Определение деформаций (63)
Неармированная кладка.
Глава 10. Центрально сжатые элементы...................... 64
Расчетная длина (64). Расчет усилий (65). Несущая способ-
ность (66). Изменение <р по высоте элемента, учет переменности
сечений (67)
Глава 11. Внецентренно сжатые элементы.................. . 67
Расчет усилий (67). Анализ предельного состояния (68). Случаи
внецентренного сжатия (70). Несущая способность при малых
эксцентрицитетах (70). Несущая способность при больших эксцент-
рицитетах (71). Несущая способность при косом внецентренном
сжатии (72).
Глава 12. Изгиб, растяжение, срез, смятие кладки........... 74
Расчет изгибаемых и растягиваемых элементов (74). Расчет
кладки на срез (74). Расчет кладки на местное сжатие (смя-
тие) (75)’
Глава 13. Многослойная кладка.............................. 77
Расчет по приведенным сечениям (77). Расчет сечений стен с
керамической облицовкой (79)
Глава 14. Расчет неармированной кладки по деформациями трещи-
ностойкости............................................ 82
Несущая способность по деформациям (82). Несущая способ-
ность по трещиностойкости (84). Расчет по трещиностойкости
кладки с керамической облицовкой (85)
Кладка с поперечной сетчатой арматурой
Глава 15. Общие сведения .................................. 86
Эффективность сетчатой арматуры (86). Данные для проектиро-
вания (87)
Глава 16. Расчет кладки с поперечной сетчатой арматурой. ... 89
Центрально сжатые элементы (89). Деформатнвные свойства
поперечно армированной кладки. Определение коэффициента <р
(90). Внецентренно сжатые элементы (90)
Кладка с продольной арматурой
Глава 17. Общие сведения................................... 91
Применение (91). Указания по конструированию (93). Указания
по расчету (94).
Глава 18. Изгибаемые элементы ............................ 96
Расчетные формулы (96). Применение расчетных формул (98).
Поперечное армированиё изгибаемых элементов (99)
Глава 19. Сжатые и растянутые элементы.....................100
Общие сведения (100). Центральное сжатие. Определение
модуля упругости Ео и коэффициента у (101). Случай I внецентрен-
ного сжатия (102). Случай II внецентренного сжатия (104). Учет
4
продольного изгиба при внецентренном сжатии (106). Случаи
I и II внецентренного растяжения (107)
Глава 20. Расчет кладки с продольной арматурой по деформациям
и трещиностойкости.....................................108
Общие сведения (108). Расчет по раскрытию трещин (109)
Кладка, усиленная железобетоном н обоймами
Глава 21. Комплексные конструкции.........................111
Общие сведения (111). Данные для проектирования (113).
Деформатнвные свойства. Определение коэффициента ср (114).
Расчет несущей способности (115)
Глава 22.Усиление кладок обоймами.........................116
Применение и виды обойм (116). Материалы. Указания по
конструированию (117). Расчет центрально и внецентренно
сжатой кладки с обоймами {118)
Часть II
Основы проектирования каменных конструкций жилых,
гражданских и промышленных зданий
Проектирование каменных зданий
Глава 23. Общие сведения..................................121
Деформационные швы (121). Повышение установленного рас-
стояния между швами (123). Мероприятия по защите от
влаги (124). Группы кладок. Предельные гибкости (125).
Армированные стены (125). Схемы опирания стен и стол-
бов (126).
Гла'ва 24. Стены и столбы многоэтажных зданий.............127
Допустимая этажность стен (127). Расчетные схемы стен и
столбов (128). Сечения стен и столбов в толще перекрытий
(129). Анкеровка стен и столбов (130). Изгиб стеи от
ветра (132)
Глава 25. Пространственная жесткость многоэтажных зданий . . . 132
Общие сведения (132). Ветровые нагрузки на консоли (134).
Расчет элементов консоли по прочности (135). Расчет элемен-
тов консоли по трещиностойкости (139)
Глава 26. Стены крупноблочных и бескаркасных крупнопанельных
зданий ...................................................139
Общие сведения (139). Особенности проектирования конст-
рукций поперечной жесткости зданий из крупных блоков (141)
Проектирование конструкций зданий из виброкирпичных па-
нелей (146)
Глава 27. Стены и столбы одноэтажных промышленных зданий . . 150
Указания по выбору материалов и конструированию (150)
Общие сведения о расчете (151). Расчет рам зданий с риге-
лями на одном уровне (152). Расчет рам зданий с ригелями на
разных уровнях (154). Упрощения в расчетах рам (155)
Расчетные сечения и длины стоек (157)
Глава 28. Каркасные стены.................................158
Общие сведения (158). Определение деформаций стен (159)
Определение усилий в стенах от деформаций каркаса (160)
Учет совместной работы заполнений с каркасом (161)
5
Проектирование частей каменных зданий
Г л а в а 29. Карнизы, парапеты и узлы заделки консольных балок . 162 .
Указания по конструированию карнизов (162). Расчет карнизов
и парапетов (164). Расчет заделки консольных балок (166)
Глава 30. Перемычки........................................168
Применение. Конструктивные указания (168). Расчет (171)
Г л а ва 31. Распределительные устройства..................173
Напряжения в кладке на глубине Л (173). Распределительные ь
подушки (176). Балки под глухими стенами (177). Балки под
стенами с проемами (179)
Глава 32. Фундаменты.......................................180
Общие сведения (180). Расчет фундаментов и подвальных
стен (182)
Глава 33. Перекрытия..................................... 183
Общие сведения (183). Конструирование (186). Расчет (187)
Глава 34. Своды двоякой кривизны...........................189
Общие сведения (189). Конструирование (191). Возведение (193).
Расчет усилий (195). Расчет сечений (198)
Глава 35. Другие своды.....................................200
Цилиндрические своды (200). Тонкостенные пространственные
своды (202)
Особенности проектирования каменных
конструкций, возводимых в зимних условиях
Глава 36. Общие сведения -...................'.............205
Возникновение метода раннего замораживания (205). Резуль-
таты опытов (206). Методы возведения зимней кладки и тре-
буемые расчеты (207)
Глава 37. Методы замораживания............................ 208
Материалы (208). Расчет для стадии законченного здания
(209). Расчет для стадии оттаивания (210). Расчет для стадии
оттаивания стен, подвергнутых одностороннему обогреву (211).
Конструктивные мероприятия (212). Проектирование кладки,
возводимой методом последующего замораживания (215)
Часть III
Примеры расчета и проектирования каменных конструкций
Неармированная кладка (примеры 1 — 6).....................216
1 центрально сжатый элемент (216). 2 — внецентренно сжатый
элемент (216). 3 — косо-внецентренно сжатый элемент (217).
4 — внецентренно растянутый элемент (217). 5 — многослойная
кладка (218). 6—кладка с керамической облицовкой (219)
Кладка с поперечной сетчатой арматурой (примеры 7 — 9) ... 219
7;8 — центрально сжатые элементы (219). 9 — внецентренно
сжатый элемент (220)
Кладка с продольной арматурой (примеры 10—13) . . •.......221
10 — центрально сжатый элемент (221). 11—изгибаемый эле-
мент (221). 12;13 — внецентренно сжатые элементы (223) J
Кладка, усиленная железобетоном и обоймами (примеры 14—17). 226
14;15 — внецентренно сжатые комплексные элементы (226).
16 — центрально сжатый элемент, усиленный армированной шту-
6
катурной обоймой (229). 17 — внецентренно сжатый элемент,
усиленный железобетонной обоймой (229)
Стены из виброкирпичных панелей (пример 18).................230
Задание (230). 1. Расчетные нагрузки (230). 2. Внутренняя
поперечная стена (230). 3. Торцовая стена (232). 4. Простенок
фасадной стены (233)
Конструкции крупноблочного многоэтажного здания с жесткой
конструктивной схемой (пример 19) .......................... 233
Задание (233). 1. Подготовительные данные (233). 2. Карниз (235).
3. Стены надземных этажей (238). Стены подвала (240).
5. Фундамент (242). 6. Анкеры (242). 7 Рандбалка над вит-
ринами I этажа (243). 8. Проверочной расчет для случая воз-
ведения верхних 3 этажей методом замораживания (245)
Конструкции пространственной жесткости крупноблочного мно-
гоэтажного здания (пример 20)............................... 246
Задание (246). 1. Подготовительные данные (246). 2. Расчет
сечений ветровой консоли на сжатие (248). 3. Расчет сечения
ветровой консоли на скалывание (249). 4. Скалывающие усилия
в шпонках (250). 5. Расчет шпонок и узлов их заделки (251)
6. Поясные блоки поперечной стены (253). 7. Перемычки по-
перечной стены (254)
Конструкции промышленного здания с упругой конструктивной
схемой (пример 21)..........................................255
Задание (255). 1. Расчетная схема и предварительные ра-
счеты (255). 2. Расчетные нагрузки на стойки (257). 3. Общее
решение поперечной рамы здания (260). 4. Усилия в стойках
от нагрузок (261). 5. Сводка усилий в стойках (265). 6. Расчет
сечений стоек (265)
Часть IV
Данные для расчета и проектирования каменных конструкций
(приложения)
Данные для расчета сечений по прочности (приложения I — IX) 270
I. Коэффициенты условий работы для расчетов по прочности
(270). II. Расчетные сопротивления кладки осевому сжа-
тию (272). Ill. Расчетные сопротивления кладки осевому растя-
жению, растяжению при изгибе, срезу, главным растягивающим
напряжениям (276). IV. Расчетные сопротивления арматуры,
применяемой для кладочных конструкций (278). V. Расчетные
сопротивления и модули упругости бетона, применяемого в кладке
и в комплексных конструкциях (278). VI. Данные для расчета
кладки на продольный изгиб (279). VII. Расчет внецентренно
сжатых элементов (281). VIII. Предельны^ допустимые отно-
шения сопротивления кладки местному сжатию к ее сопротив-
лению сжатию по всему сечению (282). IX. Расчет сечений
продольно армированных изгибаемых элементов (282).
Данные для расчета кладки по деформациям и трещиностойкости
(приложения X — XII)........................................283
X. Предельные относительные деформации растяжения кладки,
гарантирующие от появления недопустимых трещин fB покры-
тиях ее растянутой поверхности (283). XI. Коэффициенты усло-
вий работы для расчета кладки по трещиностойкости (284). XII.
Расчетные сопротивления арматуры для продольно армирован-
ных конструкций при расчете их по раскрытию трещин (285)
Данные для проектирования каменных зданий (приложения
XIII — XIX) ................................................286
XIII. Предельные расстояния между температурными швами в
7
неармированных стенах (286). XIV. Деление.кладок на группы
(287). XV. Предельная гибкость стен, перегородок и столбов
(287). XVI. Предельные расстояния между устойчивыми попереч-
ными конструкциями в зданиях жесткой конструктивной схемы
(289). XVII. Допускаемая этажность несущих стен (290). XVIII. Тех-
нико-экономические показатели по жилым зданиям и стенам (291).
XIX. Расчет стоек (293) .
Данные для проектирования частей каменных зданий (прило-
жения XX, XXI)...............................................296
XX. Данные для проектирования неармированных перемычек
(296). XXI. Данные для проектирования сводов двоякой кри-
визны (297)
Данные для проектирования . каменных конструкций, возводимых
в зимних условиях (приложения XXII—XXV)......................299
XXII. Дополнительные коэффициенты условий работы для кладки,
возводимой методом раннего замораживания (299). XXIII. Про-
чность цементных и смешанных растворов в зависимости от
продолжительности и температуры твердения (299). XXIV. Глу-
бина оттаивания замороженных стен при одностороннем их
отогревании (300). XXV. Несущая способность рано заморо-
женных и затем с одной стороны отогретых стен при осевом
сжатии в стадии оттаивания (301)
Литература................................................ 302
ПРЕДИСЛОВИЕ
В книге излагается курс каменных конструкций специаль-
ности «Промышленное и гражданское строительство» строи-
тельных вузов. Основной материал книги дан в первых
двух ее частях.
Изложение теории расчета и основ проектирования ка-
менных конструкций, составляющее I часть книги, дано при-
менительно к конструкциям любого назначения. Расчет се-
чений продольно армированных элементов излагается в
обобщенной форме. Соответствующие формулы и таблицы
приспособлены для расчета сечений из любых каменных ма-
териалов (в том числе комплексных и железобетонных сече-
ний). Приводится и несложный расчет таких сечений без
таблиц.
Материалы II части книги относятся лишь к зданиям или
их частям. Не излагаются (как не включенные в программу
книги) сведения о сейсмостойкости зданий, строительстве
над горными выработками и конструкциях специального наз-
начения (заводских трубах, башнях, подпорных стенках
и т. п.).
Дополнительные и пояснительные тексты обозначены в
первых двух частях петитом. Для удобства пользования кни-
гой все примеры расчета и проектирования выделены в от-
дельную часть — III, а данные для расчета и проектирова-
ния (таблицы) —в IV.
Материалы книги изложены в соответствии с данными
«Строительных норм и правил» 1962 г. (СНиП—62) и в соот-
ветствии с указанием ГОСТ 9867—61 о предпочтительном
применении Международной системы единиц (СИ).
При переводе единиц сил, выраженных в килограммах—сила
(кГ), в значения, выраженные в ньютонах (н), введено допу-
щение: 1 н = 0,1 кГ (вместо 0,102 кГ). В связи с этим числовые
значения сопротивлений материалов, выраженные в книге
в меганьютонах на квадратный метр (7Им/ж2), ровно в десять
раз меньше их значений, выраженных в СНиП—62 в кило-
граммах— сила на квадратный сантиметр (кГ/см*).
9
Кратные составные единицы СИ образованы присоедине-
нием соответствующей приставки (по ГОСТ 7663—55) к чис-
лителю.
Присоединение приставок к единицам, стоящим в знаме-
нателе, не допущено.
Единицы силы выражены в килоньютонах (1 кн=100кГ).
Для понятия «вес» как силы принят термин «сила тя-
жести» (она, как и другие силы, выражается в килоньюто-
нах). Расход материалов выражен в килограммах (кг) по
массе или в кубических метрах (ms) по объему.
Примеры носят комплексный характер: в них рассматри-
ваются конструктивные элементы одного здания или разные
случаи нагружения и предельного состояния одного эле-
мента. Такое изложение позволяет выявить реальность и
взаимосвязь принятых решений, а также сократить задания
и подготовительные расчеты (определение геометрических
и прочностных характеристик и т. п.). Читателю не соста-
вит труда найти в этих примерах и решения по отдельным
интересующим его вопросам.
Автор выражает глубокую благодарность доценту, канди-
дату техн, наук В. В. Бочкареву (Горьковский инженерно-
строительный институт), профессору П. Л. Еременбку
(Одесский инженерно-строительный институт), кандидату
техн, наук А. И. Рабиновичу (ЦНИИСК), доценту, кандидату
техн, наук К. В. Шмурнову (Московский инженерно-строи-
тельный институт) за полезные советы и замечания по руко-
писи книги.
А. М Розенблюмас
: Каунас, июнь 1963 г.
ЧАСТЬ I
Теория расчета и основы проектирования
элементов каменных конструкций
ВВЕДЕНИЕ
Глава I
КРАТКИЕ ИСТОРИЧЕСКИЕ СВЕДЕНИЯ
Каменные сооружения возводятся людьми в течение мно-
гих тысячелетий. Несмотря на это, до недавнего прошлого
не существовало достаточно разработанных методов их
расчета и проектирования. Современные методы определе-
ния усилий в каменных конструкциях от внешних воздей-
ствий стали применяться лишь во второй половине прош-
лого столетия. Подбор сечений конструкций до тридцатых
годов текущего столетия производился либо по грубым эмпи-
рическим формулам, либо по правилам сопротивления упру-
гих материалов без учета пластических свойств кладки. Гро-
моздкость конструкций с такими сечениями особенно
бросалась в глаза при сравнении с железобетонными кон-
струкциями, получившими с начала XX столетия широкое
распространение.
Развитие теории каменных сооружений началось с уточ-
нения расчета усилий от внешних воздействий. Многие рус-
ские ученые и инженеры в прошлом веке и в начале настоя-
щего провели выдающиеся исследования по расчетам камен-
ных сводов (проф. Л. Д. Проскуряков, проф. И. П. Про-
кофьев), мостов и устоев (акад. Е. О. Патон, акад. Г. П. Пе-
редерий), подпорных стен (проф. Ф. С. Ясинский) и др.
В дальнейшем стали уделять значительное внимание
исследованиям материалов и свойств кладки и способов
возведения ее. Большие экспериментальные исследования
в этой области были проведены советскими учеными. Их ра-
боты стимулировались потребностями строительства в СССР,
получившего, начиная с периода реконструкции промышлен-
ности, широкий размах. Ряд крупных экспериментальных
работ в области каменных конструкций был выполнен еще
до основания (в 1930 г.) лаборатории каменных конструкций
Центрального научно-исследовательского института промыш-
ленных сооружений (ЦНИПС). Инж. И. И. Ильин (Мосстрой)
11
доказал на опытах, что прочность кладки в весьма большой
степени зависит от прочности раствора в ее швах; проф.
Н. Н. Аистов исследовал зависимость прочности кладки от
толщины швов, проф. В. А. Гастев показал, что в сжатой
кладке кирпич работает в основном на изгиб, а не на сжа-
тие, и т. д.
Работы советских ученых уже в ту пору выявили тесную
взаимосвязь между прочностью кладки и качеством шва.
Между тем за рубежом в то время не придавали значения
этому обстоятельству. Заграничные специалисты считали,
что для обеспечения достаточной прочности кладки тре-
буется лишь достаточно большой запас против разрушения
камней, из которых она сложена. Например, немецкие нормы
для кладки из кирпича прочностью 15,0 Мн/м2 допускали,
независимо от прочности ее раствора, сжимающие напряже-
ния в 1,4 Мн/м2, показывая при этом, что коэффициент
запаса составляет 15,0:1,4» 11. Между тем, как выявили со-
ветские исследования, действительный запас прочности в
кладке в этом случае составляет, в зависимости от каче-
ства раствора, от 3 до 1,5.
Большую роль в развитии теории и практики каменного
строительства сыграли исследования, осуществленные в
ЦНИПСе С. А. Семенцовым, А. А. Шишкиным, И. Т. Ко-
товым, В. А. Камейко, Н. И. Кравченя и другими учеными
под руководством проф. Л. И. Онищика. В книге [7], напи-
санной последним в 1939 г. на основании этих исследований,
изложены основы современных представлений о работе ка-
менных конструкций. Свою актуальность книга в значитель-
ной части сохраняет еще и по настоящее время. Исследо-
вания проф. Л. И. Онищика и его сотрудников выявили
работу неармированной и армированной кладки разнообраз-
ных систем из различных камней и растворов при централь-
ном и внецентренном сжатии, смятии, срезе, растяжении,
изгибе, показали совместную работу стен и столбов зданий,
работу рандбалок и т. д.
Одновременно в СССР проводились и другие крупные
исследования. Проф. Н. А. Попов разработал теорию проч-
ности растворов, которая была дополнена в дальнейшем
проф. В. П. Некрасовым. Последний предложил также не-
сколько видов армокаменных конструкций, в том числе
кладку с поперечным сетчатым армированием. Проф.
А. А. Гвоздев доказал возможность применения неармиро-
ванных рядовых перемычек. Проф. П. Л. Пастернак разрабо-
тал теорию комплексных конструкций, кладки, работающей
совместно с железобетоном. По предложению канд. техн,
наук А. И. Рабиновича были внедрены в практику весьма
экономичные тонкостенные каменные своды двоякой кри-
12
визны для пролетов до 24 м. Под руководством проф.
П. Л. Еременока были осуществлены исследования строи-
тельных свойств известняков — ракушечников, способство-
вавшие широкому применению этой распространенной на
юге СССР легкой породы в строительстве.
Доктора техн. наук. В. Н. Сизов, С. А. Миронов,
А. А. Шишкин, кандидаты техн, наук И. Г. Совалов,
М. В. Челбаев и другие советские ученые провели исследо-
вания по вопросам строительства в зимних условиях и раз-
работали так называемый метод замораживания. Их работы
в большой мере способствовали устранению сезонности в
строительстве.
Проф. Л. И. Онищик, инженеры Н. С. Попов, Н. М. Ор-
лянкин, Р. Н. Попова, архитектор С. А. Власов, каменщики-
новаторы П. С. Орлов, С. С. Максименко и др. внесли ряд
ценных предложений по усовершенствованию систем пере-
вязки кладки и улучшению конструкций облегченных стен.
После Великой Отечественной войны широко начали при-
менять в нашем строительстве эффективные пустотелые, по-
ристые камни, что позволило в значительной мере умень-
шить толщину стен и силу тяжести здания.
Несмотря на усовершенствования, введенные в процесс
возведения кладки из штучного кирпича или штучных мелких
камней, эта кладка не отвечает необходимости сокраще-
ния сроков строительства. Процессы возведения такой клад-
ки не поддаются механизации в достаточной мере. Требуются
значительные затраты ручного труда на месте постройки,
кроме того, объем мокрых процессов получается большой,
что особенно нежелательно при работах в зимних условиях.
Требованиям индустриального строительства в большей мере
отвечает кладка из крупных блоков.
Впервые кладка из крупных шлакобетонных блоков в
СССР применена в 1927 г. в Москве (под руководством ин-
женеров Г. Б. Красина и Е. В. Костырко) на постройке не-
скольких многоэтажных зданий. Значительное развитие круп-
ноблочное строительство в СССР получило после Великой
Отечественной войны и особенно в настоящее время.
Наряду с крупными блоками из легких, ячеистых и тяже-
лых бетонов, а также с автоклавными, получаемыми из си-
ликатной массы, по предложению инженера В. С. Ребрикова
применяются блоки, складываемые на заводах из кирпича
всевозможных видов с последующей доставкой на площадку.
Следует отметить, что крупные кирпичные блоки широко
применяются в массовом строительстве Чехословакии. В
последние годы в нашей стране начали изготовлять вибро-
кирпичные блоки, .имеющие по сравнению с невибрируемыми
примерно вдвое большую прочность.
13
Значительным вкладом в дело изучения работы кладки
из крупных блоков и легких эффективных материалов с об-
лицовками и без них является ряд исследовательских работ,
выполненных в ЦНИПСе и затем ЦНИИСКе (Центральном
научно-исследовательском институте строительных конструк-
ций) проф. Л. И. Онищиком, кандидатом техн, наук С. А. Се-
менцовым, доктором техн, наук С. В. Поляковым, кандида-
том техн, наук А. С. Дмитриевым и другими учеными и
инженерами.
В докладе ЦК КПСС XXII съезду указывалось, что
за 20 лет жилой фонд потребуется увеличить примерно
втрое. Среднегодовой объем жилищного строительства
возрастет примерно со 135 млн. кв. метров общей площади
жилищ в 1961 — 1965 гг. до 400 млн. кв. метров в 1976 —
1980 гг.
«Огромные масштабы капитального строительства, — ска-
зано в Программе КПСС, — требуют быстрого развития и
технического совершенствования строительной индустрии и
промышленности строительных материалов до уровня, обес-
печивающего потребности народного хозяйства, максималь-
ного сокращения сроков, снижения стоимости и улучшения
качества строительства путем его последовательной инду-
стриализации, быстрейшего завершения перехода на возве-
дение полносборных зданий и сооружений по типовым проек-
там из крупноразмерных конструкций и элементов промыш-
ленного производства».
В свете этих указаний большую важность приобретает
внедряемое у нас строительство из крупных (размерами на
комнату) тонкостенных вибрированных кирпичных панелей,
предложенных НИИ строительной физики и ограждающих
конструкций. Значительным вкладом в освоение такого строи-
тельства являются исследовательские работы, проведенные
проф. Г. Ф. Кузнецовым, кандидатами техн, наук С. А. Семен-
цовым, Н. В. Морозовым, П. Ф. Сыпчуком.
Из виброкирпичных панелей возводят внутренние несу-
щие и внешние утепленные стены жилых зданий. Панели
изготовляют на кирпичных заводах с применением вибрации,
благодаря чему они приобретают высокую прочность и ста-
новятся вполне транспортабельными.
Применение виброкирпичных панелей отвечает принципам
индустриализации строительства, позволяет в 2 раза и более
уменьшить расход кирпича, значительно снизить силу тяже-
сти зданий, уменьшить затраты труда на площадке, ускорить
сроки возведения зданий и снизить стоимость 1 кв. м жи-
лой площади не менее чем на 10% по сравнению с наибо-
лее экономичными типами обычных домов' из кирпича.
14
В результате большого труда советских исследователей
в СССР в 1935 г. впервые в мире были изданы специальные
нормы по проектированию каменных конструкций. В 1943 г.
появились «Указания по проектированию каменных конструк-
ций в условиях военного времени». В них впервые в приме-
нении к каменным конструкциям был отражен метод расчета
конструкций по разрушающим нагрузкам, созданный труда-
ми советских ученых. В дальнейшем был развит унифициро-
ванный для всех строительных конструкций метод расчета
по предельным состояниям. Этот метод вошел в «Строитель-
ные нормы и правила» (СНиП), изданные в 1954 г. и, соот-
ветственно, — в нормы проектирования каменных конструк-
ций НиТУ — 120—55. В 1962 г. вошли в действие новые
СНиП, в которых метод предельных состояний нашел еще
более глубокое и всестороннее отражение.
Создание наиболее совершенного метода расчета конструк-
ций, проведение всесторонней исследовательской работы в
области каменных конструкций и широкое их применение
обеспечили нашей стране приоритет в решении очень многих
вопросов теории и практики каменного строительства. Его
уровень в СССР превышает уровень строительства каменных
сооружений в наиболее развитых странах. Благодаря при-
менению усовершенствованных подъемных механизмов в
нашей стране теперь в кратчайшие сроки воздвигаются круп-
нейшие каменные сооружения из сборных стандартных эле-
ментов заводского изготовления. Применение крупных блоков
и виброкирпичных панелей, обладающих большой степенью
заводской готовности, осуществляется во все возрастающих
масштабах.
Глава 2
МЕТОДЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КОНСТРУКЦИЙ
Задачи проектирования конструкций зданий
В свете задач, поставленных перед советскими строите-
лями Программой КПСС, проектирование каменных конструк-
ций следует вести рационально и экономично, применяя мест-
ные материалы и вводя индустриальные методы изготовления
и возведения конструкций. Следует стремиться к уменьше-
нию силы тяжести зданий и применять для их возведения
крупноразмерные элементы (блоки, панели), что позволит
сократить сроки строительства и затраты ручного труда.
Проектирование несущих конструкций зданий можно раз-
делить на следующие этапы:
15
1. Распределение конструкций в проекте здания, назна-
чение их форм и размеров.
2. Расчет нагрузок и усилий (моментов, сил) для каждой
принятой статической схемы.
3. Расчет конструктивных элементов по найденным уси-
лиям.
4. Изображение элементов и деталей конструкций на чер-
тежах.
Распределять в здании конструкции и их системы необ-
ходимо так, чтобы они наиболее экономично обеспечивали
достаточную прочность и жесткость каждой части и всего
здания в целом. Конструктивное решение должно быть со-
гласовано с архитектурно-планировочным решением здания
и с требованиями технологических процессов, предусматри-
ваемых в данном здании. Оно должно также соответство-
вать положениям Единой модульной системы, поскольку та-
кое соответствие позволяет наиболее полно использовать в
строительстве зданий стандартные индустриальные изделия
и сокращать объем работ на месте строительства.
Усилия в конструкциях определяются по законам строи-
тельной механики. В настоящей книге определение их дано
лишь для отдельных случаев, особо характерных для камен-
ного строительства.
В основном здесь рассматриваются расчет каменных эле-
ментов, подбор и проверка сечений по найденным усилиям;
по этим данным можно конкретно и детально изобразить
конструкции на чертеже.
Каменные элементы рассчитывают по усилиям не только
для выявления их характеристик, — размеров сечений, арми-
рования, материалов и т. п., обеспечивающих наиболее эко-
номично прочность конструкции, но в необходимых случаях и
для выявления способности элементов противостоять чрез-
мерным деформациям или раскрытию трещин.
Расчет сечений можно проводить двояким путем. Можно
задаться всеми величинами сечения: размерами, качеством
материалов и т. п., затем определить его несущую способ-
ность и сопоставить ее с усилием. Это—проверка сечения.
Но можно задаться и не всеми его величинами, а недостаю-
щие величины определить из условия соответствия несущей
способности сечения усилию. Это — подбор сечения.
При расчете элементов на прочность сечения обычно
подбирают, т. е. по усилиям определяют их величины, так
как до начала расчета они частично неизвестны. Можно
расчет на прочность вести и путем проверки сечений: задав-
шись всеми недостающими величинами, определять несущую
способность сечений и сравнивать ее с усилиями.
16
При расчете элементов' по деформациям и трещиностой-
кости сечения обычно проверяют, так как все их величины
в данной стадии расчета уже известны из предшествующего
расчета по прочности.
Сущность методов расчета по допускаемым напряжениям
и по разрушающим нагрузкам
Расчет каменных конструкций по допускаемым напряже-
ниям применялся в нашей стране до 1943 г. В некоторых
зарубежных странах он применяется до сих пор. С помощью
такого расчета показывают, что напряжения в конструкции
от эксплуатационных нагрузок не превышают так называе-
мых допускаемых напряжений, составляющих часть предель-
ного сопротивления материала.
Определяя напряжения в кладке от эксплуатационных
нагрузок, принимают, что нормальные напряжения в ее се-
чениях распределяются по линейному закону. Сопротивле-
ние кладки растяжению при расчете по прочности не учиты-
вают. К расчету применяют законы сопротивления вполне
упругих материалов.
Предпосылки такого метода весьма неточны, так как
эпюры напряжений в сечениях кладки нельзя рассматри-
вать как линейные (см. главу 9). Кроме того, отношение
предельного сопротивления материала к его допускаемому
напряжению не отражает запаса прочности в конструкции,
так как с увеличением усилия изменяется не только вели-
чина напряжений в сечениях кладки, но и картина их рас-
пределения по сечению. Вследствие этого не выявляется
фактический запас прочности в конструкциях.
При расчете по допускаемым напряжениям достаточная
прочность кладки получается обеспеченной. Но неправиль-
ное отражение в нем запаса прочности часто ведет к тому,
что запас этот оказывается непомерно большим, а кладка —
громоздкой и неэкономичной.
В связи с недостатками описанного метода в СССР было
сделано много предложений по изменению метода расчета
конструкций. В 1932 г. проф. А. Ф. Лолейт предложил тео-
рию для определения наименьших величин усилий, вызываю-
щих разрушение железобетонных элементов. Эта теория
была экспериментально проверена научными работниками
ЦНИПСа под руководством проф. А. А. Гвоздева и развита
ими в метод расчета по разрушающим нагрузкам. В 1938 г.
этот метод был впертые введен, как обязательный при рас-
четах, в советские нормы проектирования железобетонных
конструкций. В проектировании каменных конструкций он
был принят в 1943 г. и затем в более Оо®в«рше ином виде
2 Розенблюмас
17
в нормы проектирования каменных и армокаменных кон-
струкций 1949 г. (Н-7-49).
В расчетах по методу разрушающих нагрузок конкретно
выявляются запасы прочности в конструкции, так как опре-
деляются усилия, при которых начинается разрушение эле-
мента, образование или раскрытие в нем трещин, потеря им
устойчивости при опрокидывании или скольжении. Иными
словами, данный метод исходит из выявления несущей спо-
собности сечений по отношению к указанным воздействиям.
Несущую способность сечения 7VP по прочности и 7VT по
трещиностойкости определяют путем рассмотрения сечений
в стадии разрушения и трещинообразования: принимается,
что в этих стадиях напряжения в сечениях достигают соот-
ветственно нормативных (по Н-7-49) пределов прочности ма-
териалов при сжатии и при растяжении. Теория определения
разрушающих усилий основана на результатах испытаний
конструктивных элементов до разрушения или образования
трещин и этим отличается от теории сопротивления упругих
материалов.
Устойчивость конструкции определяют обычными спосо-
бами строительной механики как для конструкции, находя-
щейся под воздействием собственной силы тяжести и дру-
гих постоянных грузов, обусловливающих эту устойчивость.
Отношение несущей способности Np, найденной описан-
ными способами, к усилию N от внешних воздействий дает
коэффициент запаса против разрушения, трещинообразования,
опрокидывания, скольжения. Сечения кладки считаются до-
статочными, если удовлетворяется условие:
где « — коэффициенты запаса по нормам (Н-7-49); их вели-
чины зависят от вида усилий и вида конструкций.
Как видно из изложенного, метод разрушающих нагрузок
более обоснован, чем метод допускаемых напряжений. Но
все же и в нем вопрос о запасе против разрушения нельзя
считать в достаточной степени решенным. Применение в нем
единого коэффициента запаса к затрудняет оценку неодина-
кового влияния разных факторов — перегрузки, неоднород-
ности свойств материалов и т. д. — на несущую способность
конструкций и является препятствием для дальнейшего со-
вершенствования конструкций и повышения их экономично-
сти. При едином обобщенном коэффициенте к не всегда
можно учесть указанные факторы. Например, нельзя учесть,
что действие момента к-М в совокупности с продольной
силой к • N может быть для каменного столба не так опасно,,
как действие того же к-М, но с силой кх • N при к1<^к.
18
Метод расчетных предельных состояний
В 1944 г. советские ученые предложили заменить один
коэффициент запаса несколькими для оценки влияния отдель-
ных факторов на безопасность конструкции. С 1 января
1955 г. после большой подготовительной экспериментально-
исследовательской работы в СССР перешли к расчету кон-
струкций по предельным состояниям.
Предельными называются состояния, при которых кон-
струкция перестает удовлетворять предъявляемым к ней
эксплуатационным требованиям. Учитываются три вида пре-
дельных состояний:
первое — по несущей способности;
второе — по деформациям и перемещениям;
третье — по трещиностойкости.
Чтобы конструкция работала в условиях, ограниченных
предельными состояниями, вводят следующие три вида коэф-
фициентов:
1) коэффициент перегрузки га;
2) коэффициенты однородности материалов к;
3) коэффициенты условий работы т.
Коэффициенты перегрузки п учитывают отклонение на-
грузок в неблагоприятную сторону от их нормативных значе-
ний. Произведение нормативной нагрузки рк на коэффициент
п называют расчетной нагрузкой: р = рк • га.
Усилия (силы, моменты), определенные по расчетным на-
грузкам, называют расчетными усилиями (7V).
Значения га могут быть и менее единицы. Например, при
расчете опорной стенки на опрокидывание ее несущую спо-
собность 7VP (устойчивость) определяют по ее силе тяжести.
Назначение обычного для силы тяжести коэффициента пере-
грузки га = 1,1 привело бы в данном случае к преувеличе-
нию устойчивости . В подобных случаях принимают л<1.
При расчете кладки по деформациям перегрузку не учи-
тывают (принимают га = 1), так как для деформаций кладки
(при обеспеченной ее прочности) некоторая перегрузка прак-
тически значения не имеет. То же относится и к расчету
армированной кладки по трещинам. При расчете неармиро-
еанной кладки по трещинам перегрузку учитывают, так как
Такая кладка может при образовании трещин обрушиться.
Коэффициенты однородности к и коэффициенты усло-
вий работы т назначают пределам прочности материалов
(предельному сопротивлению кладки, пределу текучести
арматуры и т. п.). Произведения нормативных сопротивлений
материалов RK на коэффициенты к и т называют расчетными
сопротивлениями:
R = R" -к- т. (2.1)
2* 19
В нормах приведены округленные расчетные значения
сопротивлений /?, в которые коэффициенты к и частично т
уже входят. В некоторых случаях эти сопротивления умно-
жают еще и на дополнительные коэффициенты условий ра-
боты т. Соответствующие этим случаям значения т приво-
дятся в приложениях I, XI и ХХП.
Несущую способность, определенную по расчетным соп-
ротивлениям материалов R (взятым со всеми дополнитель-
ными коэффициентами т), называют расчетной несущей спо-
собностью.
В методе расчетных предельных состояний вопрос запаса
решается в начале расчета, так как расчет с самого начала
ведется не по нормативным нагрузкам рк и нормативным
сопротивлениям Л?" • а по расчетным нагрузкам р=рп'П и
расчетным сопротивлениям R = R" -к-т. Расчетные усилия
N и расчетные несущие способности Ар получают с учетом
всех факторов, которые могут неблагоприятно влиять на
работу конструкции.
По первому предельному состоянию каменная конструк-
ция считается удовлетворяющей требованиям, если во всех
ее частях выполняется условие:
Np > N. (2.2)
По второму предельному состоянию конструкция счита-
ется годной, если ее деформации е, определенные по норма-
тивным нагрузкам, не превышают указанных в нормах пре-
дельных значений деформаций епр:
епр > е. (2.3)
По третьему предельному состоянию неармированная
кладка должна удовлетворять условию:
N.>N, (2.4)
н кладка с продольной арматурой условию:
(2.5)
где № —усилие, определенное по нормативным нагрузкам.
В расчетах каменных конструкций методом предельных
состояний обычно оперируют расчетными величинами уси-
лий (7V), несущих способностей (Np , NT), сопротивлений (₽).
В дальнейшем под терминами «усилие», «несущая способ-
ность», «сопротивление» и т. п., приводимыми в тексте книги
без пояснений, всегда подразумеваем соответствующие ра-
счетные величины: N, Np или 7VT, R и т- п. При этом под
R подразумеваются расчетные сопротивления, взятые с уче-
том всех дополнительных коэффициентов т. При таком тол-
20
ковании значений R из формул выпадают обозначения коэф-
фициентов т, и формулы упрощаются. Необходимость вве-
дения каких-либо т в то илй иное значение R поясняется в
соответствующих приложениях книги и, по мере надобности,
в тексте, следующем за формулой.
Числовые значения нормативных сопротивлений RH в книге не приво-
дятся. фигурируют в излагаемом курсе редко (в расчетах модулей де-
формаций) и лишь в виде произведений (т/?н) на коэффициенты условий
работы. Данные произведения можно, согласно (2.1), определять по формуле
(mRa) = R:k. (2.6)
МАТЕРИАЛЫ И ВИДЫ КЛАДОК
Г лава 3.
КАМНИ
Природное камни
По степени и характеру обработки поверхностей природ-
ные камни, применяемые в строительстве, разделяют на сле-
дующие разновидности:
рваный бут — необработанный камень с ломаными гра-
нями, острыми углами, без плоских сторон;
постелистый бут—камень с двумя примерно параллель-
ными естественными плоскостями (постелями);
бутовая плита — постелистый бут, имеющий форму плиты;
бут под скобу — камень с грубо отесанными постелями и
грубо околотыми боковыми поверхностями;
тесаные камни: грубой тески — с выступами до 2 см; по-
лучистой тески — с выступами до 1 см; чистой тески — с
выступами до 0,2 см. Высоту тесаных камней обычно при-
нимают: в кладках — не менее 12 см, в сводах — не менее
9 см.
Сила тяжести камней тяжелых пород: гранита — 26—
27 кн/м&, известняка и песчаника —до 26 кн/м\
Необработанные и грубо обработанные камни тяжелых
пород часто применяют для кладки фундаментов и подваль-
ных стен зданий.
Тесаные камни с фактурами, полученными обработкой
ударными или абразивными инструментами: бугристые, риф-
лёные, шлифованные, зеркальные и др. применяют для обли-
цовок. Часто их делают из пород средней твердости: мра-
моров, песчаников, известняков и др. Йз твердых пород:
21
кварцитов, сиенитов, гранитов, лабрадоритов и др. камни
изготовляют лишь при повышенных требованиях к долго-
вечности или архитектурному оформлению зданий, так как
обработка твердых пород весьма трудоемка и дорога.
Камни легких пород выпиливают с помощью камне-
резных машин и употребляют в виде параллелепипедов для
кладки надземных стен. Сила тяжести камней из туфа —
7,5—14 кн/м?, из известняка-ракушечника — 8—18 кн/м*. Сто-
имость их из-за легкости распиловки мала; их вывоз эконо-
мически оправдывается на расстояния до 1000 км от места
добычи. Благодаря пористости камни обладают хорошими
теплоизоляционными свойствами. Морозостойкость легких
камней относительно низка, в связи с чем их применение
для частей зданий, подвергающихся интенсивному увлаж-
нению и замораживанию, ограничено. Свежедобытый камень
необходимо выдержать для просушки. Обычные размеры
пиленых камней 490 X 240 мм или 390 X 190 мм при высоте
188 мм.
Пиленые камни и блоки добывают главным образом на
юге СССР: в Крыму, Молдавии, на Кавказе. Их производство
непрерывно растет и к 1965 г. будет доведено до 8 млрд,
штук условного кирпича в год, т. е. примерно до 9% об-
щего выпуска стеновых материалов в СССР.
Искусственные камни
Кирпич обожженный, глиняный и силикатный (автоклав-
ный) изготовляют одинарной толщины (250 X 120 X 65 мм),
полуторной толщины (250 X 120 X ЮЗ мм) и толщиной 88 мм
(250 X 120 X 88 мм). При толщине 88 мм высота стены по-
лучается кратной модулю 100 мм, так как нормальная тол-
щина горизонтального шва — 12 мм. Изготовляют также кир-
пич размерами 257 X 123 X 88 мм — он дает высоту стены
кратную 100 мм и длину — кратную 400 мм (257 + 10 + 123+
+10=400 мм, где 10 мм—нормальная толщина вертикального
шва).
По способу формовки кирпич глиняный, обожженный под-
разделяют на кирпич пластического и полусухого прессова-
ния. Кирпич пластического прессования при одинаковой проч-
ности более долговечен и имеет значительно больший модуль
деформаций, т. е. под одинаковым давлением деформиру-
ется значительно меньше, чем кирпич полусухого прессо-
вания и силикатный кирпич. Кроме того, кирпич пластиче-
ского прессования не подвержен ползучести (свойству-дефор-
мироваться во времени под неизменным давлением), в то
время как кирпич полусухого прессования и силикатный про-
являют это свойство в значительной степени.
22
В настоящее время широко применяют эффективный лег-
кий кирпич: пустотелый (дырчатый, рис. 1), пористо-дырча-
тый (облегченный за счет введения в состав глины выгораю-
щих добавок), легковесный и др. По сравнению со сплош-
ным легкий кирпич имеет меньшую теплопроводность и
меньшую силу тяжести, что позволяет уменьшать толщину
наружных стен на 20% и делать их более легкими.
Сплошной кирпич следует применять для конструкций,
в которых может быть использована его прочность, массив-
Рис. 1. Облегченный кирпич:
а—пустотелый (дырчатый) по ГОСТ 6316—55 с 13, 19, 32, 78 пустотами;
б— многодырчатый с 31, 60, 105 отверстиями
ность, устойчивость в отношении влаги, например для стол-
бов, простенков, стен нижних этажей многоэтажных зданий,
стен производственных зданий, оборудуемых кранами, стен
помещений с повышенной влажностью (большей чем 60%),
стен подвалов и т. п.
Сила тяжести кирпича: сплошного красного — 17—19 кн/м3-,
силикатного —18—20 кн/м3-, пустотелого 14. кн/м3\ легковес-
ного (пористого)—7—14,5 кн/м\
Керамические пустотелые камни изготовляют как из вы-
сококачественных глин, таки из обыкновенных. Толщина сте-
нок камней из обыкновенных глин должна быть не менее
15 мм. Объем пустот в некоторых керамических камнях
достигает 60%, объемная сила тяжести таких камней значи-
23
телыю ниже, чем пустотелого кирпича. Иногда в сырьевую
керамическую массу при изготовлении камня вводят выго-
рающие добавки, это также дает уменьшение объемной
силы тяжести камней на 10—15%, но ухудшает формуемость
их массы и уменьшает их прочность.
Керамические камни изготовляют с вертикальными и го-
ризонтальными пустотами (рис. 2). Для несущей кладки це-
Рис.' 2. Керамические камни:
а, б — с вертикальными пустотами по ГОСТ 6328—55, для тычков;
в — то же, для ложков; г— Г-образный десятищелевой; д — с горизон-
тальными пустотами
лесообразно применять камни с вертикальными пустотами,
так как их сопротивление воздействию вертикальных нагру-
зок больше, чем камней с горизонтальными пустотами. Чтобы
раствор при возведении кладки не проваливался в вертикаль-
ные пустоты, их делают узкими, щелевидными (шириной до
12 мм).
На камни с горизонтальными пустотами укладывать ра-
створ удобнее, но кладка из них получается более слабой,
с незаполненными вертикальными швами. Такие камни изго-
товляют с относительно большим объемом пустот. Приме-
нять их целесообразно для внутренних малонагруженных
стен и перегородок.
Обыкновенные бетонные камни делают таких размеров,
чтобы каменщик мог уложить их двумя руками в стену. Их
оптимальная сила тяжести 0,12—0,16 кн, но применяют и
камни силой тяжести до 0,32 кн. Камни из тяжелых бетонов
идут на кладку фундаментов, цоколей, стен мокрых помеще-
ний; камни из легких и ячеистых бетонов — накладку надзем-
ных стен. Обычные размеры стеновых камней — 390 X 190 X
X 188 мм и 390 Х90Х 188 мм. Довольно широко применяют
камни типа «Крестьянин» со щелевидными пустотами и верх-
ней диафрагмой и камни с тремя сквозными пустотами
(рис. 3). Сила тяжести одного камня 390 X 190 X 188 мм при
объемной силе тяжести бетона 15 кн/м? составляет: типа
«Крестьянин» — 0,15 кн, трехлустотного — 0,122 кн.
24
Рис. 3. Легкобетонные камни:
а — типа «Крестьянин»; б — трехпустотный — ложковый
(в тычковых камнях выемкн на торцах отсутствуют)
Изготовление камней типа «Крестьянин» с верхней диафрагмой
сложнее, чем трехпустотных. Но при возведении стен из трехпустотиых
камней их сквозные пустоты приходится заполнять шлаком, чтобы избежать
циркуляции воздуха в пустотах и охлаждения стен. Это усложняет ^произ-
водство работ, особенно в дождливое время, так как шлак нужно предо-
хранять от увлажнения. В связи с этим и трехпустотные камни предпочи-
тают иногда изготовлять с верхней диафрагмой.
Гипсовые и гипсобетонные камни применяют для мало-
этажных зданий, конструкции которых не подвергаются
большим нагрузкам. В местностях с влажным климатом на-
ружные стены из таких камней следует надежно защищать
от увлажнения и изготовлять камни с водостойким!) добав-
ками. Обычные размеры камней — те же, что и у бетонных
(см. выше).
В качестве заполнителя для гипсобетона берут топливные или домен-
ные шлаки: на 1 объемную часть гипса—1—2 части шлака. Добавками,
повышающими водостойкость камней, служат портландцемент или шлако-
портландцемент и молотая известь-кипелка в количестве 5—10°/о от массы
гипса.
25
Грунтовые камни применяют для малоответственных сель-
ских строений. Такие камни изготовляют из глины и фибро-
заполнителя (соломенной сечки, древесной стружки). Каль-
цинированные грунтовые камни изготовляют из молотой
извести-кипелки, глины и органических заполнителей (опилок,
соломенной сечки, костры). Размеры камней (ориентировоч-
ные): 380X 120X 140 (толщина) мм, 380 X 120X215 мм.
Искуственные камни для облицовок изготовляют следу-
ющие: кирпич лицевой — обыкновенный, пустотелый, силикат-
ный; камни лицевые керамические (такой же формы, как на
рис. 2, а—в); закладные и прислонные керамические плиты
«(рис. 4).
Рис. 4. Керамические облицовочные плиты:
а—толстостенные без пустот высотой 290 и 215 лш; б — тонкостен-
ные с дополнительным элементом в хвостовой части; в — с горизонталь-
ными пустотами; г — прислонные (малогабаритные) высотой 140 н 65 мЛ,
прикрепляемые к стенам раствором
Рекомендуется для лицевой кладки применять глиняный или силикат-
ный кирпич. Для облицовки стен, ограждающих мокрые помещения, и ча-
стей стен, подверженных усиленному увлажнению, применяют сплошной
лицевой кирпич пластического прессования. В других случаях предпочти-
тельно применять лицевой кирпич с пустотами полусухого прессования и
-силикатный кирпич.
26
Керамические лицевые камни с продольными • щелевыми пустотами
(рис. 2, в) имеют большую прочность перевязки лицевого слоя с кладкой
стены, чем камни с поперечными пустотами (рис. 2, а). Они более эффек-
тивны и в теплотехническом отношении.
Фасадные керамические плиты высотой более 140 мм применяют для
единичных зданий, к архитектурной отделке которых предъявляют повы-
шенные требования.
Водопоглощение облицовочной керамики должно быть в пределах 5—
10°/о: при водопоглощеиии менее 5°/о керамика недостаточно сцепляется
с раствором, а при водопоглощеиии более 10®/о она недостаточно моро-
аостойка.
Широко используют облицовочные изделия из бетона.
Такие изделия бывают самой разнообразной формы и с раз-
личнейшей фактурой, например в виде всевозможных элемен-
тов карнизов, поясков, плит разных размеров и цвета и т. д.
Марки камней
Прочность камней обозначают марками, выражающими
предел прочности камня в 10~'Л1«/ж2 при сжатии. Если камень
имеет в разных направлениях разную структуру, его марку
определяют по пределу прочности при сжатии в направле-
нии, в котором он работает на сжатие в кладке.
Камни по прочности подразделяются на следующие марки:
1000, 800, 600, 500, 400, 300, 200, 150, 125, 100, 75, 50, 35, 25,
15, 10, 7 и 4.
Камни марок 1000—300 называют камнями высокой прочности, марок
200—50 — камнями средней прочности и марок 35—4 — камнями низкой
прочности. К высокопрочным относится прочный природный камень, очень
прочный бетон, пережженный кирпич (клинкер); к камням средней проч-
ности — менее прочный природный камень, бетон, кирпич; к камням ма-
лой прочности — слабый природный камень, слабый бетон, грунтоблоки.
Глиняный обыкновенный сплошной и силикатный кирпич изготовляют
марок 150—75, глиняный пустотелый — марок 150—50, легковесный — марок
100—35. Пиленые камни из артикского туфа имеют марки 100—35, из из-
вестняка-ракушечника — марки 50—4.
Для определения марки глиняного кирпича его распиливают на две
половинки длиной 250 : 2= 125 мм, из которых складывают кубик на це-
ментном растворе или (при силикатном кирпиче) насухо. Марку кирпича
принимают равной среднему значению пределов прочности при сжатии
пяти таких кубиков. Так как прочность кирпича в сжатой кладке зависит
и от его сопротивления изгибу, то кирпич испытывают и на изгиб плашмя
как балку на 2 опорах пролетом 20 см, нагруженную посередине сосредо-
точенным грузом. Предел прочности при этом определяют как среднее для
пяти испытаний значение разрушающего момента, деленного на момент со-
противления сечеиия кирпича. Для кирпича пластического прессования и
для силикатного кирпича марки 150 этот предел должен быть не меньше
2,8 Мн/м2, марки 100—2,2Л1м/лг2; марки 75—1,8Л1«/л/2.
Марку пустотелых камней определяют делением разрушающей разгрузки
ла всю площадь камня, без вычета площади пустот.
Марку природных камней устанавливают по сопротивлению сжатию
выпиленных из них цилиндров или (для камней легких пород) кубиков.
27
Водопоглощение. Морозостойкость
Водопоглощение камней не всегда соответствует их порис-
тости. Например, водопоглощение красного кирпича меньше,
чем силикатного, хотя его пористость больше. В красном
кирпиче поры частично спекшиеся и закрытые, а в силикатном
кирпиче — открытые в виде выходящих наружу каналов, об-
разующихся при выходе из толши кирпича пара высокого
давления. Шлакобетонные камни обладают значительным
водопоглощением: частично погруженные в воду, они всасы-
вают ее всем своим объемом.
Морозостойкость камней тесно связана с их водопогло-
щением, так как поглощенная вода давит при замерзании
на стенки пор. Если при этом свободное расширение в по-
рах невозможно, камни могут разрушиться.
Морозостойкость определяют многократным переменным заморажива-
нием и отогреванием насыщенных водой образцов (выпиленных из камня
или специально изготовленных кубов, кирпичей и т. п.).
Замораживание производят при температуре не выше — 15°С: при бо-
лее высокой температуре вода в мелких порах камня может и не замерз-
нуть. Отогревание производят в воде с температурой + 10°-1- 20°С. Обра-
зец считают выдержавшим испытание, если после определенного коли-
чества циклов замораживания падение его прочности не превышает 25°/о и
если в нем не обнаруживаются видимые признаки разрушения — трещины,
отколы ребер или углов и т. п.
Для оценки морозостойкости (Мрз) камней, бетонов и
растворов установлены следующие ее степени (по количеству
выдержанных циклов замораживания): Мрз 10, 15, 25, 35, 50
и выше (до Мрз 500).
Требования в отношении Мрз зависят от степени долговечности ограж-
дающих конструкций. Эта степень определяется сроком, в течение которого
конструкции должны служить своему назначению без потери требуемых
эксплуатационных качеств. Установлены четыре степени долговечности:
I — для конструкций с повышенным сроком службы (ориентировочно более
100 лет), П — со средним сроком службы (50—100 лет), III и IV — с пони-
женным сроком службы.
Для камней наружных стен помещений с нормальной влажностью тре-
буется, соответственно первым 3 степеням долговечности, Мрз 25, 15 и 10;
для камней выступающих частей стен: парапетов, карнизов, наружных под-
оконников и т. п., если эти части не защищены водонепроницаемыми
покрытиями, а также для камней фундаментов — Мрз 35, 25 и 15.
Глава 4
РАСТВОРЫ
Виды растворов
По виду вяжущего растворы различают: цементные,
смешанные (цементно-известковые, цементно-глиняные), гип-
совые и глиняные. Состав растворов определяют указанием
их составных частей в объемном отношении.
28
Объем основного вяжущего при таком определении со-
става принимают за единицу. Цемент и гипс дозируют в рых-
лом состоянии; известь — в виде теста с объёмной силой тя-
жести 14,0 kh/ms, глину — в виде теста, в которое стан-
дартный конус погружается на 14—15 см. Песок дозируют
естественно влажный. Воды добавляют столько, чтобы под-
вижность замеса была пригодна для кладки.
Для кладки из неувлажненного кирпича, легкобетонных и
легких природных камней целесообразно применять раствор,
в который конус погружается до 12 см. Такой раствор хо-
рошо заполняет и вертикальные швы в кладке, а избыток
воды из него отсасывается в камни. Для кладки из пустоте-
лого кирпича и вибрируемой кладки применяют растворы
меньшей подвижности.
Цементные растворы большей частью применяют соста-
вов 1:2,5 н-1:4. Применяют и более тощие растворы, напри-
мер 1:5; 1:6, однако они получаются слишком жесткими,
неудобоукладываемыми. Для кладки, омываемой агрессив-
ными или текучими водами, применение обычного портланд-
цемента не рекомендуется — лучше применять сульфатостой-
кие портландцементы или пуццолановый или шлакопортланд-
цемент марки 200 и выше. Последние два вида цементов не
рекомендуется применять для надземной кладки в районах
с жарким и сухим климатом в связи с возможным обезво-
.живанием раствора, ведущим к снижению его прочности.
Смешанные — цементно-известковые и цементно-глиня-
ные растворы могут иметь самые разнообразные составы,
например 1:0,2:3,5; 1:1,5:13,5 и др.
Глиняное тесто можно в цементно-глиняных растворах заменять гли-
няным порошком грубого помола, применяемым для производства кирпича
«юлусухого прессования. Из такого порошка теста изготовлять не нужно.
'Если порошок получен из тощей глины, его берут в таком же объемном
количестве, как и теста, если из глины средней жирности — его берут на
15°/о и если из жирной глины — на 25°/о меньше, чем теста. Применение
глиняного порошка целесообразно там, где при рытье котлованов не полу-
чают глины.
Известковые растворы из воздушной извести твердеют
только на воздухе. Твердение происходит в результате кар-
бонизации извести углекислотой СО2 воздуха. При отсутст-
вии доступа воздуха раствор твердеет очень медленно. Не-
жирные (с небольшим содержанием извести) известковые
растворы твердеют скорее, чем жирные, так как в них лучше
проникает воздух. По предложению проф. В. П. Некрасова
и канд. техн, наук А. М. Щепетова в настоящее время при-
меняют довольно тощие известковые растворы. На тесте из
жирной извести I сорта их приготовляют состава 1:6 (вместо
1:4), из извести II сорта — 1:5 (вместо 1:3) и из тощей
29
извести III сорта — 1:4 (вместо 1:2—1:2,5). Известковые
растворы с шлаковым песком твердеют быстрее, чем с обыч-
ным природным. Воздушные известковые растворы при твер-
дении выделяют значительное количество воды, что замед-
ляет высыхание кладки.
Если к раствору добавить молотый доменный шлак, молотый кирпич-
ный бой, цемянку или другие гидравлические добавки, или взамен воздушной
извести применить гидравлическую, — раствор получается гидравличе-
ским, обладающим свойством после первоначального твердения иа воздухе
твердеть и во влажных условиях, и в воде.
Вместо теста, для приготовления известковых (а также и смешанных)
растворов можно применить молотую негашеную известь (предложение
В. И. Смирнова, 1940 г.). Помол негашеной извести производят совместно
с какими-либо добавками: с глиной, доменными шлаками и т. п. Гидратация
молотой извести-кипелки непосредственно в растворе сопровождается
связыванием большого количества воды и выделением тепла, что ускоряет
процесс твердения раствора и увеличивает его прочность. В случае приме-
нения молотой извести-кипелки отпадает необходимость в гашении извести
на постройке, и известь используется полностью, без отходов.
Гипсовые растворы изготовляют состава 1 :1 — 1:2. Они
твердеют очень быстро, их применяют в тех случаях, когда
нужная прочность кладки должна быть достигнута в крат-
чайший срок (например, при производстве работ в зимнее
время или при восстановительных работах).
Для замедления схватывания гипсовых растворов в них
добавляют глину (гипсо-глиняный раствор) или специальные
замедлители схватывания: малярный клей, органический
пластификатор БС и т. д. Гипсовые растворы не применяют
для фундаментов, для кладки стен помещений с повышенной
влажностью и в сырых местах.
Глиняные растворы применяют для внутренних стен зда-
ний, для печей.
По объемной силе тяжести растворы подразделя-
ют на тяжелые, с объемной силой тяжести более 15,0 кн[м\
и легкие, с объемной силой тяжести 15,0 кн/м? и менее.
Легкие растворы изготовляют на легком песке: шлаковом,
туфовом и т п.
Пластификаторы
Удобоукладываемость и водоудерживающая способность
раствора зависит от его пластичности. Пластичность дости-
гается увеличением количества вяжущих или добавкой пла-
стификаторов: извести, глины и т. п. Исследования проф.
Н. А. Попова и канд. техн, наук И. Т. Котова показали, что
добавка известного теста к цементному раствору не увеличи-
вает прочности раствора. Не увеличивает ее и добавка
глиняного теста. Однако на прочность кладки эти добавки
30
нлияют положительно, так как повышают однородность швов
и удерживают в швах воду, необходимую для процесса
твердения раствора. Добавки известкового или глиняного
теста к жестким цементным растворам (1 : 5; 1 :6) могут уве-
личить прочность кладки на 15% и более, хотя прочность
самого раствора при этом несколько уменьшается.
Для пластифицирования растворов применяют органиче-
ские пластификаторы: ЦНИПС-1 и БС, мылонафт, отход со-
ппстока и др.
Пластификаторы ЦНИПС-1 и БС являются микропено-
образователями. Введенные в замес, они образуют вокруг
зерен песка мелкие устойчивые пузырьки воздуха, которые
значительно увеличивают подвижность раствора и его водо-
удерживающую способность. Наибольший эффект они дают
в тощих цементных растворах (1:5 — 1:10).
Мылонафт и отходы соапстока при смешении с водой то-
же образуют пластифицирующую микропену, хотя и не
стойкую. Кроме того, на поверхности зерен цемента они
образуют тончайшую пленку кальциевого мыла, препятству-
ющую слипанию, что тоже увеличивает подвижность свежей
массы раствора.
Пластификатор ЦНИПС-1 разработали в 1948 г. Э. И. Ариели и доктор
техн. наук В. И. Сорокер. Его получают путем нейтрализации едким натром
(омыления) жирных кислот древесного пёка (отхода, получаемого при су-
хой перегонке дерева). ЦНИПС-1 выпускают в виде пасты. При изготовле-
нии раствора в мешалку вводят водный пятипроцентный раствор пасты
ЦНИПС-1.
Пластификатор БС предложили в 1948 г. доктор техн, наук Г. Г. Булычев
и М. П. Синявин. Его выпускают в виде мелкого порошка (извести-пушон-
кн, шлаковой муки, цемянки и т. п.), на поверхности зерен которого адсор-
бированы нейтрализованные (омыленные) жирные кислоты животного про-
исхождения. Сырьем для производства БС служат отходы боен, клеевароч-
Иого производства или растительные продукты: стебли кукурузы или под-
солнечника, полынь, торф, сено, сосновая хвоя и т. п. БС особенно пригоден
для растворов, перекачиваемых насосом, так как дает очень стойкую пеиу.
|>С применяют и в качестве замедлителя твердения гипсовых растворов.
Мылонафт (отход при щелочной очистке нефтепродуктов) представляет
собой легко растворимую в воде мазь от желтого до темно-коричневого
циста. Его вводят в замес в виде пяти- или десятипроцентного водного
рпстиора. Тончайшие пленки, образуемые мылонафтом, обладают явно
иыраженной гидрофобностью,— способностью отталкивать влагу. В затвер-
дившем растворе пленки покрывают стенки пор и препятствуют капилляр-
ному перемещению влаги. Благодаря этому повышается морозостойкость
раствора и затрудняется образование выцветов па его поверхности.
Отход соапстока получается на мыловаренных заводах при варке хозяй-
ственного мыла из черных хлопковых соапстоков — отходов при очистке
хлопкового масла. Он представляет собой массу черного цвета, содержащую
от 10 до 45°/в омыленных жиров. Его вводят в раствор в виде водной
ямулыии состава 1:40 (мыло: вода), полученной путем растворения в воде,
нт рстой до 90°С. Его действие подобно действию мылонафта.
Ila 1 м3 раствора расходуют всего около 0,2 кг массы пасты ЦНИПС-1
или 2 кг порошка БС, или 0,1 кг мази мылонафта, или 0,2 кг массы отхода
31
соапстока. Каждое из этих количеств заменяет в растворе около 0,1 м3
известкового теста.
Замена извести органическими пластификаторами удешев-
ляет раствор в пределах 15%. Однако следует иметь в’ виду,
что микропена увеличивает сжимаемость затвердевшего раст-
вора, что снижает прочность кладки. Поэтому не следует
органические пластификаторы вводить в раствор в количе-
стве, при котором его объемная сила тяжести уменьшается
более чем на 6%. Нормы предписывают учитывать снижение
сопротивления кладки сжатию на 10%, если в ее растворе
органические пластификаторы заменяют более 50% извести
(см. примечание 1 к таблице 3 в приложении II).
В цементно-глиняных растворах применение органических пластифика-
торов не рекомендуется: эти растворы требуют повышенного расхода
пластификаторов, что приводит к чрезмерному снижению прочности кладки.
Растворы с органическими пластификаторами резрешено
применять для стен зданий высотой до трех этажей, для
стен трех верхних этажей многоэтажных зданий и для за-
полнений каркасов.
Марки растворов
Прочность растворов характеризуют марками, обознача-
ющими предел прочности кубиков 7,07 х 7,07X7,07 см из дан-
ного раствора при сжатии в 10-1 Мн/м2.
Кубики изготовляют в металлических формах без дна, поставленных
на сухой кирпич, покрытый смоченным листом непроклеенной бумаги.
Изготовление кубиков на указанном пористом основании делает условия
их твердения сходными с условиями твердения раствора в кладке.
Марку цементных и смешанных растворов устанавливают по кубикам
28-дневного возраста, гипсовых растворов — по кубикам 7-дневного возра-
ста. К воздушным известковым растворам испытаний с кубиками не при-
меняют. Марку глиняных растворов устанавливают по прочности кубиков,
высушенных до влажности внешних стен (до 4—2,5°/о).
Согласно нормам, различают следующие марки раст-
воров: 200, 150, 100, 75, 50, 25, 10 и 4.
В практике иногда прочность раствора, получившего на-
чальное твердение в свежей кладке или в оттаявшей зимней
кладке, обозначают маркой 2, а маркой 0 — прочность совсем
не отвердевшего раствора в кладке.
Воздушные известковые растворы причисляют к марке
4 — при их возрасте в 28 дней, и к марке 10 — при их возра-
сте в 6 месяцев.
Растворы марок 200—50 считают растворами высокой прочности, 25 и
10— растворами средней прочности и 4—0— слабыми растворами.
32
На изготовление растворов марки 100 и выше расходует-
ся много цемента. Поэтому их применение следует ограничить,
возводя на них лишь отдельные, наиболее тяжело нагружен-
ные участки кладки.
Прочность Rz цементных, смешанных и известковых растворов, твердев-
ших z<+0 суток при +15 +25'С, может быть приближенно определена
по прочности Т?2е тех же растворов 28—суточного возраста с помощью
формулы, предложенной кандидатом техн.наук’И. Т. Котовым:
Rz; = 1,5/?2в • z: (14 + z).]
На скорости твердения раствора сильно отражается температура твер-
дения. Цементный или смешанный раствор, твердевший 28 суток при
+1н~+5°С, получается примерно на 4О°/о слабее, чем тот же раствор, твер-
девший при + 15 ~ + 25°С. (Более подробные сведения о зависимости
прочности раствора от температуры твердения приведены в приложении
ХХ111.) Нарастание прочности раствора можно ускорить добавкой к нему
хлористого кальция СаС12 в количестве 2—5°/о массы цемента.
Составы растворов
Составы растворов одной и той же марки могут быть
весьма различными. Поэтому на чертежах обычно указывают
лишь требуемые марки растворов (это указание является
обязательным), без их состава. Если могут возникнуть не-
ясности, то следует указать и вид раствора (тяжелый, легкий
и т. п.), и его назначение (например, раствор для кладки
ниже уровня грунтовых вод и т. п.).
Составы растворов обычно подбирают по готовым таблицам, приведен-
ным в нормах или других источниках.
Можно составы растворов подбирать и расчетом—по формулам канд.
техн, наук И. Т. Котова:
Ц=1430Я:/?Д!; Т=10^. (170—0.34Ц).
Здесь Ц и Т — расход цемента в кг и известкового или глиняного
теста в м3 на 1 л/3 песка влажностью + 2°/о; R — марка раствора; Ra —
марка цемента, определенная испытанием цемента в трамбованных раство-
рах. При сухом песке Ц и Т увеличивают на 1О°/о. Ц не должен быть мень-
ше следующих значений Hmm: в сооружениях I степени долговечно-
сти Цт1п = 125 кг)м3; II—Цш1п=100 кг/м3; III — Цт1п = 75 кг/м3. Исключе-
ние составляет цементно-известковый раствор для кладки помещений с
нормальной влажностью воздуха (до бО’/о): для него, независимо от степени
долговечности сооружения,— Цш1п = 75 кг/м3.
Для цемеитно-глиняных растворов в условиях нормальной влажности
при 1 и II степенях долговечности сооружений должно быть соблюдено
условие Ут^-Уц и при III степени долговечности — условие Ут ^>1,5 Уд
В условиях повышенной влажности как для цемеитно-глиняных, так и для
цементно-известковых растворов: при I и II степени долговечности —
Ут С 0,7 Уц; при III— Ут «С Уц. Здесь Уц и Ут —объем цемента и глиня-
ного или известкового теста в растворе.
3 Розенблюмас
33
Г лам 5
КЛАДКА ИЗ ШТУЧНЫХ КАМНЕЙ
Сплошная кладка из искусственных камней
Для обеспечения прочности кладки в ней должно быть
достаточное количество тычковых рядов, иначе в столбиках
кладки между ними может проявиться продольный изгиб,
снижающий несущую способность стены.
В кладке из кирпича и керамических камней расстояние
между тычковыми рядами в свету должно быть не более
400 мм (при толщине кирпича 65 мм — не более 5 рядов
кладки).
Средняя толщина горизонтальных швов кладки из кирпи-
ча, керамических и бетонных камней —12 мм, вертикаль-
ных — 10 мм. Отдельные швы могут иметь и иную толщину,
но не менее 6 мм и не более 15 мм. Внутренние вертикаль-
ные швы можно в обычных случаях и не заполнять раство-
ром. В кладке из кирпича толщиной 65 мм, облицовываемой
плитами высотой на базе модуля 300 мм, толщину горизон-
тальных швов принимают в среднем равной 10 мм.
Система перевязки камней в кладке определяется количе-
ством ложковых рядов, перекрываемых тычковым.. Например,
пятирядная система имеет тычковый ряд через пять ложко-
вых и т. д.
Для кладки кирпичных стен применяют цепную (одноряд-
ную) и пятирядную систему перевязки, для кладки столбов —
трехрядную систему (рис. 5).
При цепной системе вертикальные швы перекрываются: вдоль стены
на г/4 кирпича, поперек—на г/2 кирпича. В стене — много тычков и много
верстовых кирпичей (выходящих на поверхность стены), требующих установ-
ки по шнуру. Например, в сечении двухкирпичной стены (рис. 5, а) тычки
занимают 75°/о площади, и число верстовых кирпичей составляет 8О"/о
общего числа. Для ведения такой кладки требуется относительно много
квалифицированных каменщиков, и нельзя широко использовать труд под-
собных рабочих.
При пятирядиой системе тычковый и первый ложковый ряд кладутся
так же. как и при цепной системе, а в последующих четырех ложковых
рядах все продольные вертикальные швы совпадают. В сечении стены в 2
кирпича (рис. 5, б) тычки составляют 25°/о площади, и лишь 58°/о кирпичей
(в 6 рядах —12 кирпичей из 21) — верстовые. Для забутки серединной
(на рис. 5, б заштрихованной) части сечения можно употреблять и поло-
винки кирпича. При пятирядиой кладке требуется меньше каменщиков и
больше подручных, чем при цепной кладке. Сопротивление пятирядной
кладки сжатию несколько меньше, чем цепной, а растяжению по длине
стены (при забутке из цельного кирпича) несколько больше, так как не-
которые ряды в ней перевязаны вдоль стены на г/2 кирпича.
При трехрядной системе (предложенной проф. Л. И. Онищиком) тыч-
ковы-i ряд не сдвигается на Vi кирпича по отношению к ложковым, и
вертикальные швы трех рядов совпадают. Для возведения углов при ней
34
Не нужны трехчетвертные кирпичи. Это делает ее очень удобной для клад-
ки столбов. Она применяется для возведения столбов и простенков шири-
ной до 1 м.
При высоте кирпича 68 мм, вместо пятирядной системы перевязки,
применяют четырехрядную.
В кладке из камней с вертикальными щелевидными пустотами (рис. 2)
>тп пустоты следует по теплотехническим соображениям располагать
Рис. 5. Системы перевязок кладки:
а — цепная (однорядная); б — пя^ирядная; в — трехрядная (предложен-
ная проф. Л. И. Онищиком для колонн и простенков-шириной до 1 лг)
длинными сторонами вдоль стены, так как тогда тепловые потоки, пере-
секающие стену, встречают на своем пути больше пустот. Такую кладку
возводят по цепной или по двухрядной системе перевязки.
В кладке из бетонных камней тычковую перевязку осуществляют не
реже чем в каждом третьем ряду. В ложковых рядах камни наружной и
внутренней версты укладывают со смещением поперечных швов. При при-
менении продольных половинок камней достаточную перевязку можно
осуществлять и без тычковых рядов, перекрывая в поперечном сечении
вертикальные швы одного ряда половиной ширины камня следующего ряда.
Облегченная кирпичная кладка
Облегченную кладку у нас широко применяют в много-
этажном строительстве и для возведения стен верхних эта-
жей многоэтажных зданий.
Уже в 1829 г. русский инженер А. И. Герард предложил
позволить стены из двух стенок в */2 кирпича, соединяемых
Металлическими связями, и заполнять пространство между
а*
35
стенками шлаком. Принцип современных конструкций об-
легченных стен такой же. Стенки делают в х/г или */4 кир-
пича; заполняют их шлакобетоном, вкладышами из легкого
бетона, шлаком или оставляют в них воздушные прослойки;
связь между стенками осуществляют с помощью прокладных
тычковых рядов, армированных растворных диафрагм, метал-
лических стержней, вертикальных кирпичных диафрагм. Упо-
Рис. 6. Конструкции облегченных стен:
а» б, в — предложенные "Н. С. Поповым, Н. М. Орлянкнным и Р. Н. Поповой; г — с
воздушными прослойками; д — стена с плитами на относе; е — колодцевая кладка системы
С. А. Власова;ж — колодцевая кладка из кирпияа на ребро. 1 — шлакобетон; 2—легкобе-
тонные вкладыши; 3 — шлак; 4— растворные диафрагмы с арматурой 0 2—6 мм\ 5 — воздуш-
ная прослойка; 6 — растворный пояс; 7 — стальные скобы
требительны также конструкции, при которых толщина стен
делается минимальной, требуемой по расчету на прочность,
а на относе (3—5 см от ее внутренней грани) устанавливав
ются теплоизоляционные плиты (рис. 6).
Растворные диафрагмы в стенах, засыпаемых шлаком, следует устраи-,
вать не реже чем через 45 см (рис. 6, в). Диафрагмы пргпятствуют оседав
нию шлака. Можно для этой цели применять поливку шлака раствором. Тогда
36
стенки связывают стальными связями (скобами, отходами жести и т. п.)
* количестве одной связи с площадью сечения 0,2 см3 на каждый 0,5 м2.
Засыпку стеи шлаком применяют в зданиях до двух этажей. В более
высоких зданиях она недопустима (также и в двух верхних этажах таких
иканий).
Стены с воздушными прослойками во избежание продувания следует
снаружи оштукатуривать. То же относится и к стенам с шлаковой засып-
ной, так как в них, несмотря на предупредительные меры, возможно обра-
зование небольших пустот из-за оседания шлака.
Наиболее употребительной колодцевой кладкой является кладка си-
стемы С. А. Власова. Колодцевая кладка из кирпича на ребро применяется
относительно редко, так как она трудоемка и может быть выполнена лишь
нысококвалифицированными каменщиками.
Стены с заполнением из легкого бетона или легкобетонных вкладышей
н стены с воздушными прослойками можно применять в зданиях высотой до
!> этажей, а также в 5 верхних этажах более высоких зданий.
Этажность стен с плитами на относе практически ограничивается рас-
четом на прочность. Плиты для них применяют гипсоволокнистые, фибро-
литовые, пено-, газо-, шлакобетонные и др. Обычная толщина плит—80—
100 мм. Их положение фиксируют с помощью горизонтальных и верти-
кальных полос раствора, наносимых на стену на расстояниях 1,2—1,5 м.
Плиты опирают на уровне перекрытия на выпуски 2—3 рядов кладки и
анкеруют в швы кладки с помощью стальных скоб.
Кладка с облицовкой
Перевязка облицовки из кирпича и керамических камней
с кладкой стены показана на рис. 7,а и б. Увеличивать или
уменьшать расстояния между лицевыми тычковыми камнями
не рекомендуется, так как при больших расстояниях воз-
можно образование трещин в тычках и отслоение облицовки,
а — облицовка лицевым кирпичом стены из керамических камней; б — облицовка
лицевыми керамическими камнями стены из кирпича; в — облицовка закладными кера-
мическими плитами стены из кирпича; г-—облицовка прислонными керамическими пли-
тами стены из керамических камней. ♦/* —раствор марки не июне 25; «2»— то же, не
ниже 50
37
а при меньших—улучшение совместной работы лицевого слоя
с кладкой не достигается.
Прочность лицевого кирпича должна быть не ниже проч-
ности основного материала стены.
Облицовку закладными плитами (рис. 7,в) производят одно-
временно с кладкой стены; их полку заделывают в кладку
на глубину не менее 75 мм.
Облицовку прислонными плитами (рис. 7,г) производят по
готовым стенам после их возведения и осадки, укрепляя их
на растворе (марки не ниже 50). При облицовке уникальных
зданий их, кроме того, анкеруют.
Для облицовки стен из легкобетонных камней применяют
лицевые кирпичи или керамические камни. Не допускается
применение в таких случаях закладных или прислонных плит.
Толщину швов в лицевой кладке и в облицовке плитами
принимают равной 10 мм.
В процессе осадки и обжатия кладки происходит пере-
распределение усилий между кладкой и облицовкой. В не-
удачно сконструированных стенах оно может вызвать пере-
грузку облицовки и частичное разрушение ее лицевых по-
верхностей.
Камни облицовки обычно значительно более жестки, чем камни кладки.
По этой причине напряжения в облицовке ужг в начальный период загру-
жена относительно велики. Если кладка состсит из камней, подверженных
ползучести, например из силикатного кирпича хли кирпича полусухого прес-
сования, то даже при одинаковой высоте камней облицовки и кладки напря-
жения в облицовке со временем возрастают, так как камин кладки постепенно
оседают. Это может повести к отколу лицевой части камней облицовки,
в особенности в нижних, наиболее нагруженннх этажах высоких зданий.
Основным источником ползучести в кладке являются швы (см. стр. 60).
Закладные плиты имеют высоту 3—4 рядов кирпичной кладки. Ползучесть
швов в этих рядах ведет к постепенному догружению облицовки и может
(иногда через 5 и более лет после возведенш стены) вызвать растрески-
вание и обрушение плит.
Во избежание перегрузки облицовги рекомендуется и для
кладки, и для облицовки стены прикенять материалы (кир-
пич, камни) одной толщины. Следует избегать применения для
кладки материалов с повышенной деформативностью, напри-
мер силикатного кирпича или кирпича полусухого прессо-
вания. Вместе с тем применение таких материалов для обли-
цовки является целесообразным. Для кладки стен с обли-
цовкой лицевыми камнями и керамическими плитами не до-
пускается применение растворов hi легких заполнителях
(шлак, пемзовый песок, зола ТЭЦ и ?. д.) и растворов с ор-
ганическими пластификаторами.
Армирование кладки сетками прихеняется с целью повы-
шения ее расчетных напряжений. Однако при повышенных
напряжениях возникают недопустимы; для облицовки дефор-
38
Нации. Такое армирование допустимо лишь для стен из кир-
пича пластического прессования с облицовкой лицевым кир-
пичом того же размера и для стен из керамических камней
с облицовкой лицевыми керамическими камнями.
Простецки многоэтажных зданий, если они облицовываются керамиче-
скими камнями, следует во всех этажах, кроме трех верхних, армировать
конструктивно сетками из стержней диаметром 4 мм с размерами ячеек
150X150 мм. Сетки укладывают в швы кладки и облицовки на всю ширину
простенка в третях его высоты, ио не реже чем через 1 м.
При наличии наружных обрезов в сильно нагруженных стенах следует
•о избежание отслоения облицовки сетки из стержней диаметром 4—6 мм
укладывать непосредственно ниже обреза, не менее чем в трех швах через
300 мм по высоте стены.
Облицовку закладными керамическими плитами можно применять не
более чем в шести верхних этажах. Горизонтальные швы в облицовке
В пределах толщины стенки плит следует оставлять пустыми при кладке
детом — с четвертого по шестой этаж (считая сверху) и при кладке мето-
дом замораживания — во всех шести этажах.
Раствор, случайно попадающий в шов, следует удалять шаблоном,
обеспечивающим незаполнение шва на требуемую глубину. В дальнейшем
швы необходимо заполнить раствором и расшить. Заполнение производят
«осле окончания основных строительных работ по зданию, когда нагрузки
«а стены достигнут не менее 85°/о полной проектной их величины.
Стены из кирпича пластического прессования можно облицовывать
лицевыми керамическими камнями в летних условиях в пределах восьми и
и зимних условиях — четырех верхних этажей.
Этажность стен с лицевым кирпичом или прислонными керамическими
плитами, а также стен из керамических камней, покрываемых лицевыми
керамическими камнями, определяется расчетом.
Стены, подготовляемые под облицовку прислонными керамическими
плитами, должны быть выполнены в пустошовку. Производить такую обли-
цовку разрешается не ранее чем через 6 месяцев после возведения стены
па всю высоту.
Облицовку многоэтажных зданий из природного камня
высокой и средней прочности устраивают (во избежание ее
перегрузки при осадке стен) с горизонтальным швом на каж-
дом этаже. При этом облицовку опирают на специальный
опорный ряд, закрепляемый в несущих конструкциях зданий
(в бортовых балках перекрытий, в перемычках, и т. д.).
Кладка из природных камней
Бутовую кладку выполняют из бута плитняка (бу-
товой плиты), постелистого бута и рваного бута, «под ло-
патку» или «под залив».
Кладку под лопатку выполняют горизонтальными рядами высотой для
фундаментов — до 300 мм, для стен и столбов — до 250 мм. Для каждого
ряда подбирают камни примерно одинаковой высоты и производят расще-
бенку пустот между-ними. Камни ряда ие должны непосредственно сопри-
касаться друг с другом. Перевязка камней в продольном и в поперечном
направлении достигается укладкой камней длинной стороной то вдоль, то
поперек стены. Верстовые ряды, углы и пересечения стен и фундаментов,
39
а также столбы выкладывают из крупных наиболее постелистых камней.
Раствор должен допускать погружение стандартного конуса на 50—70 мм.
Кладка под залив допускается для фундаментов зданий III степени
долговечности высотой до 2 этажей, причем бутовый камень укладывают
горизонтальными рядами высотой 150—200 мм враспор со стенками тран-
шеи или опалубки. Верстовые ряды не выкладывают, но расщебенку пустот
производят. Ряды кладки заливают раствором марок 4 и 10, подвижностью
130—150 мм.
Для фундаментов и стен подвалов применяют и бутобе-
тонную кладку, представляющую собой бетон с втопленными
в него большими камнями.
Рис. 8. Двухрядная разрезка стен
зданий на блоки:
а — наружная стена, вил снаружи; б — внутрен-
няя стена. 1 — простеночный; 2—перемычечный;
3 — подоконный; 4 — вертикальный; 5—горизон-
тальный блок
Заполнители для бутобетона
берут крупностью не более 30 мм.
Бетон укладывают слоями толщи-
ной 150—200 мм и втапливают в
него камни не менее чем на поло-
вину их объема. Размер камней
не должен превышать 1/3 толщи-
ны бетонируемой конструкции
(фундамента, стены). Между кам-
нями оставляют промежутки в
40—60 мм, заполняемые бетоном.
Для бутобетонной кладки можно
применять и кирпичный бои.
Кладку из природных
пильных камней производят
по тем же системам пере-
вязки и при той же. толщине
швов, как и кладку из бе-
тонных камней.
Г лава 6
КРУПНЫЕ БЛОКИ И КРУПНЫЕ
ПАНЕЛИ
Разрезка крупноблочных
стен. Материалы блоков
В гражданском строи-
тельстве обычно применя-
ют двухрядное деление
стен на блоки. На рис. 8
показана двухрядная раз-
резка стен общественного
здания при высоте этажа
(от пола до пола) в 3,3 м.
Там же приведены и раз-
меры блоков.
40
Наиболее тяжелыми при таком решении являются просте-
ночные блоки наружных стен и вертикальные блоки внутрен-
них стен. Иногда в них с целью уменьшения силы тяжести
устраивают сквозные вертикальные пустоты. Блоки перемы-
чек армируются. В них оставляют четверти для опирания
панелей перекрытий, а в подоконных блоках оставляют ниши
для радиаторов. Простеночные и вертикальные блоки можно
делить по высоте на две-три части. Тогда разрезка стен по-
дучается соответственно трех- и четырехрядной.
Рис. 9. Пример разбивки стены промышленного здания
Для жилых зданий с высотой этажа (от пола до пола) 2,8 м
высоту простеночных и вертикальных блоков при двухрядной
разрезке принимают равной 2,19 м (номинальная высота —
2,2 м).
Для промышленных зданий применяют многорядную раз-
резку стен на блоки (рис. 9).
Крупные блоки изготовляют из бетонов, кирпича, кера-
мических и природных камней.
Экономически весьма эффективны силикатные, пено-
II газосиликатные блоки: на их изготовление идут местные
материалы — песок и известь. Для производства таких блоков
шириной до 1,5 м могут быть использованы обыкновенные
41
автоклавы диаметром 2000 мм, применяемые на заводах
силикатного кирпича.
Часто стеновые блоки изготовляют из шлакобетона на
топливных шлаках. Блоки на качественных шлаках, не со-
держащих больших количеств несгоревшего угля, серы, пы-
левидных частиц и не имеющих включений негашеной из-
вести, можно применять для возведения зданий любой сте-
пени долговечности.
Крупные легкобетонные блоки изготовляют и из других
видов бетонов: на доменных шлаках, на специальных искус-
ственных заполнителях — керамзите, аглопорите, шлаковой
пемзе (термозите), вторично обожженном шлаке (агломерате);
на легких естественных заполнителях — пемзе, туфе; из
крупнопористого бетона; из пено- и газобетона.
Изготовляют блоки и из тяжелого неармированного и
армированного бетона. Они идут преимущественно в фунда-
менты и подвальные стены (см. главу 32).
Крупные блоки из кирпича или керамических камней де-
лают сплошными или облегченными. Для сплошных блоков
применяют трехрядную систему перевязки, нижний ряд в них
делают тычковым. Облегченные блоки делают колодце-
вой кладки (рис. 6, е и ж) или из двух продольных стен
в 1/2 кирпича, связанных через 3—5 рядов горизонтальными
диафрагмами (рис. 6,6). Описанные облегченные блоки запол-
няют легким бетоном марки не ниже 15. Применяют и круп-
ные виброкирпичные блоки.
На юге СССР —в Молдавии, Крыму, на Кавказе, на Укра-
ине—широко применяют крупные природные пиленые блоки,
вырезываемые камнерезными машинами в карьере из пильных
пород известняка или туфа.
Кладка стен из крупных блоков
Блоки доставляют на строительную площадку офактурен-
ными штукатуркой и с наружной стороны выложенными ке-
рамическими плитками или лицевым кирпичом с расшивкой
швов. Двухстороннюю фактуру блоков можно использовать
лишь при точном их изготовлении, так как даже незначитель-
ное несовпадение их внутренних поверхностей может потре-
бовать нанесения выравнивающего слоя штукатурки. Откло-
нения толщины блоков с двухсторонней фактурой от проект-
ной толщины не должны превышать ±2 мм.
Кладку из крупных блоков производят на швах толщиной
10—20 мм. Швы должны быть самым тщательным образом
заполнены раствором повышенной прочности. Марку раствора
монтажных швов кладки из кирпичных и виброкирпичных
блоков берут на одну ступень выше марки раствора блоков.
42
Связь между продольными и поперечными стенами в на-
ружных углах здания осуществляют перевязкой кладки
специальными угловыми блоками. В местах примыкания на-
ружной и внутренней стены закладывают Т-образные метал-
лические связи: сварные арматурные сетки с продольными
стержнями диаметром 10 мм или анкера из полосовой стали
толщиной не менее 6 мм и шириной не менее 40 мм. Связи
укладывают в горизонтальные швы между блоками и заводят
О стены на 1,2 м от точки пересечения осей стен. В местах
Примыкания стен укладывают не менее одной такой связи на
«иждый этаж.
При неоднородном основании под стенами блоки перемы-
чек и поясов связывают на уровне перекрытий по всему
Периметру наружных и внутренних стен здания,. сваривая
Выпуски арматуры блоков или стальных деталей, заложен-
ных в блоки.
В зданиях высотой более 5 этажей (17 м) от ветра в
углах примыкания стен могут возникать значительные сдви-
гпющие усилия. Чтобы избежать появления трещин от дей-
ствия этих усилий, следует перевязать блоки стен также и
М местах примыкания внутренних стен к наружным. Элемен-
тами такой перевязки могут служит Т-образные в плане
перевязочные блоки или же специальные бетонные вкла-
дыши — шпонки, укладываемые на растворе в гнезда блоков
или выполняемые бетонированием гнезд на месте (см. главу 26).
Виды стеновых панелей
Однорядная ргзрезка стен, при которой стеновыми эле-
ментами являются крупные панели высотой в этаж и шири-
мой в комнату, с точки зрения индустриализации строитель-
ства, более целесообразна, чем двух- или многорядная раз-
резка стен на крупные блоки: при ней степень укрупнения
•лементов увеличивается, и в связи с этим число монтажных
операций на постройке и сроки монтажа сокращаются.
Стеновые железобетонные панели изготовляют в виде
железобетонных оболочек с утеплением или без него.
Легкобетонные панели делаются однослойными из яче-
истых бетонов и из бетонов на легких заполнителях: керам-
зите, термозите, пемзе, туфе и т. п., обычно с объемной
силой тяжести до 12,0 кн/лг, марок 50—100, или из шлако-
бетона с объемной силой тяжести до 18,0 кн/м\ В пане-
лях из бетонов с относительно большой объемной си-
лой тяжести устраивают вертикальные пустоты. Толщина
однослойных легкобетонных панелей наружных стен — 200 —
400 мм. Панели армируются по внешнему контуру и по пе-
риметру проемов вертикальными и горизонтальными карка-
43
сами таким же образом, как описываемые ниже виброкир-
пичные панели.
Здесь рассматриваются в основном тонкостенные вибро-
кирпичные панели, из которых воздвигают здания высотой
до 5 этажей (15 м).
Конструкции виброкирпичиых панелей
Виброкирпичные панели состоят из одного или двух кир-
пичных слоев общей толщиной в 1, 1/2 и 1/4 кирпича. Утеп-
ленные панели имеют, кроме того, и теплоизоляционный слой.
Панели толщиной в 1/4 кирпича употребляют лишь для не-
нагруженных перегородок.
Рис. 10. Виброкирпичные панели несущих поперечных стен:
а — общий вид; б, в —сечения I—I и И—II и арматурные каркасы панели толщиной
в 1/2 кирпича; г, д — сечения I—I и 11—11 панели толщиной в 1 кирпич. 1—кирпич; 2 — свар-
ные каркасы; 3 — закладные детали; 4 — петли для подъема
44
Панели изготовляют из глиняного или силикатного кир-
пича марок 100—200 на цементных или смешанных растворах
марок 75— 150. Растворные слои панелей выполняют из того
же раствора, что и швы. Панели должны быть армированы
сварными каркасами.
Теплоизоляционный слой выполняют из жестких материа-
лов: плит из пенобетона, газосиликата, пеносиликата, крупно-
зернистого керамзитобетона, пеностекла с объемной силой
тяжести не более 6,0 кн/м? и прочностью не менее 1,0 Мн/м2,
фибролитовых плит, или из полужестких материалов: плит
или мат минеральной ваты.
Рис. 11, Двухслойные виброкирпичные панели наружных стен:
а — вид с внутренней стороны; б, в — сечения 1—1 и Я—// панели с утеплителем
с наружной стороны; гт д — то же, ио с утеплителем со стороны помещения. 1 — кирпич;
.2—сварные каркасы; 3— плиты жесткого утеплителя; 4— отделочный слой; 5 — заклад-
ные детали; 6 —/подъемные петли; 7 — сетка в наружном слое раствора
45
Цо конструкции различают однослойные и многослойные
панели (растворные слои в числе слоев не учитываются).
Для внутренних несущих стен употребляют однослойные
панели толщиной в 1/2 кирпича (14 см) и в 1 кирпич (27 см)
(рис. 10). При расстоянии между несущими стенами более
3,6 м использование для них панелей толщиной в 1/2 кирпича
не допускается.
Для наружных стен применяют двухслойные панели с
жестким утеплителем (рис. 11) или трехслойные панели с на-
ружными слоями толщиной 1/4 кирпича и утеплителем между
ними. Применение трехслойных панелей допускается в зда-
ниях до 3 этажей. Вопрос о необходимости устройства па-
роизоляции в панелях наружных стен решается теплотехни-
ческим расчетом.
Панели с проемами должны быть замкнутыми по контуру.
При наружном расположении утеплителя в двухслойных
панелях толщина наружного растворного слоя должна быть
не менее 30 мм, и в нем должна быть уложена арматурная
сетка из стержней диаметром 3 мм с размерами ячеек не
более 200X200 мм. Сетки связываются с арматурными кар-
касами кирпичного слоя.
Диаметр продольных стержней в каркасах должен быть
не менее 6 мм и поперечных стержней — не менее 4 мм.
Расстояния между конструктивными вертикальными карка-
сами не должны на глухих участках панелей превышать
1350 мм. Если эти каркасы в расчете панелей учитываются,
их расстояния не должны превышать 800 мм, диаметр их
продольных стержней должен быть не менее 8 мм и рас-
стояние поперечных стержней в них — не более 20 диаме-
тров продольного, стержня. Стержни вертикальных карка-
сов устанавливают возможно ближе к поверхностям панели
(с соблюдением установленной толщины защитного слоя),
и стержни горизонтальных каркасов пропускают между ними
(см. рис. 10,в и б). В углах панели каркасы загибают и свя-
зывают или сваривают друг с другом.
Закладные металлические части в панелях должны иметь
толщину не менее 6 мм и привариваться швами толщиной
(по катету) не менее 6 мм к продольным стержням каркаса,
диаметр которых должен быть не менее 8 мм.
Подъемные петли делают из стержней диаметром не ме-
нее 10 мм. Если продольные стержни вертикальных карка-
сов имеют тот же диаметр, петли устраивают путем перегиба
арматуры каркаса с сохранением ее непрерывности (рис. 10,в).
Если диаметры разные, ветви петли приваривают к стержням
вертикального каркаса, заделывая их в кладку на длину
50 см, причем длину каркаса разрешается тогда соответст-
венно уменьшить. В панелях длиной до 4 м устанавливают
46
2 петли, в более длинных панелях — 4 петли. Если петли
Препятствуют укладке панелей перекрытий и их нельзя за-
гнуть в специальные углубления, их необходимо срезать; от-
гиб в таких случаях не допускается.
Применяют для наружных стен и однослойные виброкерамические па-
нели. Их изготовляют из керамических камней и блоков без применения
специальных утеплителей.’Толщина таких панелей — 29—40 см. Конструк-
ции их принципиально не отличается от конструкции соответствующих
Виброкирпичных панелей.
Связь между панелями осуществляют накладками, прива-
риваемыми к планкам закладных частей с замоноличиванием
швов между панелями (см. рис. 46,г стр. 147).
Изготовление виброкирпичных панелей
Виброкирпичные панели изготовляются в формах в гори-
зонтальном положении.
Однослойные панели изготовляют в такой последовательности: уста-
навливают в форме арматурные каркасы, закрепляют в ней закладные
части, расстилают слой раствора толщиной 30—40 мм, на нем по шаблону
раскладывают кирпич с соблюдением толщины шва 8—14 мм. Поверх кир-
пича расстилают слой раствора толщиной 15—25 мм, производят вибриро-
вание, обеспечивающее плотное заполнение всех швов, укладывают отде-
лочный слой до верха бортов формы и заглаживают поверхность. Затем
панель подвергают тепловлажностной обработке.
Аналогично, ио при соответственно большем числе операций, осуще-
ствляют изготовление двух- и трехслойных панелей наружных стен. Па-
нели, облицовываемые керамической плиткой или лицевым кирпичом, изго-
товляют лицом вниз, укладывая в форму прежде всего облицовку.
При стендовой схеме производства панели собирают в не-
подвижной бортовой опалубке на подогреваемом бетонном
стенде, а для уплотнения применяют поверхностные вибра-
торы. При агрегатно-поточной схеме панели бетонируют
В металлических формах с поддонами с последующей тепло-
илажностной обработкой в напольных или ямных камерах. При
конвейерной схеме металлические формы перемещают от
одного поста конвейера к другому, и тепловлажностную об-
работку панелей производят в камерах непрерывного действия,
пли ямного типа. Уплотнение раствора при последних двух
с хемах производят на виброплощадках.
Рекомендуется при этих двух схемах производства применять закры-
тые металлические формы и тепловлажностную обработку панелей вести
при 100—120°С, помещая закрытые формы в камеру, обогреваемую горячим
воздухом или путем электропрогрева. Такая обработка дает значительное
ускорение процесса твердения панелей.
47
ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА КЛАДКИ
Г лава 7
СОПРОТИВЛЕНИЕ КЛАДКИ СЖАТИЮ
Зависимость сопротивления сжатию от марок камня
и раствора
Основной характеристикой прочности кладки является ее
нормативная призменная прочность R", т. е. нормативное
сопротивление осевому сжатию образцов кладки, имеющих
форму призмы. RH определяют в 10-1 Мн/м2 в зависимости
от марок камня R} и раствора R2 для кладки из камней
правильной формы при /?2>0,04 Ry и для бутовой кладки
при R2 0,08 Rj по эмпирической формуле:
Формула (7.1) предложена проф. Л. И. Онищиком на ос-
нове больших экспериментальных работ. В ней а и Ь— эм-
пирические коэффициенты, имеющие для отдельных видов
кладки постоянные значения, и А — коэффициент, зависящий
от марки камня [/?].
Для кладки из камней правильной формы с высотой ряда кладки
50—150 мм: а = 0,2; 6 = 0,3; А = (100 + /?,): (125 + 3/?,);
то же, с высотой ряда 200—300 мм: а = 0,15; b = 0,3; при сплошных
камнях А = (100+ /?,):(! 10 + 2,5/?]); при пустотелых камнях А = (100 +
+ /?,): (150+ 2.5/?,);
для бутовой кладки: а = 0,2; Ь = 0,25; А = (100 + /?,): (250 + 8 /?,) и т. д.
При слабых растворах формула (7.1) дает, как показали
опыты, завышенные значения RK . Поэтому для кладки из
камней правильной формы при R2<0,04 Rx и для бутовой
кладки при /?2<0,08 Ri правую сторону формулы (7.1) ум-
ножают на поправочный коэффициент т], имеющий для первой
кладки значение:
= (0,037?! + 2,25/?я): (0,04/?! + 2/?2),
для второй:
т) = (0,02 /?1 + 2,75/?2): (0,08/?, + 2/?2).
Значения 7?” и вытекающие из них расчетные значения 7?
приняты в нормах в соответствии с формулой (7.1) и с уче-
том коэффициента •») (7? приведены в приложении П).
На рис. 12 показаны кривые нарастания R" с ростом Rs,
построенные по формуле (7.1) с учетом коэффициента >), от-
48
Рис. 12. Кривые нарастания сопротивления кладки сжатию:
Ян при увеличении прочности раствора R,: 1 — для бутовой кладки;
2— для кирпичной кладки; а —для кладки из природных камней пиленых
или чистой тескн и бетонных сплошных и пустотелых камней при высоте
ряда кладки 200—300 мм ,
куда видно, что с увеличением марки раствора R2 нарастание
прочности кладки /?" вначале происходит интенсивно, а затем
затухает. Из этого следует, что увеличение /?2 сверх опре-
деленного предела неэкономично, так как оно тогда мало
отражается на увеличении .
При = 0 по (7.1) с учетом коэффициента т; получаем:
/?“=/?»= Л/?, т;. (7.2)
Так как а для всех видов кладки меньше Ь. то начальная прочность
кладки /?Q по (7.2) всегда более 0.
При
^=^К==А^. (7.3)
называют конструктивной прочностью кладки и А — ее
конструктивным коэффициентом. А для всех видов кладки
менее 1, следовательно, по (7.3) всегда менее Rlt следо-
вательно, в кладке, даже при весьма прочном растворе, проч-
ность камня полностью не используется.
4 Розеиблюмас
49
Разрушение кладки при сжатии
Исследования проф. В. А. Гастева и в дальнейшем проф.
Л. И. Онищика показали, что в сжатой кладке каждый кир-
пич опирается на раствор не всей поверхностью, а отдель-
ными участками и точками. В местах опирания кирпич под-
вергается действию сосредоточенных нагрузок, вызывающих
в нем напряжения изгиба и скалывания. Под влиянием таких
напряжений кирпич изгибается и затем раскалывается. От
этого в кладке образуются вертикальные трещины, и она
расчленяется на отдельные столбики, имеющие ширину по-
ловины кирпича (рис. 13).
Первые трещины, распространяющиеся на высоту одного-
трех рядов кирпича, появляются в кладке при марке ее
Рис. 13. Деформации кирпичей в
кладке и ее расслоение иа отдельные
столбики толщиной в */2 кирпича
раствора /?2= 100-5-50 при загружении примерно 60—80%
разрушающей нагрузки, при /?2 = 2510 — от 50—70% раз-
рушающей нагрузки и при /?2 = 4-5-0 — от 40—60% разру-
шающей нагрузки. Это первая стадия разрушения кладки. В
этой стадии при неизменной нагрузке трещины дальше не раз-
виваются. Наличие коротких трещин показывает, что напря-
жения в кладке, особенно при прочных растворах, превы-
шают обычно допускаемые для нее напряжения (0,35 -5-0,4 /?").
Вторая стадия разрушения кладки наступает тогда, когда
мелкие трещины соединяются и пересекают по высоте зна-
чительную часть кладки. В этой стадии фактическая нагрузка
может составить 80—90% разрушающей, и незначительное
ее увеличение может вызвать разрушение кладки. Разруше-
ние может произойти и при неизменной нагрузке, если она
будет действовать продолжительное время. В этом случае
разрушение происходит от того, что в кладке развиваются
пластические деформации, вызывающие дальнейшее увеличе-
50
ние трещин и разрушение столбиков между трещинами от
продольного изгиба. Укрепление кирпичной кладки, находя-
щейся во второй стадии разрушения, сопряжено с опасностью
для рабочих.
Третья стадия — полное разрушение кладки, когда стол-
бики в J/2 кирпича между трещинами теряют устойчивость.
Для распознавания стадии разрушения кладки поперек ее трещин на-
кладывают гипсовые маяки с шейкой (сужением) посредине. Если трещина
увеличивается, шейка рвется.
Следует различать трещины в кладке вследствие сжатия и трещины от
среза и разрыва (возникающие, например, при осадке фундаментов или при
температурных воздействиях). В первом случае трещины многочисленные,
вертикальные, прямые, короткие, мелкие идут через кирпич. Во втором
случае они одиночные, наклонные, зигзагообразные, имеют значительную
длину, ширину, часто сквозные, обычно идут через швы; эти трещины менее
опасны для здания, чем первые.
В кладке из керамических камней с весьма прочными, но
тонкими и хрупкими стенками, первые трещинки появляются
уже в последней стадии разрушения. Такая кладка разру-
шается внезапно.
Хрупкость кладки увеличивается и с увеличением высоты
камней.
На прочности бутовой кладки сказываются также и рас-
клинивающее действие камней на окружающую их в кладке
среду и концентрация напряжений на отдельных выдающихся
частях поверхности камней. Чем больше форма камней от-
клоняется от правильной - (параллелепипеда), тем скорее и
сильнее могут проявиться указанные воздействия. Первые
трещины в такой кладке могут идти как по камням, так и по
раствору.
Факторы, влияющие на прочность кладки
Сопротивление кирпичной кладки сжатию в большой мере
зависит от сопротивления кирпичей изгибу и скалыванию:
первые трещинки в кирпичах появляются именно из-за изги-
бающих и скалывающих напряжений в них. Эти напряжения
возникают вследствие неравномерной плотности раствора в
швах кладки. Неравномерность плотности раствора наблю-
дается уже при выходе его из мешалки. Она увеличивается
еще больше, когда каменщик, разостлав неровный слой ра-
створа, обжимает его давлением кирпича.
На прочность кладки влияют и другие факторы: упругие
свойства раствора, квалификация каменщиков и, как след-
ствие, толщина, форма и наполнение швов, ф°Рма кир-
ничей, размеры сечения кладки, система ее перевязки и др.
Упругие свойства раствора сказываются отрицательно из-за большего
поперечного расширения при сжатии у раствора (особенно у слабого) по
4*
51
сравнению с кирпичом. Опыты показали, что у цементного раствора 1 :4
поперечное расширение примерно в 10 раз больше, чем у глиняного кир-
пича. В кладке расширение растворных швов сдерживают кирпичи. Вслед-
ствие этого в кирпичах возникают растягивающие усилия, которые в зна-
чительной степени уменьшают их сопротивляемость.
Растворы одинаковой марки могуг обладать разной поперечной расши -
ряемостью. Поэтому при применении для кирпичной кладки шлаковых и
других легких растворов в формулу (7.1) для R" вводят поправочный коэф-
фициет 0,85, а при применении цементных растворов с органическими пла-
стификаторами без извести — коэффициент 0,9 (см. примечание 1 к таблице
3 приложения II и пояснения на стр. 32).
От квалификации каменщиков зависит толщина горизонтальных швов
в кладке. Чем толще швы, тем больше влияние их поперечного расширения
при сжатии, тем слабее кладка. Опыты показывают, что кирпичная кладка
на известковом растворе (ои деформируется больше, чем цементный) при
швах толщиной 25 мм получается на 25°/о слабее, чем при швах в 10 мм.
Но важно также, чтобы швы были и не слишком тонкими, так как они
должны сгладить обычные неровности граней камней и неравномерности их
толщины. Оптимальной для прочности кирпичной кладки является толщина
горизонтальных швов в 10—12 мм.
От квалификации каменщиков зависит и равномерность толщины и
плотности горизонтальных швов. Квалифицированные каменщики дают
более равномерные швы, в результате чего сопротивление кладки сжатию
может увеличиться до ЗО’/о и даже больше. Так сильно сказывается «рука»
каменщика.
В известной степени сопротивление кладки сжатию зависит и от за-
полнения вертикальных швов. Если швы заполнены тщательно, они вклю-
чаются в работу кладки на сжатие, препятствуют поперечному расширению
камней в кладке и смягчают концентрацию напряжений у вертикальных
швов. В невибрируемой кладке вертикальные швы хорошо заполняются
при применении раствора с глубиной погружения конуса 12 см.
Чем жестче раствор, тем хуже получаются швы. Поэтому при приме-
нении для кирпичной кладки жестких цементных растворов (например,
состава 1:5; 1:6) без добавки извести или глины следует, согласно нор-
мам, /? брать с коэффициентом 0,85 (см. примечание 1 к таблице 3 прило-
жения II).
На прочность кладки большое влияние может оказать и форма кирпи-
чей. Если поверхность у них очень искривлена, толщина швов получается
очень неравномерной, и от этого увеличивается изгиб кирпичей в кладке.
Уменьшение прочности кладки по этой причине может достичь 25°/о.
Влияние размеров сечения проявляется в том, что прочность при сжа-
тии (считая на единицу площади сечеиия) у толстых стен получается мень-
шей, чем у тонких. Объясняется это меньшей однородностью сечений у
толстых стеи.
Сопротивление кладки сжатию мало зависит от системы перевязк и,
если ее расслаиванию на отдельные столбики препятствует достаточное
количество тычков, т. е., если в кладке из кирпича или керамических кам-
ней расстояние в свету между тычковыми рядами ие превышает 400 мм и
в кладке из бетонных камней — двух рядов кладки (см. главу 5). Пр и
уменьшенных против требуемого минимального количествах тычков в 1, 5
раза следует, согласно нормам, учитывать снижение прочности кладки н а
Ю’/о и при уменьшенных в 2 раза — на 25°/с.
Степень сцепления камней с раствором при правильной форме камней
мало влияет на прочность кладки при сжатии.
Прочность бутовой кладки (в противоположность кладке
из камней правильной формы) зависит главным образом от
сцепления раствора с камнем.
52
Прочность бутобетона зависит (при не слишком слабых
камнях) в основном от прочности бетона (см. табл. 8 в при-
ложении II).
Прочность крупных блоков* панелей и стен из них
Как уже отмечалось, виброкирпичная кладка (крупные
виброкирпичные блоки и панели) отличается повышенной
прочностью. Вибрирование не только дает особенно хорошее
заполнение швов, но и быстро отжимает избытки влаги из
свежего раствора в кирпич, понижая в нем водовяжущее
отношение, уплотняет швы и повышает их однородность.
Опыты показали, что вибрированная кирпичная кладка обла-
дает по сравнению с невибрированной до 2н- 2,5 раз боль-
шей прочностью.
Прочность виброкирпичных панелей должна подвергаться системати-
ческой проверке иа заводе-изготовителе. Для каждой партии панелей, изго-
товленных в одну смену из одних и тех же материалов, заготовляют в
металлических разборных формах по 6 кирпичных вибрированиых призм
400 у 400 мм, толщиной 140 мм (полкирпича плюс 2 слоя штукатурки).
Предел прочности панелей при сжатии определяется как среднее арифме-
тическое пределов прочности этих призм, причем самый низкий показатель
п рочности призм ие должен отличаться от самого высокого более чем
на 2О°/о.
Кладка из крупных блоков при сжатии прочнее кладки из
мелких камней (при тех же [марках материалов). Крупные
блоки имеют сечения со значительно большими моментами
сопротивления и площадями, чем мелкие камни. В связи с
этим они значительно лучше сопротивляются изгибу, срезу
в кладке, а также и растягивающим усилиям, возникающим
вследствие поперечного расширения раствора в швах. На
прочность крупноблочной кладки марка раствора в швах
влияет значительно меньше, чем на прочность кладки из мел-
ких камней.
Существенное влияние на прочность кладки из крупных блоков оказы-
вает равномерность ее монтажных швов. Исследования доктора техн,
наук С, В. Полякова (ЦНИИСК) показали, что при установке крупных
блоков на растворную постель последняя часто получается весьма неравно-
мерной. Из-за этого значительная часть плоскости монтажных швов оказы-
вается выключенной из работы по передаче давления на нижележащие
блоки, и прочность кладки снижается до 25°/с и более. Для обеспечения
заполнения монтажных швов на стройке принимают специальные меры. * <
Прочность стен из крупных бетонных блоков при сжатии
определяют по маркам бетона и раствора (см. табл. 2 в при-
ложении И).
Устройство вертикальных сквозных пустот в крупных бетонных блоках
отрицательно сказывается на прочности стен из них. Такие пустоты ие
только уменьшают площадь сечения блоков, но и создают опасность выпу-
чивания и хрупкого разрушения нх стенок. Прочность крупных бетонных
53
блоков уменьшается or устройства в них пустот быстрее, чем площадь их
сечений. Кроме того, пустоты затрудняют образование равномерно запол-
ненных швов в стенах. Все это ведет к значительному понижению проч-
ности стеи (см. примечание 2 к табл. 2 в приложении II). Чтобы избежать
чрезмерного ослабления стен, пустотелые крупные блоки приходится изго-
товлять из бетонов повышенных марок и повышенной объемной силы тя-
жести. В связи с этим, а также и по причине малой теплотехнической эф-
фективности вертикальных пустот часто предпочитают применять сплош--
иые блоки, добиваясь уменьшения их силы тяжести и теплопроводности за
счет понижения объемной силы тяжести бетона.
Глав а 8
СОПРОТИВЛЕНИЕ КЛАДКИ РАСТЯЖЕНИЮ И СРЕЗУ
Сцепление камней с раствором
Сопротивление кладки растяжению и срезу значительно
ниже, чем сжатию. Разрушение ее при растяжении и срезе
происходит обычно по плоскостям соприкасания камней с
раствором. Сопротивление кладки такому разрушению зави-
сит от сцепления камней с раствором. Решающим является
при этом сцепление в горизонтальных швах. Сцепление в
вертикальных швах мало влияет на прочность кладки, так
как они часто недостаточно заполняются и так как, кроме
того, сцепление в них нарушается вследствие усадки ра-
створа. Поэтому в расчетах учитывают лишь сцепление в
горизонтальных швах.
Различают два вида сцепления горизонтальных швов с
камнями (рис. 14, а):
1. Нормальное сцепление, когда внешняя сила действует
перпендикулярно плоскости шва (вертикально).
2. Касательное сцепление, когда , она действует парал-
лельно плоскости шва (горизонтально).
Предел прочности нормального и касательного сцепления
S и Т зависят не только от марки раствора но и от
других факторов: от шероховатости и чистоты граней кам-
ней, от пористости и влажности камней, от подвижности
раствора и т. п.
Сухой кирпич с водопоглощением 12 —14 в/о из. раствора с осадкой ко-
нуса 6 — 7 см отсасывает слишком много влаги, что ухудшает сцепление
между ними. При применении раствора такой подвижности кирпич перед
укладкой следует полить водой или же погрузить иа 1 —3 минуты в воду:
это может повысить прочность сцепления в 1,5 — 2 раза. Вместе с тем про-
должительное выдерживание кирпича в воде перед укладкой нецелесооб-
разно. так как от чрезмерного увлажнения он теряет способность отсасы-
вать воду из раствора, отчего сцепление снижается. При кладке из неув-
лажнеиного кирпича на сцепление хорошо влияет применение растворов
повышенной подвижности (с осадкой конуса 12 см).
Плотный кирпич с водопоглощением меиее 5 °/о не .следует увлажнять
перед укладкой.
54
Рис. 14. Виды разрушения кладки от растяжения и среза:
а — нарушение сцепления в шве; 6 — разрушение от осевого растяже-
ния; в — разрушение от растяжения при изгибе; г — разрушение от
среза. 1 — прямая трещина по непере вязанному шву; 2 — зигзагообразная
трещина по перевязанному шву; 3 — прямая трещина через швы и камни
Совокупность таких факторов, как шероховатость повер-
хности кирпичей, их загрязнение и увлажнение, на различ-
ных стройках в обычных условиях примерно одинаково от-
ражается на прочности сцепления S и Т кирпича с раство-
ром. Поэтому практически S и Т можно считать зависящи-
ми лишь от марки раствора /?2- Для невибрированной кир-
пичной кладки в возрасте 28 дней можно принять (по дан-
ным кандидата техн, наук С. А. Семенцова):
$ = [3:(1 +
Г = 2 S.
— )1 • 10-1 Мн/м\ но не более 0,18 Мн/м2
.(8.1)
Для вибрированиой кирпичной кладки S и Т повышаются
на 25 % (см. примечание 1 к таблице 1 приложения III).
55
Для кладки в возрасте более 28 дней S и Т больше веч
личин, получаемых по (8.1). Случается, например, что при
разборке старой кладки на цементном растворе или на раст*
воре с гидравлической известью излом проходит через кир-
пичи, а не через швы, так как швы оказываются более проч-
ными.
Сопротивление осевому растяжению
Если усилие растяжения направлено вертикально, разру-
шение кладки происходит по неперевязанному сечению — по
горизонтальному шву. Если усилие направлено горизонталь-
но, разрушение происходит по вертикальному перевязанному
сечению, причем оно может произойти по зигзагообразной
трещине, проходящей только через швы кладки, или же, при
слабых камнях, по прямой трещине, проходящей через вер-
тикальные швы и через камни кладки (рис. 14, б).
В соответствии с этим различают 3 вида нормативного
сопротивления кладки растяжению /?".
1. Z?p по неперевязанным горизонтальным швам: /?р.
2. по перевязанным швам, — по вертикальной
штрабе: /?р-
3. Z?p по прямому перевязанному сечению, по целым
камням: /?р.
~ /?р относят к единице площади горизонтального сечения,
/?р как и /?р —к единице площади прямого вертикального
сечения, хотя /?₽ и соответствует разрушению по зигзагу, а
не по прямой.
Как видно из рис. 14, б, Rp равно нормальному сцепле-
нию по (8.1):
= (8.2)'
Сила сопротивления растяжению Р вертикальной штрабы
(перевязанного шва) создается касательным сцеплением Т на
площади F горизонтальных участков штрабы, так как соп-
ротивление вертикальных швов не учитывается. Следователь-
но, можно написать:
P = Rp F=TF
(F—площадь вертикального сечения кладки). Отсюда:
Яр=7/Г;Д).
(8.3)
56
Отношение (Z7:/7) соответствует отношению глубины пе-
ревязки (т. е. длины «зуба» штрабы) к высоте ряда. В цеп-
ной кирпичной кладке (F: Z7) = 1, в пятирядной— (F: Z7) = 1,4,.
в многорядиой с забуткой кирпичом — половняком — (Z7: F) = 1.
Нормы исходят из значения (Z7:Z7) = 1 для всех видов клад-
ки из кирпичей и из других камней правильной формы и при-
нимают в соответствии с (8.3):
(8.4)
где Т определяется по (8.1). Если же в кладке (F-.F), т. е.
отношение глубины перевязки к высоте ряда менее единицы,
то Rp уменьшают умножением его значения по (8,4) на дан-
ное отношение (примечание 3 к таблице 1 приложения III).
Для кладки из камней неправильной формы нормы предус-
матривают пониженные значения /?р, так как в таких клад-
ках сцепление и отношение (F:F) бывают пониженными.
Разрушение по прямой вертикальной линии через камни
от растяжения происходит в случаях, когда камни слабее
раствора. Сила сопротивления кладки этому разрушению
P' = Rl'F = Rlp F', (8.5)
где F— площадь вертикального сечения кл'адки; F' — площадь
сечения делых камней в сечении F; /?]р— предел прочности,
камней при растяжении.
Из (8.5) следует:
Я"'=/?]р (F':F). (8.6)
Отношение (F': F) для кладки из камней правильной фор-
мы малых или средних размеров обычно бывает около 0,45.
Величина /?1рдля слабых камней бывает примерно равна 0,4/?1И,
где /?]н — сопротивление камня изгибу. Подстановка этих
значений в (8.6) дает
< ~ 0,18 /?1и • (8.7)
В нормах и указаны /?р > соответствующие (8.7)
Сопротивление растяжению при изгибе в нормальных
и косых сечениях
Изгибаемая и внбцентренно с большим эксцентрицитетом-
сжимаемая кладка разрушается в растянутой зоне нормаль-
ных сечений. В зависимости от расположения плоскости дей,-
5.Z
ствия изгибающего момента эта зона может разрушаться в
горизонтальном сечении по неперевязанному, горизонтально-
му шву или же в вертикальном сечении — по ступенчатому
шву поштрабеили по прямой, через камни (рис. 14, в). Нор-
мативное сопротивление кладки растяжению при изгибе со-
ответственно указанным трем случаям разрушения обозна-
чим: /?р-и, Rp-U > Яр-И*
Сопротивления R”M по существу не должны отличаться от соответству-
ющих сопротивлений кладки осевому растяжению /?":они так же, как и
последние, зависят от прочности сцепления горизонтальных швов
•с камнями или от прочности камней при растяжении. Однако по
нормам У?р.н значительно (в 1,2 —1,7 раза) больше R". так как /?“.н
определяют ие по действительной криволинейной эпюре растягивающих
напряжений, а по сопромату: Rp.H = A4p: W, т. е. в предположении менее
полной, треугольной эпюры. Так как площадь последней должна быть при-
мерно такой же, то краевое напряжение в ней и должно получиться
большим, чем в криволинейной эпюре.
Изгибаемые каменные элементы могут разрушаться и от
главных растягивающих напряжений, действующих по косым
сечениям кладки. Разрушение в таких случаях происходит
по наклонному ступенчатому шву — по косой штрабе — или
по наклонной прямой — через камни. Нормативные сопротив-
ления кладки действию главных растягивающих напряжений
обозначаем соответственно: 7?“л (при разрушении по косой
штрабе) и /?“л (при разрушении по наклонной прямой).
В нормах принято: 7??л =/?р.и и/??л=/?£.и-
Сопротивление срезу
В горизонтальном направлении кладка может быть срезана
по шву. В вертикальном направлении кладка может быть сре-
зана по зигзагообразному шву лишь в бутовой кладке. Если
же камни кладки имеют правильную форму, то ее срез мо-
жет произойти лишь по прямой, по камням (рис. 14, г).
Нормативные сопротивления кладки срезу Rep, соответст-
венно указанным трем случаям среза, обозначаем:
рн рн'.
•Г\ср, *\ср’
Как видно из рис. 14, г, /?сР равен Т по (8.1).
Значения Rep в нормах приняты примерно в 1,5 раза боль-
шими, чем RcP, так как зигзагообразный шов сопротивляется
срезу гораздо больше, чем прямой.
58
Сопротивления Rep зависят только от сопротивления сре-
зу камней в кладке из камней правильной формы, так как
«прочность вертикальных швов в такой кладке практически
равна нулю. В отличие от других сопротивлений, рассмот-
ренных в настоящей главе, Rep нормы относят не к полной
площади вертикального разреза кладки, а лишь к площади
сечения камней, пересекаемых данным разрезом. Эти /?“Р
равны сопротивлению камней срезу.
Если нужно сопротивление срезу по камням отнести ко
•всей площади сечения кладки, то следует указанные Rep ум-
ножить на отношение площади сечения камней ко всей пло-
щади вертикального сечения кладки.
Расчетные сопротивления кладки на растяжение и срез,
соответствующие нормативным сопротивлениям, приведены
в приложении III. Из двух сопротивлений R и R' перевязан-
ного сечения каждому из рассмотренных воздействий решаю-
щим для расчета кладки является меньшее.
Глава 9
ДЕФОРМАТИВНЫЕ СВОЙСТВА КЛАДКИ
Упругие и неупругие деформации кладки
Помимо упругих деформаций, возникающих и исчезающих
мгновенно вместе с напряжениями о, кладка претерпевает и
неупругие деформации усадки и ползучести. Под усадкой под-
разумевается деформация тела во времени независимо от его
напряженного состояния, а под ползучестью — свойство те-
ла деформироваться во времени при неизменном напряжен-
ном состоянии.
Упругие деформации ползучести в заданном элементе
кладки зависят прежде всего от возраста кладки в момент
загружения. Чем больше этот возраст, тем прочнее раствор
в кладке и тем меньше указанные деформации. В дальней-
шем принимаем, что заданы материал, качество кладки и ее
возраст к моменту загружения и, что с этого момента в ней
выдерживается неизменное напряжение а в течение времени t.
В этих условиях упругая деформация кладки зависит толь-
ко от величины а и остается в течение всего периода t не-
изменной.
Усадочная деформация зависит только от t, ее рост со
временем падает. По сравнению с деформациями ползуче-
сти усадочные деформации в кладке невелики.
59
Деформация ползучести зависит как от величины а, так и
от длительности загружения t. Ее зависимость от а выража--
ется так: если а < оэ, она пропорциональна а, и в кладке
имеет место так называемая линейная ползучесть. оэ. может
быть охарактеризовано как напряжение от предельной допус-
тимой для кладки эксплуатационной нагрузки. При а>сэв-
кладке возникают трещины, и в ней проявляется нелинейная
ползучесть, при которой деформация ползучести растет быст-
рее а.
Зависимость деформации ползучести от I выражается в
интенсивном ее росте в первые часы и дни после загруже-
ния. Затем ее рост постепенно затухает, и она достигает
(через / года) своей предельной величины. Примерна
к тому же времени полностью прекращается и усадка кладки.
Обрисованная картина затухания деформаций ползучести
верна, пока напряжения а в кладке не превышают величин
0,8 — 0,9 R* . При больших а ползучесть кладки не затухает
и ведет в конце концов к разрушению кладки.
Явление ползучести обусловливается, согласно теории проф. А. Е. Шей-
нина, реологическими свойствами (расползаемостью во времени под наг-
рузкой) геля — вязкой структурной составляющей цементного камня. Гель
образуется в процессе гидратации зерен цемента. С развитием этого про-
цесса гель все больше пронизывается сростками выделяющихся в нем мик-
рокристаллов. Одновременно увеличивается и вязкость геля в связи с испа-
рением из него несвязанной воды н отсосом ее в глубь зерен цемента. В
ходе процесса в растворе происходит перераспределение напряжений: они
частично переходят с геля на кристаллические сростки и на заполнитель,
гель соответственно разгружается, и ползучесть раствора прекращается.
Если удалить нагрузку, упругие деформации мгновенно исчезают. Но
кроме того, замечается и «упругое последействие» — затухающее восстанов-
ление небольшой части (5 —10 °/о) деформаций ползучести. Оно объясняется
обратным давлением на гель упруго обжатых заполнителей и кристалли-
ческих сростков при их стремлении восстановить после разгрузки свою
форму. Таким образом, упругое последействие по А. Е. Шейкину — это та же
ползучесть, но только в обратном направлении. В расчетах деформацию
последействия обычно не выделяют из общей деформации ползучести.
Усадка раствора объясняется уплотнением геля вследствие упомянутого
испарения и отсоса воды. Это уплотнение совершается независимо от на-
пряженного состояния геля.
Обожженные камни (кроме кирпича полусухого прессования)
и природные камни не подвержены ползучести и усадке; в
кладке из таких камней основным источником неупругих де-
формаций являются швы. Исследования выявили, что для
ползучести такой кладки, помимо объема растворных швов,
решающее значение имеет и их количество: вследствие не-
однородности швов в местах соприкасания их с камнями
возникают повышенные местные напряжения, значительно
увеличивающие ползучесть кладки.
60
Неупругие деформации кладки достигают значительных величин. Напри-
мер, в опытах С. В. Полякова деформации образцов кирпичной кладки,
загруженных в возрасте 28 дней нагрузкой в 40 °/е от разрушающей наг-
рузки, увеличились за 250 дней на 85 °/о.
В вибрированной кирпичной кладке швы более однород-
ны, чем в невибрированной, и в связи с этим ее ползучесть
много (до 2 раз) меньше.
Кирпич полусухого прессования и силикатный кирпич ис-
пытывают при одинаковом а несколько большие упругие де-
формации, чем кирпич пластического прессования; кроме то-
го, данный вид кирпича подвержен и значительным неупру-
гим деформациям. Поэтому кладка из него деформируется в
значительно большей степени, чем кладка из кирпича плас-
тического прессования.
В стенах из крупных бетонных блоков и панелей количе-
ство швов невелико, и влияние швов на деформации таких
стен незначительно. Тем не менее и в них возможны суще-
ственные деформации, так как здесь усадке и ползучести под-
вержены сами бетонные блоки и панели.
Если сечение кладки состоит из материала разной неуп-
ругой деформативности, то с течением времени напряжения
с более деформирующегося материала частично переходят на
менее деформирующийся материал. В некоторых случаях это
явление может иметь нежелательные последствия. Например,
в кладке, облицованной жесткими плитами, усадка и ползу-
честь могут привести к перегрузке и к повреждению облицов-
ки. В таких случаях следует принять меры к тому, чтобы
облицовка не участвовала в восприятии усилий и могла сво-
бодно садиться вместе с кладкой.
Модули упругости и деформаций
Под модулем деформаций Е подразумевают отношение
приращения полной относительной деформации к приращению
напряжений Е = — = tg <р (рис. 15). Поскольку деформация
da
ползучести, составляющая часть деформации е, зависит и от
длительности загружения t, модуль Е может быть представ-
лен как зависящий от одних а лишь при оговоренном опре-
деленном режиме загружения кладки во времени.
Опыты по определению модуля деформаций кладки Е ве-
дут при минимальной длительности загружения. Перерывы
между отдельными ступенями загружения составляют 3 — 5
минут, необходимых для отсчета деформаций по приборам.
Несмотря на малую длительность, время все же успевает
весьма существенно сказаться на развитии деформаций пол-
зучести. Это обстоятельство является причиной того, что
61
кривая деформаций — напряжем
ний на всем своем протяжений
не имеет прямых участков, и В
ни в каком интервале значений
о не является постоянной велит
чиной.
В начале опыта, при значении
о близком к нулю, ползучесть
кладки не проявляется, и Е от-
ражает отношения приращения
напряжений к приращению упру-
гой деформации. В связи с этим
«начальный модуль деформаций*
кладки lim Е = tgcpo (рис. 15)
представляет собой одновременно и ее модуль упругости.
Модуль упругости выражают так:
£"о = а/?н (9.1)
Здесь а — упругая характеристика кладки, /?н — норма-
тивное сопротивление кладки осевому сжатию.
/?“ определяют по R (см. пояснение на стр. 21). Для виб-
рированной кирпичной кладки R" — 2,5 R, для невибрирован-
ной кладки всех видов Ru = 2 R (значения R даны в прило-
жении II).
Формулу (9.1) применяют и для армированной и комплекс-
ной кладки. При этом под R" подразумевают приведенное
нормативное сопротивление, т. е. отношение нормативной
разрушающей силы к площади сечения кладки F.
Опыты показывают, что для кладки всех видов, кроме
сетчатоармированной, в пределах отдельных ее групп а яв-
ляется постоянной величиной. Значения а для неармирован-
ной кладки приведены в приложении VI. Определение а для
армированной и комплексной кладки поясняется в главах,
рассматривающих данную кладку (см. главы 16, 19 и 21).
Модуль деформапий кладки всех видов определяют по
формуле проф. Л. И. Онищика:
^значения Ео, a, R* —см. (9.1)].
Более точно формула проф. Л. И. Онищика записывается так:
(9.2)
(9-3)
Показатель степени к в (9.3) зависит от марки раствора /?2: при от 200
до 50, к—1; при /?а=25 и 10, к<1; при /?! = 4и0, «яг0,5. Для всех.
62
Ля принимают упрощенно: к=1, т. е. определяют Е по (9.2). Чтобы при:
•том Е для кладки на более слабых растворах не получались слишком за-
вышенными, в нормах для такой кладки приняты соответственно понижен-
ные значения а. С этими а, Е по (9.2) получаются точными при напряже-
ниях » = (й" :3), и достаточно точными при других с. Таким образом, прак-
тически определение Е по (9.2) допустимо для кладки на любом растворе;
Как видно из изложенного, при определении понятия модуля деформа-
ций весьма существенную роль играет длительность загружения t. Модуль.
г’иругости Ео можно охарактеризовать как модуль мгновенной деформации
( = 0). Модуль деформаций Е по (9.2) можно в этой связи называть более
полно модулем кратковременной деформации.
В пределах линейной ползучести (см. стр. 60) применяют понятие мо-
дуля длительной деформации:
р — Ео
Здесь <ft — характеристика ползучести — отношение относительной де-
формации ползучести еп/ за период времени t к относительной мгновенной
(упругой) деформапии е0 при 1=0: <р/=еп/: е0. Величину выражают и
так: = где с( —мера ползучести — еп/ от единичного напряже-
ния о=1. Для математического выражения величины <ft в зависимости от
1 предложены экспериментально обоснованные теории.
При известном модуле Ef относительная деформация к моменту вре-
мени t определяется по: ef = e:E. Если части нагрузки прикладываются к
телу неодновременно, то можно для каждой из них определить соответст-
вующую е и затем полученные е суммировать.
Из формулы (9.2) для модуля деформаций Е следует, что
при напряжении а =1,1/?“ величина Е = 0. Это означает, что
при а= 1,1/?н самое малое приращение а уже вызывает бес-
конечно большую деформацию е. Такого рода напряжение
в металле называют пределом текучести. Разрушение кладки
происходит при напряжении (/?“) меньшем е'е предела теку-
чести (1,1/?“). Вследствие хрупкости каменных материалов
достичь предела текучести кладки в обычных испытаниях не
удается.
Определение деформаций
По переменному значению (9.2) модуля деформаций Е не-
трудно определить деформацию центрально сжатой кладки.
Так, из (9.2) имеем;
Относительная деформация от увеличения напряжения с о = О до о = о:-
_Lf_________=-Ll/nA
aK"J , _ ° а \
° 1,1/?“
(9.4).
63
е по (9.4) представляет собой [по смыслу модуля Е в (9.2)] деформацию
жри кратковременном загружении кладки.
Полную относительную деформацию кирпичной кладки с учетом ползу-
чести при напряжении а можно, согласно нормам, определять по формуле:
е = i;e: Еа, (9.4, а)
где для кладки из керамических камней и глиняного кирпича пластиче-
ского или полусухого прессования tj = 2,2; для кладки из блоков или кам-
ней, изготовленных из тяжелого бетона, i; — 2,3; для кладки из силикатного
кирпича или блоков и камней, изготовленных из силикатного или легкого
бетона, т; —3,0; для кладки из крупных блоков и камней, изготовленных
из автоклавного ячеистого бетона, ц = 3,5; если неблагоприятные резуль-
таты в расчетах получаются прн меньших величинах деформаций, данные
1J уменьшаются на 2Ос/о.
При неравномерном распределении напряжений в сечениях
кладки (при изгибе) определение деформаций по переменному
значению (9.2) модуля Е становится весьма сложным.
Нормы разрешают в расчетах при таких случаях пользо-
ваться усредненными постоянными значениями модуля де-
формаций кладки Е, приводимыми ниже в формулах (9.5) и (9.6).
При расчете усилий в элементах конструкций для случаев,
когда напряжения на всех участках рассчитываемого эле-
мента кладки близки к пределу прочности при сжатии и
обусловливаются совместностью деформаций разных мате-
риалов (например, при расчете усилий в сводах с затяжкой,
в слоях многослойной кладки, в кладке над рандбалками и
т. д.) принимают:
£=О,5Ео. (9.5)
При расчете деформаций конструкций от эксплуатацион-
ных нагрузок, усилий в статически неопределимых рамных
системах, периода колебаний конструкций, жесткости кон-
струкций и т. п. принимают:
Е = О,8£о (9.6)
[£0 —модуль упругости по (9.1)].
НЕАРМИРОВАННАЯ КЛАДКА
Глава 10
ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Расчетная длина
Расчетную длину сжатого элемента /0 при расчете на про-
дольный изгиб принимают:
для элементов, у которых оба конца оперты шарнирно
<или взаимно несмещаемо......................10 = Н,
64
для элементов с упруго смещающейся верхней опорой:
в многопролетных зданиях.................../0=1,25//,
в однопролетных зданиях.....................4 = 1,50//,
для свободно стоящих стоек..................4 = 2,0//.
Здесь: Н—высота элемента, равная расстоянию в свету
между горизонтальными опорами (например, высоте этажа
за вычетом толщины плиты перекрытия) или для свободно
стоящих стоек (стен, столбов) — расстоянию от заделки до
свободного конца.
Для элементов с взаимно несмещаемыми концами при полной заделке
одного или обоих их концов теоретически Но для каменных эле-
ментов 10<Н не принимают, так как заделка в грунт н перекрытия не
Обеспечивает полной неповорачиваемостн их опорных сечений, а частич-
ную заделку при расчете на продольный изгиб в запас прочности не учи-
тывают.
Для стен, надежно закрепленных по вертикальным краям,
при длине стены 1^2Н (при закреплении по одному краю
при /^1,5//) разрешается принимать
10 = 0,9//. (10.1)
При этом ослабление стены проемами как в вертикальном,
так и в горизонтальном сечениях не должно превышать 40%,
и напряжение в ней и в связанных с ней примыкающих сте-
нах не должны разниться более чем в 2 раза.
Расчет усилий
При определении расчетного усилия следует учитывать
увеличение продольного изгиба кладки при длительном за-
гружении вследствие ползучести. Поэтому расчетные про-
дольные сжимающие силы N для кладки следует принимать
соответственно увеличенными по формуле:
Л
N=-^ + NK. (Ю.2)
дл
Здесь ТУдл и NK — расчетные продольные силы от длительно
и кратковременно действующей части нагрузки (классифика-
ция нагрузок по длительности действия приведена в главе
СНиП П-А. 11-62); тдл —коэффициент учета ползучести
кладки (тДл < 1).
Коэффициенты тдл принимаются по табл. 3 приложения
VI в зависимости от упругой характеристики кладки а и гиб-
кости элемента
Xй = /0 : h или X’ = /о : г, (10.3)
где h — меньшая сторона прямоугольного сечения элемента;
г — наименьший радиус инерции сечения любой формы.
5 Розенблюмас
65
Коэффициенты тлл установлены экспериментальным пу-
тем. При А >-30 см или г>8,7 см\ тдл = 1. Таким обра-
зом, учет ползучести распространяется лишь на гибкие эле-
менты (в частности, на стены из панелей).
Говоря о несущей способности центрально сжатого элемента, прини-
мают, что вся нагрузка приложена к верхнему его концу. Между тем часть
нагрузки Q (собственная сила тяжести элемента) обычно равномерно рас-
пределена по высоте элемента. Такую нагрузку, как доказал проф.
А. Н. Динник, можно заменить эквивалентной по продольному изгибу рас-
четной силой № , приложенной наверху:
при шарнирном или взаимно несмещаемом опирании обоих концов эле-
мента № = 0.53Q) (10-4)
для свободно стоящих стоек Na = 0.32QJ
Несущая способность
Несущая способность центрально сжатого элемента опре-
деляется по формуле:
JVP=/7?<p. (Ю.5)
Здесь F — площадь сечения элемента; R — предел прочности
кладки при сжатии; <р —- коэффициент продольного изгиба,
определяемый по табл. 2 приложения VI в зависимости от
гибкости Xй = lo : h или У — 1О : г.
Для стальных элементов <? означает отношение критического напряже-
ния по Эйлеру: скр — т?Е : Хг2 к пределу текучести. Проф. Л. И. Онищик
показал, что такое присуще и кладке, если под Е понимать ее модуль
деформаций по (9.2) и под пределом текучести—величину 1,1/?“ (см. стр. 63).
Итак, для кладки:
(р = _!!ЧР_=__!___1-_Л₽_А
1,1/?н 1,1/?“ X'2 \ 1,1>?н/
_ , °кр
или, заметив, что в скобках тоже фигурирует ч> = ——
л2а
отсюда после небольших преобразований:
1
4 =----ХГ2 -♦ (10.6)
0,111—+1
а
Если сеченне прямоугольное, то X^zx^X*2 и по (10.6):
?=-----. (Ю.7)
1,33—+1
Значения <р, записанные в приложении VI при Хл 24 или X'83
соответствуют формулам (10.6) и (10.7).
66
При Хл>24 (или Хг>83) <р для кладок с а =1500 взяты как для бе-
тонных конструкций, а при а 7!: 1500 получены по этим <? из условия со-
хранения между значениями <р при разных а тех же соотношений, что и
X случае ХЛ = 24.
Изменение <р по высоте элемента,
учет переменности сечений
В центрально сжатых элементах, у которых оба конца
опираются шарнирно или взаимно несмещаемо, наиболее на-
пряженным участком является средняя треть их высоты.
В этой трети принимают постоянным, а в крайних третях—
изменяющимся по линейному закону до <р = 1.
В свободно стоящих или упруго опертых наверху элемен-
тах наиболее напряженной зоной соответственно считают
нижнюю половину их высоты.
Для стоек, опертых в обоих концах шарнирно или вза-
имно несмещаемо и имеющих переменные сечения, у опре-
деляют по сечению в средней трети их высоты.
Для нижнего участка свободно стоящих или упруго опер-
тых наверху ступенчатых стоек <р определяют по нижнему
сечению и по полной высоте стойки. Для верхнего участка
таких стоек берут по сечению и высоте одного лишь верх-
него участка (дополнительные сведения для ступенчатых
стоек — см. стр. 157).
Для стен и столбов, ослабленных горизонтальными или
наклонными бороздами, <р обычно принимают по полному,
неослабленному сечению. Ослабления учитывают при опре-
делении <р, если они по глубине превышают 1/3 толщины
сечения, по высоте —1/10 высоты элемента и находятся:
в элементах, опертых в обоих концах шарнирно или взаимно
несмещаемо — в средней трети их высоты, и в свободно
стоящих или упруго опертых наверху элементах — в нижней
половине их высоты.
Площадь F сечения элементов, ослабленных бороздами,
вводят в расчет уменьшенную, с полным учетом фактиче-
ского ослабления сечения, а также и эксцентрицитета, об-
разующегося вследствие ослабления.
Г лава 11
ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Расчет усилий
Продольная сила N внецентренно сжатой кладки оп-
ределяется (так же, как и дляt центрально сжатой) с учетом
влияния ползучести по (10.2).
й*
67
Если на кладку, помимо внецентренной продольной силы N,
действуют моменты от поперечной нагрузки, то и они дол-
жны быть аналогично определены с учетом влияния ползу-
чести по:

(11.1)
где Мдл и Мк — моменты от длительно и кратковременно
действующих частей поперечной нагрузки; тм — коэффициент,
принимаемый по табл. 3 приложения VI.
Анализ предельного состояния
По формулам сопротивления материалов краевые напряжения о2=/?
(рис. 16, а) и о, в прямоугольном сечении, находящемся в стадии разруше-
ния, выражаются так:
— М> /1 г бер \
J F \ h )'
б^о
Из первой формулы получаем несущую способность сечения:
(11.2)
Из второй, подставив в нее (11.2), — напряжение у края 1:
При возрастании эксцентрицитета еа краевое напряжение о, быстро
уменьшается, затем становится отрицательным, т. е. растягивающим. При
ео = 0,2 h
„1 -6-0,2 „„„ „
—1 _|_6.0,2— — R
достигает предела прочности кладки при растяжении, так как он примерно
составляет 0,09 /?. Дальнейшее возрастание е0 за величину 0,2ft должно
повести к образованию трещин.
Если бы элемент находился под действием поперечного изгиба, образо-
вание трещины привело бы к обрушению элемента: в этом случае момент
сопротивления сечения уменьшился бы, а изгибающий момент — нет.
Но при внецентреннОм сжатии с образованием трещины уменьшается и из-
гибающий момент, так как на половину глубины трещины уменьшается эксцен-
трицитет силы относительно центра уменьшенного сечения.
Развитие трещины вглубь происходит до тех пор, пока ej не достигнет
величины 0,2 ft' (рис. 16, б): при е0' — 0,2 ft' растягивающие напряжения в
уменьшенном сеченйи будут не более = 0,09 R, и следовательно, тре-
68
Рис. 16. К расчету внецентренно сжатых элементов:
а — распределение напряжений в упругом сечении при отсутствии растя-
гивающих напряжений; б — то же, при наличии растягивающих напряжений и
трещины; в — действительное распределение напряжений в сечении кладки
при малых эксцентрицитетах силы Np ; г — расчетная высота Н' для опре-
деления <рс при двузначной эпюре моментов; д — расчетная загруженная
часть Fc двутаврового сечения при эксцентрицитете силы Ny в сторону .полки;
е— то же, при эксцентрицитете в сторону ребра
щина перестанет развиваться. Это позволяет определять высоту Л' умень-
шенного сечения. По рис. 16, б: 0,3 h'— hfl— отсюда
(П.3)
По
(11.3) h’ связана с е0 линейной зависимостью.
Итак, согласие формулам сопротивления материалов:
1) при ео = О,2 Л несущая способность сечения [по (11,2)]
FR
Л„ — ---г— = 0,45 FR\
₽ 1.+6-0,2
69
2) при «о = О,2 h, /?р = 0,09 Я, и в кладке должно начаться образова-
ние трещин.
Опыты с образцами кирпичной кладки этих выводов не подтверждают:
при е0 = 0,2 h, N в действительности бывает около 0,7ЯЯ, и появление
трещин в кладке не замечается.
Одной из причин такого несоответствия является то, что в сечении,
вместо прямолинейной эпюры напряжений, принятой в формулах сопротив-
ления материалов, образуется криволинейная эпюра, имеющая значительно
большую площадь. Другой не менее важной причиной является увеличение
прочности наиболее напряженной части сечения при внецентренном сжатии.
Это явление объясняется, как указывает проф. Л. И. Онищик, тем, что менее
напряженная часть внецентренно сжатого сечения включается в работу
более напряженной его части и этим значительно укрепляет ее.
Как видно нз сказанного, с помощью формул упругого сопротивления
материалов можно до известной степени проанализировать характер нап-
ряженного состояния сечений внецентренно сжатой кладки. Но они непри-
менимы для определения несущей способности сечений.
Случаи внецентренного сжатия
Опыты с образцами кирпичной кладки показали, что в ней
в стадии разрушения под действием предельной сжимающей
силы Np трещины от растягивающих напряжений у края 1
не возникают, если эксцентрицитет е0 этой силы не превы-
шает 0,45 у (у — расстояние между центром тяжести и наи-
более напряженным краем 2 сечения (см. рис. 16, в). При
большем эксцентрицитете появление таких трещин возможно.
В связи с этим различают два случая внецентренного сжатия:
случай малых эксцентрицитетов, когда е0<;0,45 у, и случай
больших эксцентрицитетов, когда е0 > 0,45 у.
Несущая способность внецентренно сжатого элемента при
продольном изгибе в плоскости действия изгибающего мо-
мента определяется по гибкости элемента только в этой
плоскости. По гибкости в плоскости, перпендикулярной дей-
ствию изгибающего момента, такой элемент рассчитывают
как центрально сжатый.
Наиболее общим случаем внецентренного сжатия является
косое внецентрённое сжатие, при котором продольная сила
приложена к элементу с эксцентрицитетом относительно
обеих осей его сечения. Такие случаи встречаются часто,
например, при опирании концов балок на простенки или
столбы.
Несущая способность при малых эксцентрицитетах
Несущую способность при ео<СО,45у определяют по
формуле:
NP = FR^, (11.4)
где <р — коэфициент продольного изгиба в плоскости действия
изгибающего момента; ф — коэффициент, принимаемый по при-
ложению VII.
70
По правилам сопротивления материалов момент Np ей разрушающей
Силы относительно ядровой точки и должен быть величиной постоянной»
не зависящей от расстояния еи. Действительно, как видно из рис. 16,«:
Л<в= 1Г2-а2 = 1Г2/? = const.
Проф. А. А. Гвоздев и канд. техн, наук М. С. Борншанский показали
на опытах с бетонными призмами, что в действительности не изменяется
момент Np e-i относительно края 1. Постоянство этого момента имеет место
во всех случаях, когда разрушение сечения начинается без образования
трещины у края 1. В неармированной кладке оно проявляется в случаях
малых эксцентрицитетов (при е0 0,45 у).
Из' сказанного следует, что момент FN'fJ'i разрушающей силы при
центральном сжатии относительно края 1 должен быть равен моменту Np et.
Из этого равенства получаем формулу (11.4):
Np = Д/?ч>(У1: ₽i) — FR<?i>, где (рис. 16, в)
, У1 У1 1 1
Ф =---—----:--=---------=.--------.
‘ ei J1+ «О , . gp . . gp
1 + ЗГ 1 +
Данное значение ф справедливо для кладки всех видов за исключением
крупноблочной кладки из крупнопористых материалов, в которой упомяну-
тое выше укрепление наиболее напряженной части Fc сечений не замеча-
ется. Поэтому для нее принимают ii=Fc :F (см. приложение VII), т. е.
Np = FRvi> — Fc R<f. Площадь Fc определяют как при больших эксцентри-
цитетах (см. ниже).
Несущая способность При больших эксцентрицитетах
Несущую способность сечения при е0 > 0,45 у определяют
по формуле
= (П.5)
Здесь ф — коэффициент, принимаемый по приложению VII;
фи — коэффициент продольного изгиба в плоскости действия
изгибающего момента
<Р в (11.6) определяют по полному сечению F и полной
расчетной высоте 10 элемента, а <рс — по загруженной части
Fc его сечения (считая, что эпюра напряжений по Fc — пря-
моугольная) и по расчетной его высоте Н'. (рис. 16, г). Если
момент по всей высоте Н элемента однозначен, то FF = И.
Центр тяжести площади Fc должен совпадать с точкой
приложения к сечению силы Лгр, чем и определяется граница
площади Fc. Остальную часть сечения условно считают не*
загруженной.
Если в тавровом сечении расстояние е2 силы Np от края не превышает
с/2 (рис. 16, д) или 4/2 (рис. 16, е), загруженная часть сечения Fc представ-
ляет собой прямоугольник с площадью 2е2 Ьг или 2е2Ь2, и <рс для нее
определяют по гибкости рс=77':2е2. Приближенно такой же расчет при
71
меняют и при е.л >с/2 или<?2>с2/2. Приточном расчете учитывают, что при
, ₽2>с/2 или ₽2>Й/2 площадь Fc имеет тавровую форму. Расстояние х гра-
ницы этой площади от Np имеет следующую величину;
при эксцентрицитете в сторону полки (рис. 16, д)
Х ~ с с> + с?' (11,7)
при эксцентрицитете в сторону ребра (рис. 16, е)
X = V ^d{2ea-d) +(^-rf)2-
Вывод формулы (11.5) основан на предпосылке, что при е0 > 0,45 у в
предельном состоянии часть сечеиия Fc работает с одинаковыми напряже-
ниями, равными пределу прочности при местном сжатии /?с . При такой
предпосылке центр тяжести зоны Fc и должен по условию равновесия
совпасть с точкой приложения силы Np .
<ри по (11.6) вводится в (11.5) вместо в связи с тем, что при е0 >
>0,45 у возможно увеличение продольного изгиба элемента из-за образо-
вания трещин с растянутой стороны кладки и уменьшения рабочей пло-
щади сечения.
Из сказанного видно, что при е0 > 0,45у =FC /?с <?„ .
Данную формулу с целью объединения ее с формулой (11.4) представ-
ляют в виде формулы (11.5): N =FF <ри 6, где
Fc /?с (11.9)
F R *
Для кладки из небольших камней и из крупных блоков с мелкими
порами сопротивление /?с>/?:для первой принимают по эмпирической
7?с 3/ F~ 3 / 7 F \2
формуле —— I/ __ и, соответственно, по (11.9)ф= I/ ( __£ I ;
R v ' V \ F '
R Fz
для второй —1,25 и ф =1,25 —р
При крупных блоках из ячеистого или крупнопористого бетона или из
F,
природного камня /?с — R и ф = ~р~ •
Такие значения <Ь и приведены в приложении VII.
Для элементов без продольной арматуры в растянутой
зоне недопустимы эксцентрицитеты во, превышающие при
основных сочетаниях воздействий 0,9 у, при дополнительных
и особых —0,95 у. Для стен толщиной h 25 см недопустимы
соответственно ео более 0,6 у и 0,7 у.
О расчете внецентренно сжатых элементов по раскрытию
трещин см. стр. 84.
Несущая способность при косом внецентренном сжатии
Несущую способность при косом внецентренном сжатии
рассчитывают по формуле, принятой для большого эксцентри-
цитета [см. (П.5)]:
Np = FR (11.10)
72
Здесь коэффициент <]> независимо от относительной вели-
чины эксцентрицитета ео: у в том или ином направлении
всегда принимают по формулам приложения VII, принятым
для случаев большого эксцентрицитета (при ^o>O,45j/).
Для применения этих формул нужно знать величину Fc пло-
щади загруженной части сечения; ее условно определяют как
прямоугольник, центр тяжести которого совпадает с точкой
приложения к сечению силы 7VP (рис. 17, а). Если сечение
имеет сложную форму, из него для упрощения расчета исклю-
чают части, усложняющие форму, и рассматривают только
прямоугольную часть (рис. 17,6).
Рис. 17. Расчетная загруженная часть Fc сечения при косом
внецентренном сжатии:
а — сечение имеет прямоугольную форму; б — сечение имеет сложную форму
(площади Г, и F, при определении F и не учитываются)
В качестве <ри в формуле (11.10) принимают меньшее из
двух значений <р„ , определенных для направлений продольного
изгиба 1—1 и 2—2 (рис. 17). Если относительные эксцентри-
цитеты ен'.ул и Уь в обоих направлениях, 1—1 и 2—2, не
превышают 0,45, <ри в (11.10) равен <р, определенному по мень-
шему размеру сечения F. Если хотя бы один из них больше
0,45, <р„ как для направления 1—1, так и для направления
2—2 определяют по формуле (11.6): <ри =*= (<р + ?с): 2, и в фор-
муле (11.10) принимают меньший из этих двух <ри.
Принятое решение дает достаточное совпадение с резуль-
татами проведенных опытов и удобно тем, что позволяет
распространить единую формулу (11.5), принятую для эксцен-
трицитетов в одном направлении, и на косое внецентренное
сжатие.
73
Г лава 12
ИЗГИБ, РАСТЯЖЕНИЕ, СРЕЗ, СМЯТИЕ КЛАДКИ
Расчет изгибаемых и растягиваемых элементов
Несущую способность (разрушающий момент) неармиро-
ванной кладки при изгибе определяют по формуле сопротив-
ления материалов:
/Ир = W, /?₽.„, (12.1)
где V7t— момент сопротивления сечения кладки относительно
растянутой грани.
Формула сопротивления материалов здесь применима, так как с ней
согласуются принимаемые по нормам значения /?р и (стр. 58).
Изгибаемую неармированную кладку проверяют и на ска-
лывание, причем разрушающую поперечную силу определяют
по формуле сопротивления материалов
Qp = 6.2./?„, (12.2)
где z = J:S—расстояние между равнодействующими растя-
гивающих и сжимающих напряжений в сечении (плечо внут-
ренней пары). Для прямоугольного сечения: z=-|- h (й —вы-
сота сечения).
Несущую способность кладки при осевом растяжении
определяют по формуле сопротивления материалов
7Vp=F/?p, (12.3)
а при внецентренном растяжении
NP = FRP.n : К^о: WJ + 1]. (12.3,а)
Здесь W\—момент сопротивления сечения относительно
более напряженной грани; во — эксцентрицитет продольной
силы.
Проектирование кладки, растягиваемой перпендикулярно
прямым, неперевязанным швам, нормами не разрешается.
Расчет кладки на срез
Несущую способность кладки при срезе (разрушающую
поперечную силу) Qp определяют по формуле
Q₽ =Же₽+0,8/ а).
(12-4)
74
Здесь f— коэффициент трения по шву кладки (для кладки
из сплошного кирпича или других сплошных камней правиль-
ной формы /=0,7; для кладки из пустотелого кирпича или
из других камней с вертикальными пустотами / = 0,35); а —
среднее напряжение сжатия в сечении/7при наименьшей рас-
четной нагрузке, взятой с коэффициентом перегрузки 0,9.
Коэффициент 0,8 в (12.4) учитывает возможность уменьшения трения
в шве из-за неблагоприятных условий работы (влияния влаги, кратковре-
менного динамического воздействия и т. п).
Расчет кладки на местное сжатие (смятие)
Несущая способность площадки Fc , составляющей часть
полной площади сечения кладки F, при действии местной
распределенной нагрузки выражается формулой:
Nv = FC ’Re p-а. (12.5)
Сопротивление кладки местному сжатию (смятию) Rc > R,
так как незагруженная часть сечения кладки оказывает
сопротивление поперечному расширению загруженной части
сечения Fc и этим укрепляет ее. Rc принимают по эмпири-
ческой формуле Баушингера:
Re=Rl/ F:FC,} (12б)
но не большим, чем
Rc=l R.
Значения у приведены в приложении VIII.
В кладке нз мелких камней много швов, и сопротивление незагруженной
части ее сечений поперечному расширению растворных швов и вызываемому
им растяжению камней загруженной части кладки в состоянии в значитель-
ной степени усилить площадь Fc . Поэтому для такой кладки значения у
относительно велики.
В кладке из крупных блоков, имеющих мало швов, укрепляющее
влияние незагруженной части меньше; поэтому у здесь не столь велики.
Наименьшие значения у имеют для блоков из ячеистых и крупнопористых
бетонов и пиленых природных камней в связи с хрупкостью этих материа-
лов (см. приложение VIII).
В расчетную площадь сжатия F (рис. 18), кроме непос-
редственно сминаемой площадки Fc, включают примыкающие
к ней участки сечения на длину, не превышающую толщины
сечения кладки (стены) h. При сложной форме сечения
участки, надлежащая связь которых с загруженным участком
не обеспечена, при определении площади F не учитываются
(рис. 18, е). При расчете на смятие кладки под концами
балок (рис. 18, в) длину площадки смятия Лс при определении
Fc и F принимают не более 20 см.
75
Рис. 18. К расчету сечений при местном сжатии (смятии):
а — д — расчетные площади F для определения /?с по (12.6) в разных
случаях местного загружения сечений кладки; е — к определению F при
сложной форме сечения (участки Fx и F% при определении F не учиты-
ваются); аг— треугольное распределение напряжений под концом балки.
«2» — балка
Коэффициент полноты эпюры давления у. в (12.5) устанав-
ливают в предположении, что эпюра определена как для упру-
гого тела, и представляет собой отношение объема такой
эпюры к объему Тс °тах, где Стах — максимальная ордината
эпюры. При равномерном распределении давления, например,
76
при наличии под опорными концами балок центрирующих рас-
пределительных подушек, р = 1. При треугольном распреде-
лении давления (рис. 18, ж) у. =0,5.
Коэффициентом а в (12.5) учитывают увеличение объема
шпоры давления по площадке Fc вследствие пластичности
кладки; принимают
а =1,5—0,5 р.. (12.7)
При неравномерно распределенной местной нагрузке под
Донцами балок произведение p-а в (12.5) разрешается в общем
Случае принимать равным 0,75. Для кладки из блоков яче-
истого и крупнопористого бетона, а также для неотвердевшей
кладки на растворе марки 2 и ниже укрепляющее влияние
пластичности не учитывают (а=1), и произведение \>--а при-
нимают равным 0,5 как при треугольном распределении
давления.
При одновременном действии на площадку Fc местной и
основной нагрузки расчет производят дважды: на местную
нагрузку и на сумму местной и основной нагрузки (под ос-
новной здесь подразумевают нагрузку на площадку Fc от
вышележащей кладки и ее нагрузок). Каждому из этих расче-
тов соответствует, согласно приложению VIII, своя величина у.
При расчете на суммарную нагрузку разрешается учиты-
вать только ту часть местной нагрузки, которая будет
приложена до загружения площадки Fc основной нагрузкой.
Глав а 13
МНОГОСЛОЙНАЯ КЛАДКА
Расчет по приведенным сечениям
Многослойную кладку (облегченные стены всевозможных
систем, стены из виброкирпичных панелей с жесткими утеп-
лителями, стены с облицовкой, .
кроме стен из мелких камней Н——Я !—- -<
с керамической облицовкой) рас-
считывают на сжатие путем
приведения слоев кладки к одно-
му материалу. Несущую способ*
ность засыпок стен, заполнений
бетоном марки 7 и ниже, одно-
сторонних утеплений стен бето-
ном марки 15 и ниже в расчете
не учитывают.
Рис. 19. Приведение сечения
к одному материалу
77
Сечение обычно приводят к материалу какого-либо одного
из учитываемых расчетом его слоев. При этом толщину каж-
дого слоя оставляют неизменной, а ширину b заменяют
приведенной шириной Ь' (рис. 19). При центральном и вне-
центренном сжатии Ь' определяют по формуле
У = (13.1)
где R' и R — расчетные сопротивления сжатию соответ-
ственно приводимого слоя и слоя, к материалу которого
сечение приводится (сопротивления кладки и бетона — см.
приложения II и V). R' и R в (13.1) вводят с учетом коэффи-
циентов условий работы тк и те, указанных в табл. 1 при-
ложения I для многослойной кладки.
Коэффициентами тк и т6 учитывается перераспределение усилий в
слоях кладки при достижении ею предельного состояния по прочности
из-за различной предельной сжимаемости слоев.
Приведенное сечение с площадью 7% рассматривают в
расчете как однородное, обладающее расчетным сопротивле-
нием R. Центром тяжести сечения многослойной кладки
считается центр тяжести площади Рпр, и эксцентрицитет внеш-
ней силы ео отсчитывают от него.
Несущая способность 7VP сечения многослойной кладки
отличается от Np однородного сечения Fnp, так как на Np
влияет еще и способ перевязки слоев кладки. Для облегченных
стен с прокладными тычковыми рядами при расстояниях между
этими рядами не более 400 мм в свету (рис. 6, б), а также
для стен колодцевой системы (рис. 6, е) принимают: при
центральном сжатии Ар = ; при внецентренном сжатии
Ар = (1— ео : 4у)-Ар (у — расстояние наиболее сжатого края
сечения от центра тяжести площади Fnp). Для облегченных
стен, у которых расстояния в свету между прокладными
тычковыми рядами больше 400 мм, но не более 620 мм,
принимают: при центральном сжатии Ар =0,9 Ар; при вне-
центренном сжатии Ар =0,9 (1 — е0 : 4 у) дгр .
Если в стенах из легкобетонных блоков с облицовкой
эксцентрицитет продольной силы е0 направлен в сторону обли-
цовки, то он не должен превышать 0,5у.
Коэффициенты продольного изгиба <р для многослойной
кладки с прокладными тычковыми рядами, заполненной или
засыпанной любыми материалами, и для многослойной кладки
с металлическими связями, зополненной бетоном марки не
ниже 7, принимают по гибкости X кладки сплошного сечения
и по упругой характеристике а наружных ее слоев (если а у
наружных стенок неодинаковы, то—по меньшему из этих а).
78
Если толщина облицовки менее 15% общей толщины стены,
Ф берут по X стены с общей толщиной и по а основного ее
материала.
В многослойных стенах с металлическими связями (без
прокладных тычковых рядов), с засыпками, вкладышами и
заполнением бетоном марки ниже 7 каждую ветвь рассмат-
ривают как работающую самостоятельно на приложенные к
ней нагрузки. Для таких стенок <р принимают как среднее
арифметическое из двух <р, определенных для всей толщины
стены и для одного (более тонкого) наружного слоя.
Расчет сечений стен с керамической облицовкой
Сечения стен с облицовкой прислонными керамическими
плитами, устанавливаемыми после возведения и осадки стен
(рис. 7, г), или с облицовкой закладными керамическими
плитами (рис. 7, в), швы между которыми заполняются после
возведения стен, рассчитываются по общим формулам, без
учета несущей способности облицовки.
Сечения стен, облицованных лицевым кирпичом и керами-
ческими камнями (рис. 7, а и б), а также закладными кера-
мическими плитами (рис. 7, в), швы между которыми запол-
няются раствором во время возведения стены, рассматрива-
ются условно, как состоящие лишь из материалов кладки
(под кладкой здесь понимается тело стены, исключая обли-
цовку). Расчетная их площадь F = bh представляет собой
прямоугольник высотой А, равной общей толщине стены с
облицовкой. Эксцентрицитеты е0 продольной силы N условно
отсчитываются от геометрического центра сечения F (хотя
фактически из-за разнородности материалов сила, приложен-
ная в этом центре, не дает равномерного обжатия всего
сечения).
Несущая способность кладки с такими сечениями опре-
деляется по следующим формулам:
при центральном сжатии (ео =0)
Nf=FR<r, (13.2)
при внецентренном сжатии с эксцентрицитетом е0 ^0,225 h
в сторону облицовки

^₽ =
(13.3)
при внецентренном сжатии с эксцентрицитетом е0
—
2 1+ «о
79
в сторону кладки
FR<?
Ар ==, 2ео .
~h~ (13.4)
В формуле (13.2) сопротивление R следует брать с коэф"
фициентом то, приводимым в табл. 2 приложения I, а в фор"
мулах (13.3) и (13.4) — с коэффициентом ти, имеющим в общем
случае значение
*о\2 (13.5)
= 2h),
для кладки стен из керамических камней с облицовкой
лицевыми керамическими камнями и стен из глиняного кирпича
пластического прессования с облицовкой лицевым кирпичом
той же толщины
тк = т0.
(13.6)
h 1— т0
При эксцентрицитетах ей > в сторону кладки
сечение F рассчитывается как однослойное кладочное по об-
щим формулам внецентренного сжатия (см. главу 11).
Во всех приведенных формулах коэффициент продольного
изгиба <р следует назначать по общей высоте h сечения кладки
с облицовкой и по упругой характеристике а кладки.
Эксцентрицитеты продольной силы е0 > 0,225 h в сторону
облицовки для рассматриваемой кладки не допускаются.
Описанный метод расчета стен с облицовкой разработан проф.
Л.'И. Онищиком на основе многочисленных испытаний, произведенных
канд. техн, наук А. С. Дмитриевым (ЦНИИСК).
В связи с большей жесткостью облицовки приведенное сечение стены
с облицовкой имеет при кратковременном загружении небольшой нагрузкой
вид тавра, полку которого образует приведенное сечеиие облицовки (рис. 20,
а и б). Центр тяжести в таком сечении смещен против центра сечения
F—b-h в сторону облицовки. Однако по мере увеличения нагрузки и роста
во времени деформаций ползучести в кладке загружение облицовки быстро
возрастает, и она поддается. При этом центр тяжести смещается в направ-
Рис. 20. К расчету сечеиия стены с облицовкой:
а — горизонтальный разрез; б — приведенное сечение при ыалой иагруз-
ке; в —. приведенное сечение в стадии разрушения; г— эквивалентное прямо-
угольное сечеиие
80
лсиии от облицовки,, и приведенная ширина сечения облицовки уменьшается
(рис. 20, в).
Сечеиие в данной предельной стадии его работы заменяют эквивалент-
ным ему по прочности прямоугольным сечением Fo = bhQ t где h0 < h
(рис. 20, г).
Согласно гипотезе о постоянстве момента разрушающей силы относи-
тельно удаленной грани сечеиия, при малых эксцентрицитетах (см. стр. 71)
«н Л
нормативный моментTVp-g- относительно грани/—1 (рис. 20, г) для сече-
ния Fo равен R"bh^f, откуда
„ = R”bh*<f = bhR„ / Л> у ? = F (/?н то}
где то = (й0 : ft)2. Эта формула и соответствует формуле (13.2). Для опре-
деления коэффициентов т0 подвергали сжатию облицованную кладку в ко-
ротких образцах (у = 1), и по величинам Л” сил, разрушающих эти образцы,
находили т0 —N^ : FR". Указанная гипотеза дает и формулу (13.3). В этой
формуле тк = (йи : й)2, где йи — высота эквивалентного сечеиия при малом
эксцентрицитете в сторону облицовки. Опытами выявлено, что при камнях
облицовки, отличных по высоте от камней основной кладки, высота йи по
мере увеличения этого эксцентрицитета от 0 до 0,225 h уменьшается,
изменяясь пропорционально величине (1— ео : 2й). Следовательно, при
0<го <0,225 й
как это и указано в формуле (13.5).
При перемещении силы от центра сечения F к действительному центру
тяжести сечения (к центру эквивалентного сечения) действительный экс-
центрицитет силы уменьшается и, следовательно, разрушающая сила уве-
личивается. Это обстоятельство находит отражение в формуле (13.4), полу-
ченной путем замены в (13.3) положительного знака эксцентрицитета е0
отрицательным.
При увеличении эксцентрицитета е0 в сторону кладки за некоторую
граничную его величину более напряженной становится кладка, и тогда
сечеиие F можно рассчитывать как однослойное по обычным формулам
(11.4) или (11.5).
Упомянутая граничная величина е0 определяется как эксцентрицитет,
при котором нормативная сила определенная по (13.4) (при ти «» то),
равна по (11.4):
Д(/?ит0)у _Д/?И у
1_^о 1_2вр *
Л h
Отсюда
что и соответствует граничному значению. е0, указанному для формулы (13.4).
6 Розенблюмас 81
Для стен с керамической облицовкой следует, помимо
расчета по прочности, производить и расчет по трещино-
стойкости (см. следующую главу).
Глава 14
РАСЧЕТ НЕАРМИРОВАННОЙ КЛАДКИ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
И ТРЕЩИНОСТОЙКОСТИ
Несущая способность по деформациям
В случаях, когда условия эксплуатации ограничивают
величину деформаций самой кладки или ее покрытия (шту-
катурки, облицовки), кладку проверяют по деформациям.
Как уже отмечено (стр. 19), деформации кладки опреде-
ляют по нормативным воздействиям.
При расчете кладки по деформациям ее покрытия воздей-
ствия определяют по переменным и тем постоянным нагруз-
кам, которые прикладываются к кладке после нанесения на
нее покрытия.
При этом принимают, что кладка работает как упругое
тело с постоянным модулем упругости Е = 0,8 Ео = 0,8 a.R"
(см. (9.6)]. При таком допущении деформации кладки могут
быть определены по обычным формулам сопротивления ма-
териалов.
Проверке подвергают относительную (на единицу длины
приходящуюся) деформацию элемента кладки е: при наличии
только сжимающих напряжений проверяют деформацию е
укорочения, при наличии сжимающих и растягивающих или
одних растягивающих напряжений — е удлинения. Согласно
формулам сопротивления материалов:
при центральном сжатии или центральном растяжении:
_а — 1Г
F E-F ’
при чистом изгибе (рис. 21, я):
/И" •
Е EWt ’
при внецентренном сжатии (рис. 21, б):
е == — = 1 = (Fe° — 1
Е ’ Ч TFj F ) Е EF\Wi
при внецентренном растяжении (по аналогии):
(14.1)
(14.2)
(14-3)
(14.4)
82
Рис. 21. К расчету по деформациям и трещиностойкости:
а — деформация у края 1 при изгибе; б — расчетная эпюра напряжений при вне-
центренном сжатии
В (14.1) — (14.4) F и V7j означают площадь сечения кладки
и момент сопротивления этой площади относительно растя-
нутого края 7: V7, =/: у1 = /: (Ь — у). Для прямоугольного
сечения: F—b-h\ W1=bh2:fj; F:W1 — 6:h.
Из (14.1)-н(14.4) можно, подставив N" = N“, М" — 7И“,
е = епр, определить нормативную несущую способность сече-
ний кладки Л/д, /Ид, соответствующую предельным допуска-
емым деформациям кладок епр:
при центральном сжатии или центральном растяжении:
= (14.5)
при чистом изгибе:
/Идн = тепр; (14.6)
при внецентренном сжатии:
/V4 = £fenp:(^-1); (14.7)
при внецентренном растяжении:
7V: = fFenp:Q+l ) (14.8)
Относительные удлинения е поверхности штукатурного
или плиточного покрытия кладки не должны превышать зна-
чений епр, приведенных в приложении X.
6*
83
Следует отметцть, что при оштукатуривании неармиро-
ванной кладки по металлической сетке значения епр и вместе
с ними и несущая способность кладки по деформациям [по
формулам (14.5)-г-(14.8)] возрастают на 25% (примечание 2
приложения X).
(О расчете по деформациям каркасных стен — см. главу 28.)
Несущая способность по трещиностойкости
Расчет неармированных внецентренно.сжатых элементов
кладки по трещиностойкости (по раскрытию швов) делают,
когда эксцентриситет е0 превышает при основных сочета-
ниях нагрузок — 0,7у, при дополнительных сочетаниях—0,8у.
Для изгибаемых или растягиваемых элементов, рассчитанных по проч-
ности [по формулам (12.1) — (12.3)], проверка по трещиностойкости не тре-
буется, так как достаточная прочность является доказательством и доста-
точной их трещиностойкости.
При особых сочетаниях нагрузок расчет по трещинам не
производят.
Как было указано (стр. 19), неармированные каменные
конструкции рассчитывают на раскрытие трещин по расчет-
ным воздействиям (с коэффициентами перегрузки). Расчет-
ная стадия трещинообразования возникает в кладке, когда
растягивающие напряжения Oj по краю сечения 1 (см. рис.
21,6) достигают величины расчетного сопротивления кладки
растяжению при изгибе /?Р. и (взятого с коэффициентом тт по
табл. 1 приложения XI).
Коэффициент отт отражает степень использования сопротивления /?р и
в расчетной стадии раскрытия трещин. Использовать /?р и можно здесь в
большей степени, чем при расчете по несущей способности, так как про-
тив раскрытия трещин ие нужен столь большой запас, как против обруше-
ния. Поэтому, как видно из табл. 1 приложения XI, т1 в большинстве слу-
чаев превышает единицу.
Несущую способность по трещинам Nt внецентренно
сжатой неармированной кладки определяют по обычным фор-
мулам сопротивления материалов. Это в данном случае до-
пустимо, так как М обычно значительно меньше несущей
способности кладки по прочности Л/р, и при воздействиях,
соответствующих Nt, распределение напряжений в ее сече-
ниях значительно ближе к упругой стадии, чем к стадии
разрушения.
Согласно формуле сопротивления материалов, напряжение
С1 = /?р. н растянутого края 1 сечения (рис. 21, 6) имеет зна-
34
Отсюда
М=^Р.И:(^ -1). (14.9)
\ /
(Величины F, W\ — как в формулах (14.1) — (14.4)].
Расчет по трещиностойкости кладки
с керамической облицовкой
Расчет производится по раскрытию трещин в облицовке
от сжимающих усилий. Опыты показали, что к моменту по-
явления первых трещин в облицовке повышенная ее жест-
кость почти не отражается на распределении напряжений
по сечению стены. В связи с этим несущую способность
Nt прямоугольного сечения F=b-h стены по образованию
трещин в ее облицовке определяют по сопротивлению R
одной кладки.
При действии сжимающей силы в центре сечения F:
Nt=FR<?.
(14.10)
Здесь R принимается с коэффицйентом использования кладки
пгт. ц по табл. 2 приложения XI.
При внецентренном сжатии *с эксцентрицитетом 0,225 h
от центра сечения F в сторону облицовки
при
FRy,
Nt ~ 1 + 6g0
1 отт. ц
— гз?,,:— В сторону кладки:
Z 1 Т ц
(14.11)
FR<f
Nг = ।____2z?o
1Г
(14.12)
В формулах (14.11) и (14.12) сопротивление R следует
брать с коэффициентом использования кладки при внецент-
ренном сжатии тт. и. Для облицовки лицевыми керамическими
камнями
и — //1т, ц
(14.13)
для облицовки фасадными керамическими плитами
и — /Й-т. ц«
(14.14)
85
В формулах (14.10) (14.14) F, h, ео, берутся для всего
сечения стены, включая облицовочный слой, если швы в нем
заполнены, или только для сечения кладки стены без обли-
цовочного слоя, если швы в нем временно не заполнены
раствором.
При эксцентрицитетах в сторону кладки
h
7
е0
1 + ™т. ц
(а также при ео>О, если 1— тт. ц<10) расчет стен на обра-
зование трещин в облицовке не производится.
Формулы (14.10) и (14.11) представляют обычные формулы сопротивле-
ния упругих материалов. Как отмечено (стр. 84), такие формулы дают для
стадии образования трещин достаточно точные значения .
Формула (14.12) и значение предельного эксцентрицитета е0 в сторону
кладки, ограничивающего область ее применения, аналогичны формуле
(13.4) и граничному е0 при расчете по прочности. Следует отметить, что
применение при эксцентрицитете в сторону кладки формулы (14.11) с отри-
цательным е0 дало бы значение ЛГТ большее, чем применение формулы
(14.12). Таким образом, (14.12) дает бблыпий запас против появления тре-
щин в облицовке.
Когда эксцентрицитет е0 в сторону кладки превышает указанное пре-
дельное значение, более напряженной становится кладка, и при достаточ-
ной прочности кладки опасность появления трещин в облицовке не грозит.
КЛАДКА С ПОПЕРЕЧНОЙ СЕТЧАТОЙ АРМАТУРОЙ
Глава 15
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Эффективность сетчатой арматуры
Поперечное (косвенное) армирование кладки сетками при-
меняют для увеличения несущей способности сжимаемых
элементов из кирпича всех видов и керамических камней со
щелевидными вертикальными пустотами при гибкости эле-
ментов \h = Iq : h 15 или X’’ —10 : г <152 в случаях, когда
продольная сила не выходит за пределы ядра сечений элемен-
тов (для прямоугольных селений, при е0 < h: 6).
Для элементов из бетонных и естественных камней, а
“также для элементов с большей гибкостью или при больших
эксцентрицитетах применение сетчатого армирования мало-
эффективно и поэтому нецелесообразно.
Характер разрушения под нагрузкой у кладки с сетчатой арматурой
мной, чем у иеармировапной кладки. Появление коротких вертикальных
86
или несколько косых трещинок в ней значительно задерживается, а их раз
Внтие по высоте преграждается сетками. По мере роста нагрузки число тре-
щинок увеличивается, и с поверхности кирпичей начинают откалываться
лещадки. Разрушение кладки происходит в результате полного раздавлива-
ния отдельных кирпичей или целых их рядов. Характерное для неармиро-
ваиной кладки расслоение кладки на столбики в 1/2 кирпича (рис. 13) здесь
не замечается.
Работая в сжатой кладке на растяжение и препятствуя
поперечному расширению кладки, поперечная арматура весьма
аффективно увеличивает прочность кладки при сжатии. Опыты
показали, что в центрально сжатой кладке на растворах
марки 50 и выше она дает в два и более раз большее прира-
щение прочности, чем продольная арматура, взятая в том
же количестве.
Сопротивление кладки может быть при наличии попереч-
ной арматуры использовано полностью, в то время как при
наличии в кладке продольной арматуры оно остается при-
мерно на 15% неиспользованным (для последнего случая
тк = 0,85, см. табл. 1 в приложении I); кроме того, выпол-
нить в кладке поперечное армирование проще чем продоль-
ное.
Указанные преимущества поперечного армирования делают
его основным видом армирования центрально и с небольшим
эксцентриситетом внецентренно сжимаемых каменных эле-
ментов небольшой гибкости. Основной областью применения
кладки с сетчатым армированием , в связи с этим являются
простенки и столбы многоэтажных гражданских зданий. В
одноэтажных промышленных зданиях ее применяют реже,
так как эксцентриситеты продольных сил в стенах и столбах
таких зданий бывают' значительными.
Данные для проектирования
Сетчатую арматуру изготовляют из круглой гладкой стали
класса A-I и из холоднотянутой проволоки (сопротивления
арматуры приведены в приложении IV). Марка раствора, в
который укладывают арматуру, должна быть не ниже 25, а
в стенках и столбах сырых помещений, в цоколях и конст-
рукциях, находящихся в земле или на открытом воздухе, —не
ниже 50. Швы, в которые помещают сетки, должны быть
толще сеток не менее чем на 4 мм.
Поперечную арматуру применяют в виде прямоугольных
сеток и сеток «Зигзаг» (рис. 22). Прямоугольные сетки де-
лают из стержней диаметром 3—5 мм. В местах пересечений
стержни сваривают контактной сваркой или перевязывают
вязальной проволокой. Иногда их делают и из отходов: из вы-
сечки полосок жести и т. п.
87
Рис. 22. Поперечное сетчатое армирование кладки:
а — прямоугольная сетка; б — прямоугольная сетка из высечки; в —
пара сеток «Зигзаг» с взаимно перпендикулярным направлением рабочих
стержней; г — укладка прямоугольных сеток в швы
Прямоугольные сетки имеют относительно большую тол-
щину — она равна двум толщинам арматуры, поэтому в та-
ких сетках нельзя применять арматуру толще 5 мм\ кроме
того, узлы пересечения стержней сеток могут создать, в ра-
створных швах жесткие подпирающие точки, увеличивающие
изгиб и скалывание кирпича в кладке.
Сетки «Зигзаг», предложенные кандидатом техн, наук
В. А. Кймейко, не имеют указанных недостатков: в них нет
узловой их толщина равна лишь одинарной толщине арма-
туры. Для сеток «Зигзаг» можно применять арматуру диа-
метром от 3 до 8 мм. Каждую пару сеток «Зигзаг» с взаимно
перпендикулярным направлением стержней укладывают сверху
и снизу одного и того же ряда кирпичей. Такую пару счи-
тают по несущей способности равноценной одной прямо-
угольной сетке. Сетки «Зигзаг» состоят из нечетного числа
стержней (рис. 22, в).
Расстояния Ср с2 между центрами стержней сеток (рис. 22)
должны быть не менее 30 мм и не более 120 мм. С увели-
чением расстояния между сетками по высоте кладки эффек-
тивность их работы падает. Поэтому расстояние s (рис. 22, г)
между прямоугольными сетками или между сетками «Зигзаг»
одного направления должно быть не более 400 мм (пять
рядов кирпича толщиной 65 мм или четыре ряда кирпича
толщиной 88 мм). Для контроля правильности укладки се-
ток их стержни (или вязальную проволоку) выпускают из
швов на одну из поверхностей кладки на 2—3 мм.
88
Процент армирования р выражает в процентах отношение
объема рабочей арматуры к объему кладки. Для кладки с
сетчатой арматурой
(,61>
С j Су•о
Здесь fa — площадь сечения одного стержня сетки (осталь-
ные величины пояснены на рис. 22).
Если ячейки сеток квадратные, то с1— с2 — с и
p — fa ЮО. (15.2)
Сетчатое армирование учитывают в расчете, если 1 %
>Р>0,1%.
Глава 16
РАСЧЕТ КЛАДКИ С ПОПЕРЕЧНОЙ СЕТЧАТОЙ АРМАТУРОЙ
Центрально сжатые элементы
Усилие N в центрально сжатой кладке с поперечной сет-
чатой арматурой определяют по формуле (10.2).
Несущую способность такой кладки рассчитывают по
формуле
=Д-/?а-к<Р, (16.1)
где /?а-к — приведенное сопротивление кладки с сетчатой
арматурой при центральном сжатии:
.-'/?+(162)
Здесь р — процент армирования по (15.1) или (15.2).
При марке раствора /?2<50 сопротивление ГГ в (16.2) при-
нимается с коэффициентом (Z?:/?5b). где /?—сопротивление
неармированной кладки при прочности раствора /?2(<50) к
тому моменту загружения, который рассматривается в рас-
чете, и /?Б0 — то же при /?2 = 50.
/?а.к складывается из сопротивления иеармированиой кладки R и до-
бавочного члена, учитывающего поперечное армирование. Поперечное
армирование примерно вдвое эффективнее, чем продольное. Если продоль-
ная, арматура с площадью сечения (pF: 100) увеличивает несущую способ-
ность кладки на /?а (рР : ЮО), то поперечная* арматура при том же про-
центе армирования р дает увеличение несущей способности на 2/?а(рН100).
На единицу площади F это составляет 2p-J?a : J00.
Нормы ограничивают максимальную величину /?а.к удвоенным расчет-
ным сопротивлением 1R неармированной кладки. Такое ограничение умень-
шает вероятность разрушения кладки при частичном пропуске сеток, если
качество кладки удовлетворительное.
Указанные соображения и приводят к значениям /?а.к по (16.2).
89
Деформатнвные свойства поперечно армированной кладки.
Определение коэффициента <р
Если в швы кладки ввести арматурные сетки, то, как по-
казывают опыты, ее модуль упругости Ео не изменится.
Таким образом, Ео для поперечно армированной кладки имеет
то же значение (9.1), что и для неармированной:
£о=а/?и, (16.3)
а и R" в (16.3) берутся как для неармированной кладки.
Упругую характеристику армированной кладки в отличие
от а для неармированной кладки обозначим аа. Она опреде-
ляется как Ео , деленное на нормативное приведенное со-
противление [см. пояснения к (9.1)]:
_ £0 _
°-а — пн а пн
^а.к «ч.к
Здесь [см. (16.2)]
-«" + -те-
(16.4)
(16.5)
Определение R” пояснено при формуле (9.1). Произведение
т& определяется по расчетному Ra : для стали класса A-I
(а также и А-П и марки Ст. 3) maRa = 1,1 /?а; для холодно-
тянутой проволоки та/?а = 1,25/?а.
Определив по (16.4) упругую характеристику аа, находят
из табл. 2 приложения VI коэффициент продольного изгиба ср.
(^"увеличением поперечного армирования аа по (16.4) и <р уменьшают-
ся. Очень гибкие элементы с поперечной арматурой имеют настолько
малые ср, что, несмотря на лучшее использование в них кладки и арматуры,
их несущая способность Np по (16.1) получается меньшей, чем у элементов
с таким же количеством продольной арматуры. Этим проявляется в расчете
нецелесообразность применения поперечной арматуры для гибких элемен-
тов кладки при Xh > 15 (стр. 86).
Внецентренно сжатые элементы
Усилие N здесь (как и при центральном сжатии) опреде-
ляют по (10.2).
Несущую способность внецентренно сжатых элементов
при эксцентрицитетах продольной силы ев, не выходящих за
пределы ядра сечения (для прямоугольных сечений — при
€0<1й:6), рассчитывают по формуле (рис. 16, в):
ЛГр =/7?а.к.и'Р ^=/7/?а.к.и ф------—
1 I ^0
1 + (16.6)
90
Здесь /?а.к.н — приведенное сопротивление сетчатойрмиро-
ванной кладки, нагруженной эксцентрично,
ft,... - R + ^-(1 - -^) < 2R (167)
[обозначения — см. (16.2); и здесь при /?2 < 50 сопротивление
/?а берется с коэффициентом (Т?:/?50)].
Коэффициент ср в (16.6) определяют по характеристике оа
|см. (16.4)] так же, как и при центральном сжатии.
Если сжимающая сила приложена вне ядра сечения (для
прямоугольного сечения — при е0>Л:6), поперечную армалу-
ру не учитывают, и кладку рассчитывают как неармирован-
ную.
Во внецентренно нагруженных элементах поперечная арматура сжата
неравномерно; поэтому она не может в полной мере сопротивляться расгя-
жению поперек кладки и дает меиьший эффект, чем в центрально сжатых
элементах. Чем больше эксцентрицитет сжимающей силы ер, тем меньше
эффект поперечного армирования.
Опыты показывают, что влияние поперечного армирования иа Np почти
пли совсем не проявляется, если е0 выходит из ядра сечения: практически
оно равно нулю. Таким образом, армировать кладку поперечной арматурой
при эксцентрицитетах, выходящих из ядра сечения, нет смысла.
При эксцентрицитетах е0, не входящих из ядра сечения, для поперечно
армированных элементов так же, как и для неармированных, справедлива
гипотеза о постоянстве момента силы Np относительно наименее напряжги-
ного края I сечения (рис. 16, в). Из этой гипотезы аналогично, как для
неармированных элементов [см. пояснения к (11.4)], и вытекает формула
(16.6).
При ео = О сопротивление Ла.к.и имеет то ж;е значение, что и Ла.к при
центральном сжатии. Следовательно, влияние поперечного армирования на
„ 2pNa
сопротивление кладки выражается в этом случае величиной—— |см.
(16.2)]. При изменении эксцентрицитета е0 от нуля до границы ядра сече-
ния это влияние можно считать пропорциональным величине (1—2е0 :_у).
Указанные соображения и объясняют формулу (16.7). Ограничение рас-
четного сопротивления величиной 2R вызвано в (16.7) теми же соображе-
ниями, что и в (16.2).
КЛАДКА С ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРОЙ
Глава 17
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Применение
Продольное армирование — наружное и внутреннее (рис.
23, а, б)—применяют обычно в кирпичной кладке. Наружное
армирование более удобно для производства работ, так как
производить кладку между внешними вертикальными стержня-
91
ми арматуры проще, чем вокруг стержней, установленных
внутри сечения кладки. При внецентренно приложенных
силах и при изгибе наружная арматура работает более эф-
фективно, чем внутренняя; совместная ее работа с кладкой
в правильно выполненной конструкции обеспечена. В связи?
с этими качествами наружного армирования его в основном
Л) 1 1 Э о)
Рис. 23. Продольное армирование кладки:
а — наружное; б— внутреннее; в — в бороздах; г — одностороннее в борозде;
д — анкерование растянутой арматуры; е—сварной стык арматуры; ж—стык ар-
матуры внахлестку; 1—продольная арматура; 2—хомуты; 3—штукатурка; 4—бе-
тон; 5 — железобетонная подушка
и применяют для продольного армирования кладки. Внутрен-
нее продольное армирование применяют, когда нужно за-
щитить арматуру от длительного воздействия агрессивной,
внешней среды или высокой внешней температуры. Размеры
сечения кладки должны быть при внутреннем армировании
не менее 51 см.
Продольную арматуру можно устанавливать и в специаль-
ные борозды и затем заделывать их мелкозернистым бетоном
(рис. 23, в). Применение односторонней арматуры (рис. 23, г)
целесообразно, если кладка подвержена действию изгибающих
моментов одного знака.
Продольное армирование повышает сопротивляемость
кладки образованию трещин, и его применение целесообраз-
но в кладке, подвергающейся значительной вибрации или
сейсмическим воздействиям.
Кладку с продольной арматурой применяют главным обра-
зом для центрально и внецентренно с небольшим эксцен-
92
трицитетом сжатых элементов при значительной их гибкости
{при Xй =/0:Л> 15 или X' = /0:г>52) и для внецентренно
с большим эксцентрицитетом сжатых элементов любой гиб-
кости (поперечное армирование в этих случаях неэффективно).
Основной областью применения такой кладки являются про-
стенки и столбы промышленных зданий.
Изгибаемые армокирпичные элементы применяются в на-
стоящее время главным образом в виде обвязочных балок
или перемычек значительных пролетов.
Центрально или внецентренно растянутые армокирпичные
элементы делают редко. Такими элементами бывают стенки
круглых или прямоугольных резервуаров и емкостей для
хранения сыпучих тел.
Продольное армирование применяют еще и в тонких сте-
нах и перегородках с целью повышения их устойчивости.
Указания по конструированию
Продольную арматуру кладки делают из круглой гладкой
стали класса A-I или периодического профиля класса А-П,
хомуты — из стали класса A-I или из холоднотянутой прово-
локи. Арматурные каркасы продольно армируемой кладки
обычно делают вязаными (не сварными), так как в них при-
ходится при возведении кладки передвигать хомуты.’
Кирпич для кладки берут сплошной или пустотелый. Шту-
катурный или кладочный раствор, обволакивающий арматуру,
должен иметь марку не ниже 25, а в сырых условиях — не
ниже 50.
Для элементов с учитываемой в расчете сжатой продольной арматурой
не рекомендуется применять кирпич полусухого прессования и силикатный
кирпич, так как прочность такого кирпича в силу его повышенной дефор-
мативности используется недостаточно.
Защитный слой раствора или мелкозернистого бетона,
покрывающий наружную продольную арматуру, должен быть
в сухих условиях не тоньше: в балках и столбах — 20 мм,
в стенах — 10 мм\ в тех же элементах, находящихся на от-
крытом воздухе — соответственно 25 и 15 мм\ в элементах,
находящихся во влажных помещениях, а также в резервуарах,
фундаментах и т. п.— 30 и 20 мм. Для хомутов толщина
защитного слоя должна быть не менее 10 мм.
Толщина швов, в которых помещаются арматурные стержни
(внутренняя арматура, ветви хомутов, отгибы стержней в
балках), должна превышать толщину стержней не менее чем
на 4 мм.
Балки для удобства размещения в них отгибов можно
выполнять и из отдельных стенок в 1/2 или в */< кирпича,
93
укладывая арматуру между стенками и связывая стенки
между отгибами арматуры тычками (сравни рис. 76).
Балки из стенок в кирпича применялись по предложению инженера
А. И. Кучерова уже в 1931 г. в качестве главных балок перекрытий в-
строительстве пятиэтажных жилых домов в Москве.
Для обеспечения передачи сжимающих усилий в горизон-
тальном направлении с кирпича на кирпич в балках следует
тщательно заделывать не только горизонтальные, но и по-
перечные вертикальные швы.
Оштукатуривание кладки, имеющей растягиваемые по-
верхности, рекомендуется производить после загружения ее
возможно большей частью постоянной нагрузки.
Учитываемая в расчете площадь сечения сжатой продоль-
ной арматуры должна составлять не менее 0,2% и не более
2%, а растянутой — не менее 0,05% площади сечения
кладки. Наименьший диаметр d рабочей сжатой продольной
арматуры — 8 мм, растянутой — 3 мм. Концы гладких растя-
нутых стержней загибают в крюки или приваривают к по-
перечным стержням и анкеруют в слое бетона (рис. 23, д)
не менее чем на 30 d. На концах стержней периодического
профиля можно крюков не делать. Стыки арматуры диамет-
ром d>16 мм выполняют сварными (рис. 23,ё). При мм
стыки можно делать и внахлест (рис. 23, ж). Длину на-
хлестки s принимают для растянутых стержней s^>50 d, для
сжатых si>20 d.
Диаметр хомутов должен быть не менее 3 мм и не более
6 мм. Расстояния между хомутами, охватывающими про-
дольную арматуру диаметром d, должны быть: при сжатой
наружной арматуре — не более 15 d, при сжатой внутренней
арматуре — не более 20 d, при растянутой или неучитываемой
в расчете конструктивной продольной арматуре — не более
500 мм. Стержни сжатой продольной арматуры должны, по
крайней мере через один, лежать в углах перегиба хомутов.
Указания по расчету
Расчеты продольно армированных каменных элементов,
подвергающихся действию изгиба, ведут по сопротивлению
кладки на сжатие при изгибе R„. Как показывают опыты,
для кладки (как и для бетонов)
R„ = 1,25 R (17.1)
(значения R приведены в приложении II и представляют со-
бой призменную прочность кладки, см. стр. 48).
При наличии в кладке рабочей сжатой продольной арма-
туры R для нее следует во всех случаях принимать с коэф-
94
фициентом использования кладки тк =0,85 (см. табл. 1 при-
ложения I).
В расчетах сечений кладки с наружной продольной арма-
турой (рис. 24, а) защитный слой штукатурки Hie учитывают.
Такую арматуру обычно ставят вплотную к кл!адке, так что
расстояния центров тяжести арматуры от краев сечения
кладки а и а' получаются равными половине диаметров ар-
матуры (рис. 24,6). Для упрощения расчета принимают
Рис. 24. Сечение кладки с наружной продольной
арматурой:
а — фактическое; б — расчетное; в — упрощенное расчетное.
1 — штукатурка
(в запас прочности): а = а’ = 0, т. е. считают центры тяжести
арматуры совпадающими с краями сечения (рис. 24, в).
Сечения с арматурой в бороздах, заполненных бетоном
(рис. 23, в, г), являются по существу комплексными, так
как состоят из кладки и железобетона. Но можно их рас-
считывать упрощенно как армокамённые, не учитывая раз-
ницы материала борозд и кладки, если глубина борозд не-
велика (не более 65 мм) и данное заполнение не менее
прочно, чем кладка.
Сопротивление сжатой зоны кладки армокирпичных балок
сжатию в горизонтальном направлении при изгибе RH — 1,25 R
[см. (17.1)J принимают таким же, как для кладки, сжимаемой
в вертикальном направлении.
Теории расчета по прочности продольно армированной
кладки, железобетонных и комплексных конструкций по
существу одинаковы. Приводимые в главах 18 и 19 способы
расчета применимы не только к армированной кладке, нэ и
к продольно армированным элементам из любых каменных
материалов, в том числе и к железобетонным и комплексным
элементам.
95
Глава 18
ИЗГИБАЕМЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Расчетные формулы
На рис. 25 показана эпюра напряжений, принимаемая в
расчетах сечений по прочности. Условия равновесия сил и
равновесия моментов относительно центра (тяжести) растя-
Рис. 25. Предельные напряжения в сечеиии
изгибаемого элемента
нугой арматуры Fa выражаются через следующие формулы:
№ +М - М = Fc + А/?а - Fa Ra = ОЛ (18.1)
Мр = Мс -J- /Иа = /Vc Zc ~j~ /Уа^а = Sc /?и "4” 8aRa (18.2)
Здесь /Ис и Ma — моменты сил Nc и 7Va и Sc и Sa —статиче-
ские моменты сжатой зоны Fc и сечения арматуры Fa отно-
сительно центра Fa .
Увеличение Fa (при неизменном Fa) ведет к увеличению
площади Fc [сравни (18.1)], что дает увеличение момента
Мс = Sc • /?и [сравни (18.2)]. Мс можно увеличить этим пу-
тем лишь до какого-то предела Метах. Опытами установле-
но, что предел этот одинаков при всех видах воздействий:
при изгибе, осевом и внецентренном сжатии, внецентренном
растяжении. Прн осевом сжатии, как нетрудно видеть:
Мс max = So R — 0,8 So /?и , где So — статический момент сече-
ния кладки высотой ho относительно центра Fa и R =
=0,8RH [cm. (17.1)]. То же значение Метах имеет и при изгибе.
Поэтому применение формул (18.1) и (18.2) допускают, лишь
если соблюдено условие
Мс = Sc Rh Me max = O,8So Rm
или, что то же,
Sc Sc max = 0,8Sq .
(18.3)
96
Если арматура Ла находится ближе к Fa, чем сила Л/с
(рис. 25), то, как показывают опыты, напряжения в ней к мо-
менту, когда площадь Fc напряжена до предела, часто не
достигают принятой в формулах (18.1) и (18.2) предельной
величины (предела текучести) /?а. Поэтому в (18.1) и (18.2)
учитывают, если:
za>zc, (18.4)
и противном случае в (18.1) и (18.2) следует принять Да = 0.
Для прямоугольного сечения шириной b Fc = xb и по (18.1)
xbRK + Fa Ra - Fa Ra = 0; x = Ja-
ИЛИ
x = ah0, где а - f a-~ Fa = ;i0 — • (18.5)
bho
В этом случае Л>с в (18.2) имеет значение:
Sc = bxzc = bx (ho — 0,5x)
или
5с = ^а(1-0,5а) = а76йо = ДМо, 1 ,R .
где 7=1—0,5а; Д=а-у. J ( )
Условия (18.3) и (18.4) могут быть для прямоугольного се-
чения записаны в следующем виде:
М С Л4с max = О,46Ло/?и ИЛИ X Хгаах = 0,55/to , (18.7)
л>-2аЛ. (18.8)
Каждый из коэффициентов а, у, Л в (18.5) и (18.6) харак-
теризует какую-либо величину, относящуюся к сжатой зоне
Fc = bx: а. характеризует х, так как х = аЛо, 7 — плечо zc
(zc =7Йо), А — статический момент 5С (Sc = Abhfy.
В (18.6) дано выражение А через а: А = а(1 — 0,5а). Ре-
шив его по а, получаем и обратное выражение — а через А:
а = 1 - /1 -2А . (18.9)
В приложении IX приведены сопряженные значения а, у,
А, позволяющие по одному из них находить остальные два.
К расчету прямоугольного сечения можно свести расчет
любого сложного сечения, составленного из прямоугольни-
ков (а также и сечений с основной прямоугольной и допол-
нительными непрямоугольными площадями, если ось х не
пересекает последних). Например, внутренние силы в пре-
7 Розеиблюмас 97
Мр — Мр/
Сечение А = сечение 1
/J = C'S
Рис. 26. Расчет таврового сечения

Саг~ fia Mp2~fiRu(he-г)
+ Мр2
+ сечение 2
дельном состоянии в тавровом сечении А (рис. 26) можно
представить как сумму сил в сечениях 1 и 2, и его момент
7ИР — как сумму моментов ЛТР i и 7ИР 2. Размеры сечения 2,
его арматура Fa 2 = Fs • Rh : Ra и момент Мр 2 = Fs RK (h-ь
заранее известны; остается проверить или подобрать прямо-
угольное сечение 1. Если площадь Fs — выемка, то ее и, со-
ответственно, Fa 2 и /Ир2 следует в таком расчете брать с
отрицательным знаком.
Применение расчетных формул
Формулы (18.1) и (18.2) или (18.5) и (18.6) получены из
двух условий равновесия, по которым можно определить две
величины; остальные величины должны быть либо заранее
известны, либо приняты. Можно заранее задаться площадью
Fc сжатой зоны сечения или какой-либо величиной, харак-
теризующей Fc, например ее статическим моментом Sc от-
носительно центра Fa, ее высотой х, коэффициентами а или
Ро [см. (18.5)]. Если этого не делают, то Fc приходится оп-
ределять, и тогда, кроме Fc, с помощью формул можно
определить лишь одну величину.
Задача по проверке прямоугольного сечения. Установить
Мр, зная все величины сечения.
Ход решения. Находим х — (Fa — Fa) Ra: bR„ ; zc = ho —
— 0.5Л; Mp — bxRH zc + Fa/?a za.
Задачи no подбору прямоугольного сечения.
1. Подобрать Fa и F', зная все остальные величины се-
чения и Му.
(FB-\-Fa) получается, как правило, Минимальным при наи-
меньшем возможном Fa. Поэтому, если только МР не превы-
98
Шает Mmax= О,4&Ао/?и (см. стр. 97), следует принимать
/< = оч 2
Ход решения при /Ир > О,46Ло/?и • Задаемся х = хтах~^
0,55Ло . Определяем /Иа = /Ир ~ О,46Ло/?„ ; Ра = Мъ : za/?a;
Fo = (О,556Ло /?и : /?а) + Я. '
2. Подобрать Fa, задавшись Fa (см. сноску к задаче 1)
и зная все остальные величины сечения и /Ир .
Ход решения. Определяем /Иа = Fa/?a гя; /Ис = /Ир — /Иа;
А = /Ис : bhoR», а = 1 — — 2Д; Fa = (abh0 RK : Ra ) + Fa.
3. Подобрать h0 и Fa для сечения с одиночной армату-
рой, задавшись коэффициентом армирования ро = Fa : bho, и
зная все остальные величины сечения и Мр.
Ход решения. Так как Fa = 0, то Мс — Мр . Определяем
а = рю Ra: R„ 1см. (18.5)]; А = а (1 — 0,5а); h0 = К/Ис : AbRK (так
как /Ис =Д^йо/?и ); Fa = abho RK: Rs.
В любом случае расчета прямоугольного сечения прихо-
дится либо по а (или х) определять Л (или /Ис), либо, на-
оборот, по А определять а. Для этого служат таблицы
(например, приложение IX) или формулы (18.6) и (18.9):
А = а (1 — 0,5а); а=1 — |/1 — 2А. Если помнить эти формулы,
то можно все задачи, сводимые к расчету прямоугольных се-
чений, так же просто решать по памяти, без помощи таблиц.
Поперечное армирование изгибаемых элементов
Главные растягивающие напряжения в армокаменных бал-
ках рассчитывают по формуле
= (18.10)
Здесь Q— поперечная сила; Ь — наименьшая ширина сечения
в его растянутой зоне; zc — плечо внутренней пары (рис. 25).
Если в балке агл RT!i (по приложений III), то по расчету
поперечная арматура в ней не нужна, и ее ставят конструк-
тивно. Расстояния между хомутами должны быть не более
0,75й (Л — высота балки) и не более 500 мм. Вблизи опор
балки, не имеющей конструктивных отгибов арматуры, ре-
комендуется при h <1450 мм хомуты ставить через 150 мм,
а при h > 450 мм — через у, но не реже чем через 300 мм.
1 /?а = 0 для изгибаемых армокаменных элементов принимают в редких
случаях: при. очень ограниченной высоте сечения, при действий моментов
двух знаков. Эффект такого Га незначителен, поскольку при Fa^O при-
ходится R брать с коэффициентом тк = 0,85 (см. приложение I).
у*
99
Длина указанных приопорных участков принимается при
равномерно распределенной нагрузке равной пролета бал-
ки, я при сосредоточенных нагрузках— расстоянию от опоры
до ближайшего к ней груза. Продольную растянутую арма-
туру рекомендуется заводить за грань свободной опоры на
10d (d — диаметр арматуры).
Если в балке имеются участки, где агл > то попереч-
ная арматура на этих участках должна быть поставлена по;
расчету, применяемому для железобетонных конструкций и
в соответствии с конструктивными требованиями, предъяв-
ляемыми к поперечному армированию железобетонных кон-
струкций.
Г лава 19
СЖАТЫЕ И РАСТЯНУТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Общие сведения
При центральном сжатии и центральном растяжении под
F* подразумевают сечение всей арматуры элемента.
При внецентренном сжатии арматура Fa расположена у
дальнего, Fa — у ближнего к продольной силе N края сече-
ния. Различают два случая внецентренного сжатия: случаю
I соответствуют большие эксцентрицитеты, случаю II — ма-
лые.
СжимающиеУсилы N следует определять с учетом дли-
тельности воздействия — по формуле (10.2).
При внецентренном растяжении Fa расположена у ближ-
него к силе N края сечения. И здесь различают два случая:
I — когда растягивающая сила N приложена вне пределов
промежутка z; между арматурами Fa и Fa, и II — когда она
приложена в пределах этого промежутка (см. рис. 30).
Эксцентрицитет силы N часто характеризуют ее расстоя-
нием е от центра арматуры Fa. Если в расчете на внешние
воздействия получены сила N и момент ТИо относительно
центра сечения, то при сжатии (рис. 27, а)
e = eo + (O,5h-a) (19.1)
И при растяжении (рис. 27, б)
е = е0 - (0,5А - а), (19.2)
Здесь ео — Л1о :N — эксцентрицитет от центра сечения.
По (19.2) е может получиться и отрицательным. Это озна-
чает, что имеем не I, а II случай внецентренного растяже-
ния, когда N приложена между Fa и F' (рис. 27,6).
100
Рис. 27. Замена момента и осевой
силы одной внецентренной силой:
а — при сжатии; б—при растяжении
Центральное сжатие.
Определение модуля упругости £'о и коэффициента <?
Несущую способность центрально сжатого элемента
определяют как сумму несущих способностей всего сечения
кладки (FR) и арматуры (Fa Ra), умноженную на коэффи-
циент продольного изгиба <р:
^p'=(^/?+Fa/?a)<p. (19.3)
Экспериментами установлено, что модуль упругости £Ь
продольно армированной кладки пропорционален ее норма-
тивному приведенному сопротивлению:
£-0==«а • /?аН.к. (19.4)
Здесь аа—упругая характеристика продольно армирован-
ной кладки, которая равна а неармированной кладки (по
табл. 1 приложения VI);
Ra. к — нормативное приведенное сопротивление продольно
армированной кладки:
101
+гй<га-«)’
(19.5)
где р = ~~~ • 100 — процент армирования. Определение вели-
чин Rn пояснено при формуле (9.1), (та Ra) — при формуле
(16.5).
Коэффициент <р в (19.3) не отличается от <р для такой же
кладки без арматуры, так как аа = а (значения <р — см. табл. 2
приложения VI).
Продольное армирование сжатой кладки меньшее 0,2®/о (стр. 94) не
дает усиления кладки, так как его эффект погашается введением для R
коэффициента использования тяк=0,85 (см. приложение I).
Случай I внецентренного сжатия
К нему относятся случаи внецентренного сжатия, при ко-
торых растягивающие напряжения в арматуре Ла при дей-
ствий предельной силы (VP достигают расчетной прочности
арматуры /?а.
Напряжения, принимаемые в сечении элемента при слу-
чае I, показаны на схеме а, рис. 28. Данная схема тожде-
ственна схеме в, отображающей предельное состояние того
же сечения, но с арматурой Fa — Fa + Np : Ra при действии
изгибающего момента Mp=Npe. Таким образом, расчет
сечения при случае I внецентренного сжатия сводят к рас-
чету при чистом изгибе.
-RU=1,25R
Рис. 28. Замена случая I внецентренного сжатия случаем чистого изгиба

102
Указанным путем проводят подбор сечений: определяют
Изгибающий момент Mp=Npe, и арматуру Fa, подобран-
ную по этому /Ир, уменьшают на величину (/Vp : /?а):
Ла=Ла-^:/?а. (19.6)
В случае I внецентренного сжатия суммарная арматура
(Ла + Ла) получается (как и при изгибе) наименьшей при наи-
меньшем возможном Ла. Поэтому при подборе арматуры Ла
и Ла следует возможно большую часть момента /Ир — Np е
воспринимать моментом Мс = Nezc (рис. 28, а), обходясь
Минимальным Ла или, еще лучше, если это возможно, вообще
без Ла (Ла = 0).
Часто по соображениям удобства выполнения работ арма-
туру для внецентренно (по случаю I) сжатых сечений стре-
мятся подобрать симметричной, т. е. так, чтобы Ла равня-
лась Ла . При Ла = Ла величина Wa == ЛГа, и Nc =Na (рис.,28, а).
По этому условию находят Лс и х. Например, для прямоуголь-
ного сечения: Nc. = xbRK = Np и х = NP: bR„ ; имея х, опреде-
ляют /Ис = Np (h0 — 0,5х); /Иа = /Ир — /Ис и Ла = Ла = /Иа: zaRa.
Симметричное армирование в общем случае неэкономично, так как
соответствующая ему арматура Ла обычно не является наименьшей воз-
можной. Оно целесообразно для сечений, на которые действуют близкие
по величине, но различные по знаку моменты (например, во внутренних
столбах зданий с кранами), и рекомендуется в случаях, когда это не при-
водит к увеличению сечения арматуры более чем на 5°/о по сравнению с
несимметричной арматурой.
Проверку сечениц можно проводить двояко: 1) опреде-
лять предельное допустимое расстояние е при заданной силе
Np, 2) определять предельную силу 7VP при заданном рассто-
янии е. Расстояние е по Np находят через расчет сечения
при изгибе: определяют Ла = Ла + Np : Ra. затем для сечения с
Ла — момент /Ир и, наконец, е = /Ир : Np . Сечение достаточ-
но, если полученное е не меньше фактического.
Определение таким же путем Np при заданном е возмож-
но лишь последовательным приближением, так как^ не зная
заранее Np, нельзя сразу точно определить и Ла = Ла +
+ Np : Ra.
Обычно для определения Np пользуются уравнениями
равновесия продольных сил и моментов относительно точки
приложения Л/р (см. рис. 28, а):
/Vp = Nc + Л^а — Na = Fс RK + Fa Ra — Fa Ra , (19.7)
Sc.n-R„ +N'a(e~ z'a)-Na • e = 0. (19.8)
103
Здесь Sc. n—статический момент площади сжатой зоны
относительно точки приложения Np:Sc.n = Fc -(е — zc ).
Из (19.8) находят Sc.n, по Sc. n — значение Fc и, подста-
вив Fc в (19.7), — Np .
Уравнениями (19.7) и (19.8) можно пользоваться, если
[сравни (18.3)]
Sc == Fe Zc < Sc. max = O,8S0. (19.9)
Учитывать в них Fa можно, если [см. (18.4)]
Za>Zc. (19.10)
Для прямоугольных сечений [см. (18.5), (18.6)]:
Fc=xb = a. bh0,
Sc = bx (h0 — 0,5x) = a (1 —0,5a) bho = A bht,
So = 0,5bh%
(19.11)
(сопряженные значения a, т(=1—0,5a), Д приведены в при-
ложении IX).
Случай II внецентренного сжатия
К случаю II относятся такие случаи внецентренного сжа-
тия, при которых напряжения в арматуре Fa при полном ис-
пользовании сжатой зоны сечения (т. е. при 7ИС = 7ИС шах =
= O,8So/?H ) не достигают расчетной прочности арматуры при
растяжении (+ /?а).
При проверке сечения случай II можно отличить от случая
I путем определения Sc с помощью формулы (19.8), т. е. в
предположении, что напряжения в Fa равны -Д/?а Случай
II будем иметь, если при этом окажется, что Sc > 0,8So.
Проще II случай можно при проверке отличить по рас-
стоянию е. На грани между 1 и II случаем (при е = егр) на
сечение действуют силы (рис. 29, a): 7VC max = 7ИС гаах: гс min;
Из рисунка 29, «.видно, что (Л/с шах~Н%-- Naj’Crp =7ИС max+Afj
Отсюда
Me max + Afa
Лс max+ Na —
(19.12)
Если фактическое е меньше егр по (19.12), имеем случай II.
бг₽ никогда не может быть меньше zCmin (и для прямо-
угольного сечения zcm[n = 0,725 ho). Значит, при е< zCmin,
всегда имеем случай II.
104
При е < ггр; Мс -^«лах, и равновесие моментов относи-
тельно центра га записывается так-
NP е==Л?стах+7и; (1улз)
(л/с max *^0 /? 0,8^0 /?и ; = F'& Ra Z^.
Но (19.13) можно производить проверку при случае II, опре-
деляя Np при заданном е Или е при заданной дгр,
₽ИСП расчетам при случае
" внег е11тренного сжатня:
а — предельные воздействия на ^йрни между случаями
I и И; б — то же, перОд началом разрешения сжатой зоны
со стороны Га
М -Рл в.=, СЛуЧаЙ 11 отл”'1ают’
/Ис-/Ис „ах (это возможна, конечно> лишь ЛЛр е > М иах)
и определяя по (19.6) Л _ N . R как
получится Л < 0, имеем ,Случай ц. т р как Урастянутая
арматура не нужна. целину
. Л <0 может получиться и п ж <УИсшах. Эт0 бывает
когда внешняя сила N, Ппцпавнениоа
разрушающей Np , не пРи п<>Дборе арматуры
лаже пои F = 0 В этих г вызвать разрушения сечения
даже при га и. в этих случаях Fa также не нужна.
ДОМПО°аа ЧГоТ к"Л За,е’
lCM’ 5?яснен"е "»“« формулыР(19.12)( или при
cWo&’er?oSo« прХе?ЛТИиЫЦТР КОТОР°Й
105
В остальных случаях целесообразно производить подбод
сечения по случаю I. Если при этом получится Fa <10, то
ее можно не ставить.
При подборе сечения можно полагать, что а = 0 и hQ =
(рис. 28, а), если при таком предположении получается Fa ^0„
При очень малых эксцентрицитетах и больших F'a по срав-
нению с Fa наиболее сжатая часть сечения кладки может
оказаться со стороны Fa , а не F'a. В • таких случаях имеем
уравнение равновесия моментов относительно центра F*
(рис. 29, б)-.
К max+ < = N‘p (Z* ~ (^.14)
Здесь Лр — несущая способность сечения для случая,
когда разрушение начинается со стороны Fa; /И^тах =
= 0,8 5'момент равнодействующей напряжений в
кладке относительно центра F'a [5^ — статический момент
площади сечения высотой (Л — а') относительно центра F'].
По (19.14) проверяют АГ или подбирают Fa .
Учет продольного изгиба при внецентренном сжатии
Обозначим несущую способность при <р = 1 через 2VP .
Фактическая Np, определенная с учетом продольного изгиба,
в общем случае меньше дгр ;
NP = A/₽ -<р; Np = NP : ?, (19.15)
где <р — коэффициент продольного изгиба; принимается по
приложению VI в зависимости от гибкости ХА=/0:Л или
F— /0 : г элемента в плоскости действия момента 2ИР = Л/р е.
Как видно из (19.15), продольный изгиб можно в расчетах
кладки учесть путем замены в ранее выведенных формулах
величин /Ур величинам Np :
Практически учет продольного изгиба удобно проводить
так:
при определении Np — сначала определять Л/р без учета
продольного изгиба, и в конце расчета определять Np =
= Np <р;
при определении е и в задачах по подбору сечений — по
заданной Np определять Np = Np : <р и по Np вести расчет, не
имея больше дела с <р.
' Кроме продольного изгиба, в плоскости действия момента
/Ир следует учитывать и продольный изгиб в направлении,
перпендикулярном к данной плоскости. Проверку элемента
на продольный изгиб в указанном направлении производят
как для центрально сжатого элемента.
106
Случаи I и II внецентренного растяжения
Растягивающую -силу можно рассматривать как сжимаю-
щую с обратным знаком. Поэтому приводимые ниже способы
расчета сечений при случае I внецентренного растяжения
вполне аналогичны способам расчета сечений при случае I
внецентренного сжатия.
Рис. 30. Случаи внецентренного растяжения:
ан б случай I и его замена случаем чистого изгиба; в — случай II
Внецентренно по случаю I растянутое сечение с армату-
рой Fa работает в предельном состоянии точно так же, как
сечение с арматурой Fa = Fa — Np : Rs при действии изги-
бающего момента Мр =NP -е (рис. 30, а, б). Поэтому его под-
бор можно производить по моменту 7ИР , после чего Fa сле-
дует увеличивать на величину (Л/р : Fa).
Расчетом по изгибающему моменту 7ИР можно проверять
расстояние е_при заданной Np : определить 7ИР для сечения
с арматурой Fa = Fa — (Np : Ra), а затем e = Afp : Np .
Проверку несущей способности Np при заданном эксцент-
рицитете е производят путем решения двух уравнений рав-
новесия. Вторым неизвестным (кроме Np ) при этом является
площадь Fc сжатой зоны сечения. Уравнения выражают усло-
вия равновесия продольных сил и равновесия моментов от-
носительно точки приложения Np (рис. 30, а):
F/P = -2Vc-/v; + Na = -Fc/?H -F;/?aH-Fa/?a, (19.16)
•Sc.nRh Na (е -J- za) — Па e = 0. (19.17)
107
Значение Scjv—какв (19.8). Определив из (19.17) 5с.л^
затем по Sc./v — Fz и, подставив Fz в (19.16), находят ЛР.
Условие допустимости применения уравнений (19.16) и
(19.17) —как (19,9), учета F'-^-как (19.10); значения Fc,
50 для прямоугольных сечений —см. (19.11).
В случае II внецентренного растяжения, т. е. в случае,
когда предельная Лр приложена между Fa и F’, кладка не
работает из-за образующихся в ней трещин, и всю силу
Лр перенимает арматура Fa и F'a по закону рычага (рис. 30,в).
Проверку сечения (т. е. определение Лр при заданных
Fa и F'a) производят по предельным усилиям FaRa и F' Ra в
арматуре. Им соответствуют предельные силы
= Fa Ra za: е'\ Л<р2> = F\ Ra z,: e. (19.181
Несущая способность сечения ЛР равна меньшей из ве-
личин и Мр>.
Подбор сечения (т. е. определение Fa и F'a по заданной
Лр) производят в соответствии с той долей Лр, которая
приходится на каждую арматуру:
Fa = Лр е':z'aRa, F'a = Np • е : z'aRa . (19.19)
Центральное растяжение относится, как нетрудно видеть,
к случаю II и отдельного рассмотрения не требует.
Глава 20
РАСЧЕТ КЛАДКИ С ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРОЙ
ПО ДЕФОРМАЦИЯМ И ТРЕЩИНОСТОЙКОСТИ
Общие сведения
Расчет продольно армированных каменных конструкций,
деформации которых должны быть, по условиям эксплуата-
ции ограничены (например, продольно армированных камен-
ных оштукатуренных стенок резервуаров), производят, со-
гласно нормам, по раскрытию трещин. Таким образом, расчет
этих конструкций по деформациям сводится к расчету по
трещиностойкости и особого рассмотрения не требует.
Каменные конструкции с продольной арматурой следует
рассчитывать по трещиностойкости, если они находятся в
агрессивной для арматуры средеили, если их штукатурное или
плиточное покрытие должно быть непроницаемым. Усилия
при таком расчете определяют по нормативным нагрузкам
(стр. 19). В расчетах по трещиностойкости кладки с покры-
108
?цями учитывают целиком переменные нагрузки и часть пос-
еянных нагрузок, прикладываемую к кладке после нанесения
на нее покрытия. Учет особых сочетаний воздействий в
расчетах по трещиностойкости не требуется.
В указанных расчетах растягивающие напряжения в арма-
туре Fa принимают равными расчетным сопротивлениям
приведенным' в приложении ХП, с умножением на коэффи-
циенты тт, приведенные в табл. 1 прилож. XI.
Вблизи от Fa на поверхности кладки возникают наибольшие деформации
растяжения, которые в связи с совместной работой кладки и арматуры
имеют примерно ту же величину, что и деформации арматуры Fa , т. е.
« = са:£а, где аа — напряжение в арматуре Fa и £а =210000 Мн/м^—ее
модуль упругости. Таким образом, напряжение в арматуре Fa показательно
для величины наибольших деформаций растянутых поверхностей продольно
армированной кладки. Деформации е = /?а:£а . соответствующие установ-
ленным в нормах расчетным сопротивлениям Fa арматуры Fa , вызывают иа
указанных поверхностях.предельно допустимое раскрытие треЩии.
Расчет по раскрытию трещин
Согласно нормам, несущую способность продольно ар-
мированных камецных элементов по трещинам М или МТ
устанавливают, учитывая сопротивление кладки растяжению.
Напряжения в кладке принимают распределяющимися по ли-
Рис. 31. К расчету по раскрытию трещин:
а — расчетная схема при изгибе; б —то же, при внецентренном сжатии
нейному закону, пропорционально их расстояниям от нейт-
ральной оси, а на уровне арматуры — равными напряжениям
в арматуре, умноженным на коэффициент п' =±Е:ЁЛ (рис. 31,а).
Здесь Е = 0,8 Ео =0,8 а/?н — модуль деформаций неармиро-
ванной кладки [согласно (9.6) и (9.1)]; Fa.= 210000 Мн/м*—
модуль упругостц арматуры.
109
При таких допущениях целесообразно в расчетах опери-
ровать приведенными сечениями армированной кладки. Так
как напряжение в растянутой арматуре известно зара-
нее, сечения удобно приводить к материалу арматуры — к
стали. Для этого ширину b всех отдельных частей сечения
умножают на указанный выше коэффициент ц' = £ : Ея, ос-
тавляя высоты (и вместе с тем положения центров тяжести)
этих частей неизменными (рис. 32).
Рис. 32. Пример приведения сечения к стали:
а—сечение армированной кладки: б —то же сечеиие,
приведенное к стали
Для сечений центрально растянутых элементов в расче-
тах по трещинам определяют приведенную площадь Дпр =
== n'F + Fa. Их несущая способность по раскрытию трещин:
M=Fnp Р”. (20.1)
Для сечений изгибаемых, внецентренно сжатых и внецент-
ренно растянутых элементов определяют приведенную пло-
щадь: Дпр = n'F + Fa + F[, положение ее центра тяжести,
например, расстояние: _уПр = (n'Fy + Fa h0 + F'a а'): Fnp и ее
момент инерции: Лр = n'J+ n’F(_упр—у)2 + Да (h0 — _yn₽ )2 +
+ F’a СУ"Р — а'У (Рис- 32)- 3Десь F, у, J — площадь, расстояние
центра тяжести и момент инерции сечения неармированной
кладки.
Несущую способность по раскрытию трещин вычисляют
так:
для изгибаемых элементов (см. рис. 31, а)
7?ат = М • (й0 — jnp): Jnp, отсюда:
Жт = (Л₽ : (Йо -№); (20.2)
для внецентренно сжатых элементов (рис. 31, б)
ПО
Пт __ g°np (^° -У пр) _ Ут _ N1 ' Г Л1Р go пр ( — у пр)_< ~]
а Л>р Cip -^пр |_ Jnp J
Отсюда
М = (fnP Rl) : ГFnp g°"P^3^) _ Il; (20.3}
L /пр J
для внецентренно растянутых элементов аналогично:
М = (Fnp R'\ : Frnpgonp(fe0-J>np) + Л (20.4)
L /пр J
В (20.3), (20.4): пр—эксцентрицитет силы М относительно
центра тяжести приведенного сечения Епр.
Как указано выше (стр. 109), RTa в формулах (20.1)—(20.4)
следует брать с коэффициентом Шт из табл. 1 приложения
XI с учетом примечания к ней.
КЛАДКА, УСИЛЕННАЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОНОМ
И ОБОЙМАМИ
Глава 21
КОМПЛЕКСНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Общие сведения
Комплексные конструкции состоят из железобетона и ка-
У

менной кладки, обычно кирпичной. Железобетон располагают
в комплексном элементе внутри или снаружи (рис. 33).
Столбы с внутрен-
ним железобетонным
сердечником возводят
так: выкладывают ярус
кладки высотой до
1,2 м, вставляют в ос-
тавленную в кладке
пустоту арматурный
каркас и тщательно
заполняют пустоту бе- Рис. 33. Сечения комплексных
шт
тоном пластичной кон-
систенции. Затем вы-
кладывают и бетони-
конструкций:
а— с внутренним и б—с наружным располо-
жением железобетона
руют ярус и т. д. При
расположении бетона внутри кладки трудно обеспечить.
контроль его качества.
Удобно данный контроль осуществляется при наружном
расположении железобетона. Тогда кладку возводят сразу-
111
на всю высоту этажа, закладывая в нее хомуты, выпускаемые’
в оставленные для бетона штрабы, затем в штрабы устанав-
ливают и привязывают к хомутам продольную арматуру, при-
ставляют к штрабам щиты опалубки и заполняют их бетоном.
Наружный железобетон при изгибе или внецентренном
сжатии дает большее увеличение прочности сечения, чем
внутренний, так как он более удален от нейтральной оси
сечения. В связи с этим, а также в связи с удобством конт-
роля за бетонированием наружное расположение железобе-
тона, несмотря на некоторый расход опалубки, предпочитают
внутреннему.
Сцепление кладки с бетоном в комплексных конструкциях
бывает весьма прочным: в правильно выполненных конструк-
циях оно вполне обеспечивает совместность деформаций
кладки и железобетона при загружении. В начальный период
твердения прочность у бетона в кирпичной опалубке нара-
стает скорее, чем у такого же бетона в деревянной опа-
лубке, и конечная прочность получается большей, так как
кирпичи отсасывают избытки влаги из свежеуложенного
бетона.
Предельная сжимаемость кирпичной кладки больше, чем
бетона, и поэтому при предельном загружении комплексного
элемента, к моменту, когда бетон уже начинает разрушаться,
кладка имеет еще некоторый запас прочности и, следова-
тельно, не вполне используется. Использование кладки в
комплексных элементах несколько улучшается благодаря
тому, что бетон, получая при твердении большую усадку,
чем кладка (в кладке усадка происходит только за счет
швов), несколько обжимает последнюю.
Для кладки комплексных конструкций целесообразно при-
менять кирпич пластического прессования, так как он срав-
нительно мало деформативен. Целесообразно для кладки
применять раствор повышенной прочности, так как это
уменьшает ее сжимаемость. Такими мероприятиями все же
не достигают полного использования кладки. Поэтому сопро-
тивление кирпичной кладки в расчетах нововозводимых
комплексных элементов принимают с коэффициентом усло-
вий работы тк = 0,85 (см. прилож. I).
Если комплексная конструкция создается путем усиления железобетоном
ранее возведенной и уже загруженной кладки, то не полностью использо-
ванным в конструкции может оказаться бетой, а не кладка, так как пос-
ледняя была обжата еще до бетонирования. В таких случаях принимать для
кладки коэффициент тк = 0,85 не следует, а для бетона надо принимать
коэффициент тъ < 1 (такие ть предусмотрены, например, для кладки с
железобетонными обоймами, см. прилож. I).
На комплексные конструкции расходуется меньше це-
мента и арматуры, чем на железобетонные; они экономичнее
112
монолитных железобетонных конструкций, так как требуют
значительно меньше опалубки и могут быть возведены в
более короткие сроки.
Комплексные конструкции были первоначально предло-
жены проф. В. П. Некрасовым. В 1942 г. проф. П. Л. Па-
стернак изложил теорию их расчета и на примерах показал
целесообразность их применения. В 1945—1948 г. доктор
техн, наук С. В. Поляков и кандидат техн, наук В. К. Ка-
мейко провели в ЦНИПС значительные экспериментальные
исследования комплексных конструкций.
Данные для проектирования
Для комплексных конструкций применяют кирпич марки
не ниже 75, раствор марки не ниже 25, бетон марок 100-ь200.
Бетон следует применять пластичной консистенции, так как
кирпич впитывает в себя часть воды из бетона и этим уве-
личивает его жесткость. Арматуру применяют из стали
классов A-I и А-П и из холоднотянутой проволоки (сопротив-
ления арматуры и бетона — в приложениях IV и V).
Арматурные каркасы в бетоне комплексных элементов
делают обычно вязаными. Диаметр стержней растянутой
арматуры в них следует принимать не менее 5 мм, сжатой
арматуры — не менее 8 мм. Площадь сечения сжатой арма-
туры не должна превышать 1,5% площади сечения бетона.
Необходимо обеспечивать передачу нагрузок по всему се-
чению комплексного элемента, применяя железобетонные
распределительные плиты, перекрывающие всю его площадь.
Если нагрузка приложена лишь к железобетонной части, кладка мало
включается в работу сечения (тогда тк =0,1).
Толщина защитного слоя бетона для стержней продоль-
ной арматуры должна быть не менее 20 мм при их диаметрах
до 20 мм и 25 мм — при ббльших диаметрах. Расстояние
в свету между этими стерж-
нями должно быть не менее
25 мм и не менее их диаметра.
Хомуты следует распола-
гать по высоте не реже чем
через 300 мм (4 ряда кирпича,
имеющего толщину 65 л/м).
При наружном расположении
железобетонных частей хому-
ты следует закладывать в тело
кладки; эти хомуты рекомен-
дуется конструировать так,

8 Розенблюмас
б)
Ьгпр~2Ъг tnbt6^
а)
, ft? , ^2* Ъг
Щ111|ШПП|||Ц||||Ц1|1П1Г11И.1Ч1
Рис. 34. Пример приведения
сечеиия:
а — комплексно^ сечение; б—то же се-
чение после приведения бетона к кладке
из
чтобы они перекрывали и боковые швы между кладкой и бе*
тоном (рис 33,6).
Арматуру (ее стыки, анкеровку и пр.) в железобетонный
частях комплексных элементов конструируют по темжепра-<
вилам, что и в железобетонных конструкциях.
Продольные сжимающие силы N, действующие центрально
или внецентренно на комплексные элементы, следует опре*
делять с учетом влияния длительного воздействия нагрузки
по формуле (10.2).
Задачи по расчету комплексных элементов решают путем
приведения сечения материалов к одному — кладке. Для этого
площадь сечения бетона умножают на коэффициент п, кото-
рый, в зависимости от поставленной задачи, выражает отно-
шение модулей деформаций или отношение сопротивлений
бетона и кладки. Приведение осуществляют путем умноже-
ния на п ширин площадей сечения бетона, оставляя их вы-
соты (и расположение их центров тяжести) без изменения
(рис. 34). Приведенное сечение рассматривают в расчете как
сечение кладки с продольной арматурой.
Деформативные свойства. Определение коэффициента <р
Модуль упругости Е0.кс и упругую характеристику акс
комплексного элемента определяют по способу канд. техн,
наук С. М. Кузнецова.
1. Для данного (неприведенного) сечения определяют F
(полную площадь), Fe (площадь сечения бетона), FK (площадь
сечения кирпичной кладки) и J (момент инерции полного
сечения).
2. Сечение приводят к кладке путем умножения ширин
сечения бетона на п = Д6 : Ео , где Ев принимается по при-
ложению V и Ео — по формуле (9.1). Для приведенного сече-
ния определяют момент инерции Лр.
3. Определяют модуль упругости комплексного элемента
Дс.кс = £’оЛр:Л (21.1)
4. Определяют приведенное нормативное сопротивление
комплексного сечения центральному сжатию
< = (₽HFIt+/?“npFe):F
(значения /?" — см. формулу (9.1); /?“ пр для бетона марок
200—100 (и ниже) равно 1,8 /?б.пР; /?б.пР —по приложению V].
5. Определяют упругую характеристику
акс — Ео..кс: (21.2)
114
Жесткость комплексного сечения характеризуется величи-
ной Ео Jnp или, что то же, величиной Ео. кс */[см. (21.1)]. В за-
висимости от поставленной задачи она при расчете дефор-
маций принимается с коэффициентом 0,5 или 0,8 [см. (9.5) и
(9.6)].
Коэффициент продольного изгиба <р комплексного эле-
мента определяют по табл. 2 приложения VI в зависимости
от гибкости V = —— или Xй = —. Здесь г = 1/-4- и Л —
г п г г
радиус инерции и высота в плоскости продольного изгиба,
фактического, неприведенного сечения.
Для комплексных элементов малой гибкости (при Хг < со 35 или
ХЛ < со 10) ср можно приближенно (в запас прочности) принимать как для
элементов с сечениями, состоящими сплошь из одной кладки (без бетон-
ного включения). Такое определение у и было первоначально предложено
(для комплексных элементов любой гибкости) проф. П. Л. Пастернаком.
Расчет несущей способности
При расчете по прочности центрально сжатых, изгибае-
мых, внецентренно сжатых и внецентренно по случаю I ра-
стянутых комплексных элементов бетонная часть их сечений
приводится к кладке путем умножения ее ширин на п =
/?б.н:/?и или, что то же, на п = R6. пР: R. Здесь /?б.н — сопро-
тивление бетона сжатию при изгибе, /?б.пР—призменная проч-
ность бетона (значения /?6. и и /?б.пР —см. прилож. V).
Полученное приведенное сечение рассчитывают на проч-
ность как продольно армированную кладку (только коэффи-
циент <р для центрально и внецентренно сжатых элементов
определяют по указаниям предыдущего подраздела данной
главы).
Приведенные сечения получаются обычно сложной формы,
состоящей из прямоугольников (см. рис. 34). Их расчет при
изгибе, внецентренном сжатии или случае I внецентренного
растяжения сводится к расчету прямоугольных сечений [мо-
гут быть использованы и значения а, ?, А (см. стр. 97, 104)].
Поперечное армирование изгибаемых комплексных эле-
ментов рассчитывают на участках, где [см. (18.10)]
= (21.3)
Здесь Rrn — расчетное сопротивление кладки по приложе-
жению III; zc — плечо внутренней пары в приведенном се-
чении.
Расчет центрально и внецентренно по случаю II растянутых комплекс-
ных элементов по прочности не требует приведения сечений, так как при
указанных воздействиях в этих элементах, как и в армированной кладке,
115
сопротивление каменных материалов не учитывается. Их расчет по проч-
ности с самого начала ничем не отличается от такого же расчета армока-
менных элементов.
Рассчитывать комплексные элементы по деформациям не
приходится, так как в случаях, когда их деформации должны
быть ограничены, их расчет ведут по раскрытию трещин.
Расчет по трещиностойкости требуется для них в тех же
случаях, что и для продольно армированной кладки.
При расчете по трещиностойкости площадь бетонной
части комплексного сечения приводят к кладке путем умно-
жения ее ширин на п — Еь : Ео [так же, как и при опреде-
лении коэффициента <р (см. выше)]. Приведенное сечение рас-
читывают по трещинам как сечение продольно армированной
кладки (по данным главы 20)].
Глава 22
УСИЛЕНИЕ КЛАДОК ОБОЙМАМИ
Применение и виды обойм
Обоймы применяют для усиления каменных столбов или
простенков. Их возводят на всю высоту усиливаемого эле-
мента. Их делают железобетонными, штукатурными с арма-
турой и стальными (рис. 35).
Обойма препятствует поперечной деформации сжатой
кладки и этим значительно увеличивает ее прочность. Ана-
логично действует в кладке и поперечная сетчатая арматура.
Обоймы так же, как и сетчатую арматуру, применяют для
усиления центрально или внецентренно при малых эксцен-
трицитетах сжатых элементов небольшой гибкости.
Исследования показывают, что при одинаковом расходе
стали обоймы дают меньшей эффект по усилению кладки,
чем сетчатое армирование. Поэтому их целесообразно при-
менять лишь для усиления уже существующей, слишком
слабой или поврежденной кладки, поскольку поперечное
сетчатое армирование для такой цели неприменимо.
Железобетонные обоймы могут дать большое усиление
кладки. Они применяются при разнообразных сечениях кладки:
прямоугольных, многогранных, круглых. Штукатурные арми-
рованные обоймы применяют для кладки прямоугольного,
многогранного или круглого сечения, когда не требуется
большое ее усиление. Их преимуществом является малая
толщина. Стальные обоймы применяют для кладки прямо-
угольного сечения. Ими можно достичь значительного уси-
ления кладки при малой толщине обоймы, но они неэконо-
мичны по расходу стали.
1W
Рис. 35. Виды обойм:
л — железобетонная; б — штукатурная армированная; в — стальная. J — бе-
той марки 1004-200; 2—штукатурка марки 504-100; 3 — полосовая сталь 25я5—
(Юх12; 6 — выравнивающий слой раствора на углах
Обоймы (как и поперечное сетчатое армирование) не при-
меняют для кладки, гибкость которой (считая по сечению
без обоймы) ХЛ = l0 : h > 15 или Хг = 10 : г > 52. Неэффективны
они и в случаях, когда сжимающие силы приложены вне
ядра сечения (для прямоугольных сечений — при ео > h: 6).
Материалы. Указания по конструированию
Железобетонные обоймы выполняют из бетона марок
100 ч-200 толщиной 6—12 см. Для столбов, у которых мень-
ший размер сечения не превышает 64 см, рекомендуется
толщину железобетонной обоймы принимать 6 см, при ббль-
ших размерах сечений следует брать -большую толщину
обоймы. Железобетонные обоймы армируют вертикальными
стержнями диаметром d от 6 до 12 мм и хомутами с d от
4 до 10 мм, привязываемыми проволокой или привариваемыми
к вертикальным стержням. Для обойм столбов круглого се-
чения целесообразно вместо хомутов применять спиральную
арматуру. Расстояние s по высоте обоймы между центрами
117
хомутов или центрами стержней спиральной арматуры не
должно превышать 15 см.
В штукатурных обоймах арматуру конструируют так же,
как в железобетонных. Штукатурку для них берут цемент-
ную, марок 50 100.
Стальные обоймы выполняют из стальных уголков, уста-
навливаемых на растворе по углам кладки, и привариваемых
к ним поперечных планок из полосовой стали. Расстояние 5
между центрами планок не должно превышать меньшего
размера сечения кладки и 50 см. Стальные обоймы покры-
вают защитным слоем цементной штукатурки.
Толщину защитного слоя штукатурки или бетона обойм
принимают по тем же требованиям, что и в продольно ар-
мируемой кладке (см. стр. 93).
Под процентом поперечного армирования в обоймах р
подразумевают отношение объема их поперечной арматуры
(хомутов, спиралей, планок) к объему неусиленной кладки,
выраженное в процентах:
p = 2/x(&4-/i)100:&/2S (22.1)
[величины, входящие в (22.1), пояснены на рис 35].
Поперечное армирование играет в обойме весьма важную
роль, так как именно оно в первую очередь и препятствует
поперечным деформациям сжатой кладки. Но с увеличением
р в обойме его эффективность уменьшается. Поэтому при-
нимать р > 1,0% для обойм не рекомендуется.
Эффективность поперечного армирования обойм понижает-
ся в случаях, когда отношение сторон усиливаемого пря-
моугольного сечения кладки превышает 2,5. Во избежание
этого следует в таких случаях пропускать сквозь тело
кладки дополнительные мощные поперечные стержни — связи,
делящие сечение кладки на прямоугольники с отношением
сторон не более 2,5. Расстояния между центрами этих свя-
зей по высоте не должны превышать меньшей стороны се-
чения кладки, и их сечение должно быть не меньше двой-
ного сечения поперечной арматуры обоймы на высоте, рав-
ной расстоянию между связями.
Расчет центрально и внецентренно сжатой
кладки с обоймами
Большие экспериментальные исследования кладки с обой-
мами различных видов проводились кандидатами техн, наук
В. А. Камейко, М. Я- Пильдишом, Р. Н. Квитницким (ЦНИПС).
Исследования показали, что эффект поперечной арматуры
в обоймах не зависит от способа их загружения, но для ра-
боты усиливаемой кладки и использования бетона и стали
118
в обоймах способ загружения имеет весьма существенное
значение,. Если обойма внизу опирается всей своей подошвой
на фундамент, а наверху на всю поверхность ее сечения ло-
жится загружающий ее элемент (балка и т. п.), работа кладки
с обоймой при центральном сжатии не отличается от работы
комплексной конструкции. Если нагрузка передается на
обойму непосредственно только в одном ее конце, — внизу
или наверху, — эффективность работы кладки по сравнению
с ее работой в комплексной конструкции несколько повы-
шается, а эффективность работы бетона и продольной арма-
туры значительно снижается. Наконец, если ни внизу, ни на-
верху нет непосредственного загружения обоймы, а есть
лишь косвенная передача нагрузки на нее (через кладку),
эффективность работы бетона и арматуры совсем незначи-
тельна.
Ниже приводятся формулы для расчета кладки с обой-
мами, полученные в результате упомянутых выше исследо-
ваний. Процент поперечного армирования р определяется
в них по (22.1). Значения принятых в них геометрических
величин пояснены на рис. 35. Сопротивления кладки и бетона
принимаются в этих формулах с коэффициентами тк и те ,
указанными в приложении I. Сопротивления арматуры при-
нимаются по приложению IV.
Из приводимых формул видно, в какой степени работают
в кладке с обоймами сама кладка, бетон и сталь. Работа
штукатурки в обоймах ни в каком случае не учитывается.
Несущая способность центрально сжатой кладки с обой-
мами:
для кладки с железобетонными обоймами:
A/p = [f(/?+ + ^/?6.nP+Fa/?a]<p; (22.2)
для кладки с армированными штукатурными обоймами:
г 2,8р R. _ \
<22'3)
для кладки со стальными обоймами:
+ <22-4)
При внецентренном сжатии по мере увеличения эксцен-
трицитета е0 продольной силы, аналогично как и в сетчато
армированных элементах, уменьшается укрепляющее влияние
поперечной арматуры. Для прямоугольных сеченнй оно про-
порционально величине Г 1—4-^-). Кроме того, -пропорцио-
119
нально величине +2—-') изменяется и эффективности
работы обоймы в целом. Таким образом, несущая способ
ность внецентренно сжатой кладки с прямоугольными сече-!
ннямн при эксцентрицитете продольной силы, не выходящем
за пределы ядра сечения кладки, т. е. при е0<Л:6, сос-
тавляет:
для кладки с железобетонными обоймами:
* -<Ф + ГТ?- т(>-4 -т)] + F‘ +
+ Fa/?a}T: (1+2^); (22.5)
для кладки с армированными штукатурными обоймами:
'7[«+i^-rar(1-4 т)><‘+24> <22-6>
для кладки со стальными обоймами:
- «Ф+тй? • «> *: (i+2 т)
(22.7>
В формулах (22.2) — (22.7) сопротивление поперечной ар-
матуры в отличие от сопротивления продольной арматуры
отмечено дополнительным значком х (т. е. /?а_х).
В случаях, когда e0>Zt:6, усиление кладки обоймами
в расчетах не учитывают.
Коэффициент продольного изгиба <р в формулах (22.2)—
(22.7) принимают как для неусиленной кладки.
ЧАСТЬ II
Основы проектирования каменных конструкций
жилых, гражданских и промышленных зданий
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КАМЕННЫХ ЗДАНИЙ
Глава 23
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Деформационные швы
Деформационные швы в кладке служат для предупрежде-
ния образования в ней трещин от температурных и усадоч-
ных воздействий и от неравномерных осадок грунта и самой
кладки. Появление трещин в стенах может быть вызвано1
ионижением внешней температуры, при котором наземная и
подземная части стен сокращаются неодинаково, неравномер-
ным оседанием грунта под зданием и т. п. Разрезка здания
швами на отсеки в значительной мере уменьшает или пол-
ностью устраняет опасность образования в нем трещин по
указанным причинам.
Различают два вида деформационных швов: температур-
ные и осадочные.
Температурными швами здание прорезается до верха фун-
даментов, а сами фундаменты остаются целыми. Это допу-
стимо в случаях, когда не приходится ожидать различной
осадки разделенных швами частей здания.
Осадочные швы прорезают и фундаменты. Отделенные
швами части сооружения могут перемещаться одна относи-
тельно другой и в вертикальном направлении. Устройство1
осадочных швов бывает затруднительным в случаях, когда
непосредственно у швов расположены сильно нагруженные
столбы или другие элементы здания, так как фундаменты
таких элементов не могут быть распространены за линию
шва. В этих случаях целесообразно располагать элементы в
некотором отдалении от шва, при которбм устройство до-
статочно развитого в сторону шва фундамента не встречает
затруднений.
121
Осадочные швы устраиваются в местах, где можно ожи-
дать неравномерную осадку частей здания, например:
а) между частями сооружения, возводимыми на разнород^
ных или на неодинаково обжатых грунтах (при разновременном
возведении отсеков здания, при пристройках к существующим
зданиям и т. п.);
б) между частями здания, высота которых значительно
{на 10 м. и более) отличается друг от друга, если не преду-
смотрены пояса для смягчения неравномерности распределе-
ния давления в кладке;
в) в местах резкого расширения (например, в 2—3 раза)
•или заглубления подошвы фундамента.
При назначении расстояний между швами в стенах учи-
тывают деформативные свойства их материалов и темпера
турный режим здания, для которого они предназначаются.
Линейное расширение кладки при изменении температуры
на 1°С принимается, согласно нормам, равным: для кладки из
глиняного кирпича и керамики — 5-10_°; для кладки из при-
родных камней — 8-Ю-6; для кладки из Силикатного кирпича
и из бетонных камней — 10-10-6. Из этих данных видно, что
для стен из силикатного кирпича, обладающих большей тем-
пературной расширяемостью, расстояния между швами сле-
дует назначать меньшими, чем для стен из глиняного кирпича.
Уменьшенные расстояния между швами следует принимать
и для стен на цементном растворе, так как они не в состо-
янии деформироваться пластически в той же степени, как
стены на смешанных и, в особенности, на известковых ра-
створах.
В неотапливаемых зданиях стены подвержены значительно
.большим температурным колебаниям, чем в отапливаемых.
Поэтому в них расстояние между швами должны быть мень-
шими.
Наибольшие допустимые по нормам расстояния s между
швами в неармированных стенах приводятся в приложении XIII.
Если здание по условиям его возведения должно зимовать
без отопления, следует в его стенах предусмотреть на зим-
ний период дополнительные швы. Такие швы могут быть
устроены в виде незаполненных кладкой перемычек или дру-
гими способами.
Если стены здания связаны с железобетонными или сталь-
ными каркасами, перекрытиями или другими конструкциями,
-го швы стен должны совпадать со швами указанных конструк-
ций. Если нужно, в кладке могут быть устроены еще и до-
полнительные швы без разрезки в этих местах перекрытий и
других железобетонных или стальных конструкций: эти кон-
струкции легко выдерживают усилия, возникающие в них в
связи с наличием дополнительных швов в стенах.
122
Швы в стенах устраивают обычно в шпунт или в четверть
с прокладкой толя в несколько слоев; перед оштукатурива-
нием швы тщательно законопачивают с обеих сторон стены
смоляной паклей.
Повышение установленного расстояния между швами
Если длина I отсека между температурными швами пре-
вышает расстояние s по приложению ХШ, средний участок
этого отсека длиной
/'=(/- s) + 7 м (23.1)
следует армировать в швах горизонтальной арматурой сече-
нием
Fa = nFRP (-у- - 1) : /?.. (23.2)
Здесь п — коэффициент: для отапливаемых зданий п — 0,5,
для неотапливаемых зданий и открытых сооружений п = 1,0;
F—площадь вертикального сечения армируемого пояса клад-
ки; R” — нормативное сопротивление кладки растяжению —
Rp — 2,2 Rp (значения Rp см. прилож. Ill); Ra — сопротивление
арматуры (по прилож. IV).
В стенах отапливаемых зданий центр тяжести арматуры Fa
должен лежать на расстоянии */3 h от наружного края стены,
а в стенах неотапливаемых зданий и в открытых сооруже-
ниях — посредине ее толщины.
В междуоконных поясах арматура укладывается в коли-
честве, соответствующем площади вертикального сечения F
этих поясов. При отсутствии проемов в стене рекомендуется
арматуру Fa укладывать на уровне междуэтажных перекры-
тий. Ее количество должно в этих случаях соответствовать
вертикальному сечению F стены на весь этаж. Полное сече-
ние арматуры Fa по (23.2) укладывается в средних двух
третях участка I' по (23.1), а на его концах количество арма-
туры может быть уменьшено до 2/3 Fa.
Расчет армирования предложен проф. Л. И. Онищиком, исходя rft пред-
посылки, что на расстоянии */г •$ от температурного шва температурное
напряжение <st в кладке достигает в пределе величины /?" и что нара-
стает по линейному закону (рис. 36, а). Если />*•, то посредине участка I
напряжение at = 7?” _£->/?₽, и избыток напряжений at —
— должна принять арматура Еа .
Коэффициентом п в (23.2) и описанным расположением центра тяжести
арматуры в стене учитывается характер распределения напряжений
по ее толщине. Если здание отапливается, то с внутренней стороны
123
Рис. 36. Распределение температурных напряжений на
отсеке стены между температурными швами:
а — вдоль стены; б по толщине стены в отапливаемом зда-
нии; в — то же, в неотапливаемом здании. н „2“— напряжения,
воспринимаемые кладкой н арматурой; „3* и„4“ — положение ар -
матуры в стене отапливаемого н неотапливаемого здания
стены зимой температурных напряжений не будет, эпюра напряжений во
толщине стены будет треугольной (л = 0,5) с центром тяжести на расстоя-
ние Vs h от наружного края стены (рис. 36, б). Для неотапливаемого здания
или открытого сооружения эпюра напряжений представляется в виде прямо-
угольника (л = 1,0) с центром тяжести посредине толщины стены (рис. 36, в).
В стенах из невыдержанного силикатного кирпича (воз-
растом до 3 месяцев) возникают значительные дополнитель-
ные усадочные напряжения. Учесть их можно так: 1) устано-
вить s по приложению XIII исходя из пониженной на 5—15°С
(в зависимости от возраста кирпича) расчетной зимней темпе-
ратуры; 2) если длина I отсека между швами больше этого s, —
армировать средний участок Г [см. (23.1)] отсека I по (23.2).
Мероприятия по защите от влаги
Кладку следует предохранять от проникновения в нее
сырости, применяя плотные материалы, нанося штукатурку
или облицовку, устраивая гидроизоляцию, пароизоляцию и т. п.
Наружную облицовку стен и цоколя, пароизоляцию стен
мокрых и влажных помещений, гидроизоляцию фундаментов
необходимо устраивать в тех случаях, когда марки или мо-
розостойкость Мрз каменных материалов этих конструкций
ниже требуемых нормами.
Стены и столбы защищают от грунтовой сырости со сто-
роны фундаментов и от атмосферной сырости со стороны
тротуаров и отмосток гидроизоляционным слоем, укладывае-
124
Мым на высоте 50—500 мм от уровня тротуара или верха
ОТМОСТКИ.
Если материалы кладки сооружений I и И степени долго-
вечности имеют Мрз < 35 и III степени — Мрз < 25, все вы-
ступающие и особо подверженные увлажнению ее части (под-
оконники, парапеты, пояски и т. п.) должны иметь защитные
покрытия. При Мрз <15 рекомендуется, кроме того, и устрой-
ство свеса кровли со значительным выносом (не менее 35 см).
Недостаточно толстые, промерзающие стены, стены нз пористых мате-
риалов, расположенных с внутренней их стороны, стены, которые не в со-
стоянии высохнуть с наружной стороны, со временем сыреют, теряют свои
теплозащитные свойства и разрушаются под воздействием конденсирующейся
в них влаги. Например, если стена из шлакобетонных блоков оштукатурена
снаружи плотной цементной штукатуркой, пары внутренних помещений
свободно проникают через поры камней внутрь стены и конденсируются
перед слоем ее внешней штукатурки. Замерзая в зимнее время, влага раз-
рушает штукатурку, которая, отпадая, отрывает иногда за собой и слой
блоков. Во избежание подобных явлений следует плотную, непроницаемую
штукатурку наносить на внутреннюю, а не на наружную поверхность таких
стен. Это относится и к стенам, выложенным на легком, пористом растворе.
Нецелесообразным является применение стен с плотной наружной облицов-
кой или цементной штукатуркой, стен, утепленных изнутри пористыми
теплоизоляционными материалами, н стен с пустотами, засыпками и невен-
тилируемыми воздушными прослойками в качестве ограждений влажных и
мокрых помещений. Для таких помещений наиболее пригодны сплошные
стены из сплошного глиняного кирпича или беспустотных камней, покры-
тые изнутри паронепроницаемым слоем, например зажелезненной цементной
штукатуркой, покрашенной масляной краской по сплошной шпаклевке.
Группы кладок. Предельные гибкости
В целях нормирования конструктивных указаний по про-
ектированию стен и столбов кладки, в зависимости от их
видов и марок камня и раствора Ri и R2, делят на четыре
группы. Сплошную кладку из кирпича или других камней
правильной формы марки Rt 50 относят к I группе при
10 и ко II группе при R2 = 4; ту же кладку, но при
Rt = 25—35, соответственно относят ко II и к III группе и т. д.
Подробно деление кладки на группы дано в приложении XIV.
На основе опыта строительства гибкость стен, перегоро-
док и столбов, независимо от расчета, ограничивают приве-
денными в приложении XV предельными значениями гиб-
костей.
Армированные стены
Предельную допустимую гибкость стен (и перегородок)
можно увеличить продольным армированием в горизонталь-
ном или вертикальном направлении. При этом армирование
должно составлять не менее О,О5а/о сечения стены, перпен-
дикулярного к данному направлению. Продольное армирова-
125
ние в одном направлении увеличивает допустимую гибкости
стены на 20%, в двух направлениях — на 30% (см. примечав
ние 2 к табл. 1 в приложении XV).
Арматура может быть распределена по сечению стены
или же сосредоточена в армокаменных, железобетонных или
стальных поясах или стойках стены.
Расстояния между распределенными в кладке горизонталь-
ными или вертикальными стержнями арматуры не должны
превышать 8 h (h — толщина стены).
Горизонтальные стержни укладывают в швы кладки; их
диаметр —3—12 мм. При действии моментов одного знака
стену армируют одиночной арматурой с растянутой стороны,
при разных знаках — двойной арматурой. При небольших мо-
ментах разных знаков можно стены толщиной h > 120 мм
армировать одиночной арматурой, укладываемой посредине
толщины.
Вертикальную арматуру, конструктивную или рабочую
растянутую, расположенную снаружи стены, берут диаметром
не менее 6 мм и связывают хомутами не реже чем через 80
диаметров.
Тонкие стены в % кирпича можно армировать в горизон-
тальных и вертикальных швах, образуя сеть стержней с ячей-
ками 52X52 см или 52X65 см.
Концы стержней арматуры стен рекомендуется заделывать
в примыкающие устойчивые конструкции: капитальные стены,
стойки, пояса и т. п.
Расстояния между армированными или стальными поясами
или стойками в стенах могут быть и более 8 h. В этих слу-
чаях прочность панелей стен между поясами и стойками
проверяют расчетом.
Высоту железобетонных поясов в стенах принимают крат-
ной высоте ряда кладки. Их арматуру связывают хомутами
не реже чем через 40 диаметров. В отапливаемых зданиях
пояса, при высоте их более одного ряда кладки, проверяют
на промерзание и в необходимых случаях утепляют.
Армированием можно укреплять и стены, подвергающиеся
значительной вибрации. Их армирование принимают в 0,05—
0,1%. При наличии армированных поясов расстояние между
ними в таких стенах принимают, в зависимости от интенсив-
ности вибрационных воздействий, от 4 h до 8 h; раствор для
таких стен берут марки не ниже 25.
Схемы опирания стен и столбов
Опоры, поддерживающие стены и столбы зданий в гори-
зонтальном направлении (поперечные стены, перекрытия и
т. п.), делятся на жесткие и упругие.
126
Жесткими несмещающимися опорами считают поперечные
каменные стены толщиной 12 см, железобетонные стены
при 6 см, контрфорсы, поперечные рамы, фермы, ветровые
связи, железобетонные пояса и другие конструкции, могущие
воспринять горизонтальные силы, передающиеся на них
от стен и столбов.
Перекрытия и покрытия рассматривают как жесткие не-
смещающиеся опоры стен и столбов при расстояниях между
поперечными устойчивыми конструкциями, не превышающими
расстояний /ст, приведенных в приложении XVI. Если эти
расстояния более /ст, перекрытия и покрытия считают упру-
гими опорами. Тогда стены и столбы зданий рассматривают
как стойки, заделанные в грунт и соединенные друг с другом
шарнирно к ним приключенными стержнями (перекрытиями
и покрытиями).
Если перекрытия или покрытия не связаны со стенами и
столбами (например, если под концами их балок или ферм
устроены катковые опоры), стены и столбы следует рассмат-
ривать как свободно стоящие и работающие как вертикаль-
ные, заделанные в грунт консоли. При этом разрешается
учитывать горизонтальные опорные реакции, создаваемые
катковыми опорами.
Глава 24
СТЕНЫ И СТОЛБЫ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Допустимая этажность стен
До конца тридцатых годов нашего века каменные бескар-
касные дома в Советском Союзе строили с числом этажей
не более 8. Более высокие стены делали каркасными с за-
полнением из сплошного кирпича. Внешние стены имели при
этом по теплотехническим соображениям толщину в 51 см
и больше уже в верхних этажах; прочность их не использова-
лась, и их большой вес в значительной степени утяжеляла
элементы каркаса и фундаменты.
В 1939 г., после исследований, произведенных ЦНИПС,
был издан стандарт (ОСТ 90038—39) с данными о минималь-
ных допустимых толщинах стен из сплошного кирпича для
зданий до 12 этажей. Его издание способствовало расшире-
нию строительства бескаркасных каменных зданий повышен-
ной этажности.
Согласно [16] предельная этажность стен из сплошного,
глиняного или силикатного кирпича ограничивается расчетом
на прочность, а для стен из легких камней и для стен об-
легченных конструкций имеются и конструктивные ограниче-
ния (см. приложение XVII).
127
Для получения наиболее экономичных решений стены
верхних этажей многоэтажных зданий проектируют из облег-
ченных кладок и нижних этажей — из сплошных кладок, из-
бегая, насколько возможно, их утолщения применением мате-
риалов повышенных марок (кирпича марки 150, раствора
марки 50 и выше) и укреплением простенков поперечной
арматурой.
Расчетные схемы стен и столбов
В многоэтажных зданиях перекрытия можно обычно рас-
сматривать как несмещающиеся горизонтальные опоры стен
и столбов. В связи с этим стены и столбы можно рассчи-
тывать как вертикальные, неразрезные, неподвижно опертые
балки с учетом внецентренного приложения некоторых на-
грузок (рис. 37). Но такой расчет трудоемок и неудобен.
вертикальная неразрез-
ная балка
Рис. 38. Стена как вертикальная
балка на 2 опорах
Общепризнанной является упрощенная схема расчета стен
и столбов проф. Л. И. Онищика.' По ней стены и столбы
рассчитывают как совокупность разрезных двухопорных ба-
лок. Опоры этих балок принимают находящимися на уровнях
низа панелей или балок перекрытий. Нагрузки от верхних'
этажей считают приложенными в центре тяжести сечения
стены или столба вышележащего этажа, а реакции перекры-
тия рассматриваемого этажа — в соответствии с их фактиче-’
ским положением. Если под концами балок перекрытия нет’
128
Специальных опор, фиксирующих положение реакции, ее к,.
Нимают упрощенно приложенной на расстоянии от края
опоры равном Лс: 3, но не более 10 см (hc — длина опорного
участка балки).
При такой схеме- (рис. 38) наибольший момент в стене
получается непосредственно под перекрытием. Однако про-
дольный изгиб в стене больше всего проявляется в средней
части высоты этажа, которая, кроме того, обычно ослаблена
проемами. Поэтому опасное сечение в стене чаще всего
находится на участке простенка, где момент от внецентренного
приложения вертикальных сил не является наибольшим.
Если в простенке имеются вертикальные, косые или го-
ризонтальные борозды, то при расчете уменьшение, его се-
чения из-за этих борозд следует учитывать и эксцентрицитет
вертикальных сил считать от центра тяжести уменьшенного
сечения.
Сечения стен и столбов в толще перекрытий
Согласно схеме рис. 38, сечения стен и столбов, распо-
ложенные непосредственно над нижними горизонтальными
опорами, рассчитывают на осевое сжатие, так как моменты
в них равны нулю. Эти сечения являются комплексными,
поскольку некоторая часть F3 их площади F заменена пло-
щадью горизонтального сечения сплошных или пустотелых
железобетонных элементов перекрытия (панелей, настилов,
балок), входящих в стену или столб.
Несущую способность этих сечений на осевое сжатие
определяют с учетом совместной работы кладки и железо-
бетона по формуле
Nv=abFR, (24.1)
где R — расчетное сопротивление кладки сжатию; а и b —
коэффициенты, зависящие соответственно от величины F9
площади опирания железобетонных элементов и от типа пус-
тот в них.
При Лэ <0,1 F\ а — \, при Лэ>0,4Л; а = 0,8, при про-
межуточных F3 коэффициент а принимается по интерполяции.
Если железобетонные элементы (балки, настилы и др.), зат
деланные в кладку с различных сторон, имеют одинаковую
высоту, и площадь их опирания Л9^>0,8Л, разрешается при-
нимать F = F3 и а — 1.
При сплошных железобетонных элементах и настилах с
круглыми пустотами £=1; при настилах с овальными пусто-
тами и наличии хомутов на опорных участках ^ = 0,5.
При заделке в кладку Сборных железобетонных панелей
или настилов с незаполненными пустотами, кроме проверки
9 Розенблюмас
129
по (24.1), производится и проверка несущей способности
горизонтального сечения, пересекающего ребра панели или
настила по формуле
Np = 1,25 Re. пр. FHT + RFK . (24.2)
Здесь Re. np. —- призменная прочность бетона (по прилож. V);
FnT — площадь горизонтального сечения панели или настила,
ослабленная пустотами, на длине опирания панели или на-
стила на кладку (суммарная площадь сечения ребер); /? —
расчетное сопротивление кладки сжатию; FK — площадь cei
чения кладки без учета части сечения, занимаемой участт
ками панелей или настила.
При опирании балок на столбы совместная работа кладки
с бетоном учитывается только при ширине участков кладкй
с каждой стороны балки не менее 250 мм. При меньшей
ширине этих участков работа кладки не учитывается.
Анкеровка стен и столбов
В случае, показанном на рис. 38, на стену у верхнего
перекрытия действует сила М/Н, отрывающая стену от пе-
рекрытия. Для восприятия таких сил, а также и сил, обра-
зующихся из-за продольного изгиба стены, из-за неоднород-
ности материалов кладки и из-за отклонений оси стены от
вертикали вследствие неточностей при возведении кладки,
следует перекрытия анкеровать в стенах. Анкеровкой может
служить трение и сцепление в опорах железобетонных или
керамических перекрытий, специальные анкеры, устраивае-
мые в концах металлических или деревянных балок перекры-
тия, выпуски отрезков арматуры из швов между сборными
панелями перекрытий и т. п. С учетом отрывающих сил,
указанных выше, анкеровку рассчитывают на силу:
5 = А + 0,01Р, (24.3)
где А = М/Н— горизонтальная опорная сила на уровне низа
перекрытия и Р—нагрузка от вышележащей стены (Р — Р^
Р2, рис. 38).
Расстояние между анкерами балок или ферм, опираю-
щихся на стены, а также между анкерами, связывающими
стены с перекрытиями из сборных железобетонных панелей
или настилов, принимают не более 6 м. Сечение анкера
должно быть не менее 0,5 см2. Концы заанкерованных балок,
лежащих на прогонах, внутренних стенах или столбах,
должны быть соединены накладками.
На силу S по (24.3) анкеры рассчитывают в случаях,
когда расстояния между ними .более 3 м, толщина стены или
130
столба изменяется несимметрично и нагрузка простенка бо-
лее 1000 кн. При расчете анкера следует проверить его се-
чение, крепление к балке и заделку в кладке.
Чтобы выдернуть анкер из кладки, нужно преодолеть в
двух горизонтальных сечениях шва площадью 2F сопротив-
ление срезу и трение. Сопротивление шва выдергиванию
анкера
5P=2F (/?eP + '0,8/O),
(24.4)
где /—коэффициент трения в шве; о —напряжение сжатия
в кладке от постоянной нагрузки, взятой с коэффициентом
перегрузки п = 0,9; /?ср — сопротивление кладки срезу в гори-
зонтальном шве [сравни (12.4)].
Рис. 39. К расчету анкера:
а — площадь горизонтального шва, срезываемая прн выдергивании
анкера; б—распределение анкерной силы вдоль штыря; 1— балка;
2 — полосовая сталь; 3 — штырь
В случае, показанном на рис. 39,a, F = (Ь + с) с. Анкер-
ная сила S в этом случае принимается распределенной вдоль
штыря по треугольнику (рис. 39, б), и наибольший момент
в нем
M = Sb:12. (24.5)
Столбы следует крепить к балкам перекрытия в каждом
этаже. В зданиях с деревянными перекрытиями высотой бо-
лее 15 м столбы должны иметь огнестойкие связи в виде
железобетонных или защищенных от огня стальных балок;
расстояние между этими связями по вертикали должно быть
не более 30 h, где h — средняя толщина столба в рассматри-
ваемом направлении.
9*
131
Изгиб стен от ветра
Стены между перекрытиями подвергаются действию гори*
зонтальных сил от ветра. Учитывая, что стена работает как
неразрезная балка, пролетные и опорные моменты в ней от
ветра рассчитывают по
= (24.6)
(qB — расчетное давление ветра на единицу высоты стены,
И — высота этажа).
Моменты в стенах от ветра по (24.6) можно не учиты-
вать, если нормальные напряжения, вызываемые в них момен-
тами от нормативной ветровой нагрузки, не превышают
0,1 MhIm1. Предельная высота /7пр, при которой напряже-
ния в стене от ветра достигают 0,1 Л4н/лс2 = 102 кн/м2, получа-
ется из условия (9Н -с-Н^: Г2): (bh2:6) =102. Отсюда:
Hat = h у 200b: qH с. (24.7)
Здесь h — толщина стены, Ь — ширина простенка, с — рассто-
яние между срединами проемов, примыкающих к простенку,
q\ — нормативная ветровая нагрузка в кн/м2 [единицы изме-
рений в (24.7) — кн и м].
Если фактическая высота этажа И не превышает по
(24.7), стену можно на изгиб от ветра не рассчитывать.
Глава 25
ПРОСТРАНСТВЕННАЯ ЖЕСТКОСТЬ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Общие сведения
В зданиях жесткой конструктивной схемы ветровые на-
грузки передаются через перекрытия на поперечные стены,
которые на восприятие этих нагрузок работают как верти-
кальные консоли, заделанные в основание (рис. 40, г).
В зданиях из штучного кирпича или камня продольные
стены жестко перевязываются с поперечными и вовлекаются
в совместную работу с последними. В таких зданиях сече-
ния вертикальных консолей имеют обычно сложную форму—
двутавра, тавра, швеллера. Участки продольных стен обра-
зуют в сечениях полки и поперечные стены— стенки.
Длины s полок сечения консоли в каждую сторону от
оси стенки в зданиях из кирпича или небольших камней при-
нимают:
132
Рис 40. Сечение и нагрузки ветровой
консоли здания:
а — площадь продольной стены, вовлекаемая в совме-
стную работу с поперечной стеной; б — сеченне кон-
соли на глубине hx от ее верха; в — расчетное сеченне
консоли; г — схема нагрузки консолн; 1 — треугольная
эпюра напряжений в продольной стене от ветоа
в глухих стенах
s = 0,8 hx
в стенах с проемами (рис. 40, а и б)
8 = 0,7 (2йп ) ^/"бр: /'нт •
(25.1)
Здесь hx — расстояние от верха поперечной стены до уровня
рассматриваемого сечения консоли; (2ЛП ) — суммарная вы-
сота поясов продольной стены на расстоянии hx", Л>рИ Fm—-
полная площадь горизонтального сечения продольной стены
и площадь сечения ее простенков на участке s.
Эпюру нормальных напряжений в сечейиях койсолей вдоль
участка 2s от ветра принимают треугольной с вершиной на
оси поперечной стены (рис. 40, а). Но рассчитывают эти
133
сечения по формулам сопротивления материалов, в которых
указанное распределение принято по прямоугольнику. По-
этому оперируют не фактическими сечениями консолей, а
сечениями, полки которых имеют длину s, уменьшенную на
ширину проемов (рис. 40, в). Ось, проходящую через центр
тяжести этого сечения, обозначаем 0 — 0, момент инерции
сечения и статические моменты его частей относительно
этой оси — J и S.
Расчет по обеспечению пространственной жесткости зда-
ний с жесткой конструктивной схемой сводится к расчету
описанных консолей. Составные части расчета следующие:
1) определение ветровой нагрузки на консоль;
2) расчет сечения консоли на внецентренное сжатие;
3) расчет сечения консоли на скалывание;
4) расчет сопряжения стен консоли на скалывание;
5) расчет перемычек в стенах консоли на перерезываю-
щие силы.
Во всех этих расчетах консоли, кроме расчета по п.' 3,
ветровая нагрузка рассматривается как основная.
Ветровые нагрузки на консоли
Распределение ветровой нагрузки по высоте консоли при-
нимается таким же, как и jno высоте здания.
Ветровая нагрузка на консоль к собирается с участка
здания длиной
1к ~ (^1к. К—1 + 1к. к+1 (25.2)
где 1К. к-1 и *4-1 — длины отсеков к. к— 1 и к. к-ф1 здания
между осями поперечных стен, прилегающих к рассматрива-
емой консоли к*.
Если здание имеет лестничные клетки, в которых одна
стена сделана сквозной на всю ширину здания, а вторая,
параллельная ей,— лишь на глубину клетки, можно работой
короткой стены как консоли пренебречь, ввиду относительно
малой жесткости EJ ее сечения; ветровая консоль в таких
случаях состоит лишь из сквозной стены клетки с соответ-
ствующими прилегающими к ней частями продольных стен.
При желании учесть работу всех консолей в случаях, когда жест-
кости EJ сильно отличаются одна от другой, можно длины 1К (к =1,2, ...к,
... т) определять из соотношений (по материалам [6]):
, ___ EiJi . E2J2 . . BKJK
rt 1 + ni 1 + «2 1 + п
(25.3)
Здесь Ек JK—жесткость горизонтального сечения консоли к на уровне
134
Одной трети ее высоты (считая от верха фундамента); пк — коэффициент,
Имеющий значения:
а) при наличии жесткой связи между фундаментами поперечной и про-
дольных стен
2(6 + 2) 1К
п*~ b + h3a
Jk
т >
X EKJK
к—1
где b — ширина здания, считая между осями наружных продольных стен;
1К — длина по (25.2); /гзд — высота поперечных стен здания.
6) прн отсутствии указанной связи:
к ’ т
2 Ек JK
к—1
Г
Формула (25.3) выведена в предположении, что перекрытия и покры-
тие здания объединены на уровне половины Лзд в одну недеформируемую
горизонтальную диафрагму, и горизонтальные перемещения поперечных
стен здания на этом уровне одинаковы.
Если консоль к расчленяется проемами в поперечной стене на верти-
кальные участки с площадями сечений FK1, Fk2, ... то Ек JK в формуле
(25.3) равна сумме жесткостей EKV!Kl, Ek2.Jk2, ... площадей FKl , Fk2, ..-
и ветровая нагрузка Рк, приходящаяся на консоль к, распределяется
между этими участками в соотношении
Рк1: Рк2 : —
1 + 64 5«i: aK\ h?3R
______Ек2 ^к2
1 + 64 Sk2 • ак2 h3n
(25.4)
Здесь SK1, Sk2, ... — статические моменты частей площадей FKl, Fk2.рас-
положенных по одну сторону от нейтральных осей этих площадей, отно-
сительно указанных осей: ак1, ак2, ... — толщины поперечной стены на
участках площадей FKl, Fk2 , ... .
Расчет элементов консоли по прочности
Распет горизонтального сечения консоли на внецентрен-
ное сжатие, вызываемое сочетанием ветровой и вертикаль-
ной нагрузок, производится обычными способами (по данным
главы 11).
Если поперечная стена пересекает всю ширину здания,
связывая обе наружные стены, расчет на внецентренное сжа-
тие ограничивается лишь расчетом простенков участков 5
(рис. 40, б) продольных стен с учетом продольной силы NB в
этих простенках от ветра. В связи с принятым распределе-
нием напряжений вдоль участков 5 по треугольнику сила
М определяется по формуле:
135
Здесь Му — момент в консоли от ветра на уровне рассчиты*
ваемого сечения; F — площадь сечения рассчитываемого про^
стенка; х и у — расстояния центра тяжести площади F ot
оси поперечной стены и от нейтральной оси 0—0 сечения.
Расчет горизонтального сечения консоли на скалывание^
Несущая способность сечения консоли по скалыванию на
линии 1—1 (рис. 40, в) определяется по формуле
Qp = aRCK. (25.6)
Здесь S — статический момент части сечения, отделяемой
линией 1—1, относительно нейтральной оси 0—0; а — тол-
щина сечения по линии 1—1.
Формула (25.6) получена из формулы сопротивления материалов
О S
= ----— путем замены в последней т величиной /?ск и Q величиной .
a J *
При постоянной толщине стенки а наименьшая Qp полу-
чается для линии 1—1, совпадающей с осью 0—0, так как;
для этой линии S имеет наибольшую величину.
В (25.6) можно для двутаврового сечения приближенна
принять J:S = &:1,15 и для таврового J: : 1,35. Для
прямоугольного сечения /:£=&: 1,5 [ft— высота сечения
между осями полок (рис. 40, в) или, при отсутствии полок,—
между краями поперечной стены].
При определении толщины а в (25.6) глубина ниш или
ширина каналов, находящихся в поперечной стене, из ее
толщины вычитается. При этом часто в запас прочности S
принимают для линии 0—0, а толщину стенки а берут по
наименьшему ее значению на ослабленных участках. Ослаб-
ления поперечной стены нишами длиной, не превышающей
1/4 высоты этажа и 1/4 длины стены, при определении а не
учитываются.
Сопротивление сечення скалыванию по линии 1—1, пересекающей
стену в пределах проема, определяется сопротивлением перемычки над
проемом (оно рассматривается ниже).
Сопротивление /?ск в (25.6) имеет следующие значения:
для неармированной поперечной стены
/?ск=/?гл 1/1 + ^; (25.7)
1 ^гл
для продольно в горизонтальных швах армированной стены
RCK-P-^ l/i + (25.8)
100 ' г PR* •
136
В формулах (25.7) и (25.8) <з = -р—нормальное напряже-
ние в сечении F поперечной стены от наименьшей продоль-
ной силы N, взятой с коэффициентом перегрузки 0,9; Rr„ и
/?а — сопротивления кладки и арматуры по приложениям III и
IV; р — процент армирования вертикального сечения попе-
речной стены.
Qp по (25.6) должна быть не менее расчетной поперечной
силы Q от ветра на уровне рассматриваемого сечения.
Расчет сопряжения поперечной стены с продольными
ведут на восприятие сдвигающего усилия, имеющего на вер-
тикальном участке длиной Н значение
~ J
(25.9)
Здесь Q — расчетная поперечная сила от горизонтальной на-
грузки на уровне середины участка Н; S — статический мо-
мент расчетного сечения полки относительно оси 0-г-0 (рис.
40, в). Обычно Т в данном расчете определяют на этаж
(Н равно высоте этажа).
Несущая способность сопряжения стен при сдвиге
Гр = FRcp. (25.10)
Здесь Rcp = R'cpF':F, где F'~ площадь сечения камней,
приходящаяся на площадь F сечения сопряжения стен (ср.
стр. 59), значения R’ сопротивлений камней срезу приведены
в приложении III.
Если Гр < Т, участие в работе ветровой консоли полок
(продольных стен) не учитывается.
Расчет перемычек в стенах консоли. Перерезывающая
сила Т в перемычке поперечной стены от ветра определя-
ется по (25.9), где для данного расчета Н — расстояние меж-
ду срединами проемов, разделяемых перемычкой (рис. 41, а)
S — статический момент относительно оси 0—0 части сече-
ния, отделяемой осью, пересекающей стену в пределах
проема.
Перерезывающая сила Т в перемычке продольной стены
от ветра равна разности равнодействующих треугольных
эпюр нормальных напряжений Mj на участке АВ и Mi на
участке CD (рис. 41, бу
— (25.11)
137
Рис. 41. К определению перерезывающих сил:
а — в перемычке поперечной стены; б — в перемычке продольной стены;
1—перекрытие; 2 — ось поперечной стены
Здесь b — ширина сечения между осями полок (рис. 40, в).
Поперечная сила Q от ветра в (25.11) берется на уровне
середины Н (рис. 41, б) и s —на уровне 1—1.
Силы Т приложены в середине пролета перемычки. По-
перечная сила и момент у грани заделки в перемычке от
этих сил (рис. 41, а и б):
Q= Г; М=77:2,
(25.12)
где I — пролет перемычки в свету.
Сопротивление неармированного пояса кладки прямоуголь-
ного сечения высотой Лп и толщиной а скалыванию и изгибу
9 1
Qp — -g" ahn /?гл; 714р =-g- (25.13)
Значения /?гл и /?р. и приведены в приложении III.
При Qp < Q или MP<ZM над проемом устраивают армока-
менную или железобетонную перемычку, для которой, помимо
расчета по Q и М, производят расчет на заделку концов в
кладке [по приводимой далее формуле (29.3)[.
Если по расчету консоль достаточно прочна, то, не учи-
тывая сопротивления перемычек сдвигу, можно их рассмат-
ривать как шарнирные вставки между отдельными верти-
кальными ветвями стен. Если не учитывается сопротивление
перемычек продольных стен, в расчетное сечение консоли
включают лишь простенки, непосредственно примыкающие к
поперечной стене; эпюры нормальных напряжений от ветра в
этих простенках принимают прямоугольными (не треугольными,
как на рис. 40, а). Если не учитывается сопротивление пе-
ремычек поперечной стены, консоль рассматривают как раз-
138
деленную по вертикали проемами этой стены на (Отдельные
участки.
Ветровую нагрузку между участками можно при этом распределять по
(25.4).
Расчет элементов консоли по трещиностойкости
В случаях, когда при сочетании ветровых и вертикальных
нагрузок эксцентрицитет продольной силы в сечении консоли
получается значительным, и в случаях, когда ставятся по-
вышенные требования к сохранности штукатурных или иных
покрытий стен здания, элементы консолей проверяют и на
раскрытие трещин.
Несущую способность NT горизонтального сечения кон-
соли по раскрытию трещин при внецентренном сжатии опре-
деляют по (14.9). Для зданий с повышенной отделкой данное
М- проверяют не только при ео>0,7_у (стр. 84), но и при
меньших значениях эксцентрицитетов,—при eo>0,45_y.
Сопряжение поперечной стены с продольными проверяют
по раскрытию трещин на скалывание от ветра, если в ра-
счете по прочности совместная работа этих стен не учтена.
Усилие Т в данном сопряжении рассчитывают по (25.9). Не-
сущую способность сечения принимают равной Тр по (25.10),
умноженному на коэффициент тс по табл. 1 приложения XI.
Перемычки в поперечной и продольных стенах проверяют
по раскрытию трещин, если в расчете консоли по прочности
они рассмотрены как шарнирные вставки между вер-
тикальными ветвями стен. Усилия Q и М в них определя-
ются по (25.12). Несущая способность Q? и Mt неармиро-
ванных перемычек по раскрытию трещин принимается равной
Qp и Л4Р по (25.13), умноженным на коэффициент тт по табл.
1 приложения XI.
Глава 26
СТЕНЫ КРУПНОБЛОЧНЫХ И БЕСКАРКАСНЫХ
КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ ЗДАНИЙ
Общие сведения
Здания из крупных блоков чаще всего проектируют с
несущими продольными стенами (рис. 8). Для опирания па-
нелей или настилов1 перекрытий в перемычечных блоках
оставляют пазы на всю длину.
1 Настилами условно называют плиты перекрытий площадью до 7 м?,
панелями — плиты большей площади, в том числе панели размерами на
комнату.
139
Решение с поперечными прогонами и опирающимися^
них плитами перекрытий менее благоприятно: в некоторый
блоках должны быть оставлены гнезда для опирания прогсм
нов, что увеличивает разнотипность блоков; кроме того*
возрастает и число разнотипных элементов покрытий.
Бескаркасные здания из крупных панелей обычно проект
тируют с несущими поперечными стенами — перегородками^
(рис. 10) и самонесущими внешними стенами из утепленных
панелей (рис. 11).
В жилых и гражданских зданиях расстояния между осями
продольных стен и между осями поперечных стен и перего-
родок назначают кратными 400 мм, номинальную ширину
простенков и проемов — кратными 200 мм.
Расстояние между жесткими поперечными стенами круп-
ноблочных и крупнопанельных зданий жесткой конструктив-
ной схемы не должны превышать расстояний, указанных в
приложении XVI. Пространственная жесткость зданий высо-
той до 5 этажей включительно, но не более 17 м, может
быть обеспечена стенами лестничных клеток и торцовыми
стенами. При большей этажности или высоте указанных
зданий необходимы сквозные и поперечные междусекционные
стены или продолжение одной из стен лестничной клетки на
всю щирину здания.
Наибольшие расстояния между температурными швами в
крупноблочных зданиях принимаются по приложению XIII и
в крупнопанельных стенах — равными 80 м.
В прилож. XVIII приведены сопоставимые технико-эконо-
мические показатели по жилым домам и по стенам из виб-
рокирпичных панелей, из кирпича, укладываемого вручную,
и из железобетонных панелей.
По сравнению с обычными кирпичными домами сила тяжести кирпиче-
панельных домов примерно в 2 раза, трудоемкость на постройке — на 40°/в
и стоимость — на 1О°/о меньше. Кирпича на них расходуется в 2—3 раза
меньше, следовательно, одним и тем же количеством кирпича можно обес-
печить стеновыми материалами в 2—3 раза больший объем строительства,
применяя при этом конструкции, исключающие трудоемкие работы по кладке
стен здания. По показателям они близки к наиболее экономичным крупно-
панельным железобетонным домам серии 1—464. Вместе с тем создание базы
для их производства требует в 1,5—2 раза меньших капиталовложений,
так как такие базы сооружаются при действующих кирпичных заводах, без
затрат на устройство вспомогательных цехов и коммуникаций.
Следует отметить, что вопреки существующему мнению, укладка кир-
пича в форму составляет лишь незначительную часть количества труда,,
идущего на изготовление виброкирпичной панели,— для панелей наружных
стен лишь около 7°Д>. 14°/о идет на укЛадку утеплителя, 7°/о на затирку по-
верхности панели. Свыше половины труда (до бб’/о) идет на приготовление
раствора, заготовку арматуры, доводку панелей и внутризаводской тран-
спорт. Трудоемкость изготовления панелей может быть еще значительно
снижена введением различных мероприятий по упрощению и механизации
140
впераций (укладка утеплителя в панели наружных стен в виде крупнораз-
>срных плит, вибрирование ‘ панелей виброщитом и т. д.).
Как видно из табл. 2 прилож. XVIII, для наружных стеи весьма эконо-
'МиЧным является и применение однослойных вибрированиых панелей из
керамических камней или блоков.
Особенности проектирования конструкций поперечной
Жесткости зданий из крупных блоков (по материалам [6])
Гибкие стальные связи, соединяющие продольные стены
крупноблочных зданий с поперечными (стр. 43), рассчитыва-
ются на растягивающее усилие 5 = 0,02 Р, где Р— расчетная
нагрузка простенка продольной стены, привязываемого связью.
Такие связи могут работать на отрыв, но не на сдвиг. По-
этому при наличии лишь гибких связей между стенами
участки продольных стен в расчете вертикальных консолей
жесткости не учитываются, и сечение консолей рассматри-
вается как состоящее лишь из сечения поперечной стены.
Поперечные стены крупноблочных зданий перекрываются
на каждом этаже лишь одним рядом невысоких поясных
блоков, которые следует проверять на сдвиг, возникающий
в поперечной стене от ветра.
При жесткой перевязке стен в расчетное сечение консо-
лей включают простенки продольных стен, непосредственно
перевязанные с поперечной стеной, без учета соседних про-
стенков, которым перемычечные блоки продольных стен,
имеющие относительно малую высоту, не обеспечивают пе-
редачу усилий от ветра.
Жесткую перевязку стен с помощью шпонок -(или Т-об-
разных блоков, стр. 43) устраивают в зданиях высотой более
5 этажей или 17 м. Она необходима в случаях, когда попе-
речные стены здания не в состоянии воспринять ветровую
нагрузку без включения в их работу примыкающих простен-
ков продольных стен. Ее нужно девать и в случаях, когда
разность напряжений в примыкающих друг к другу стенах
превышает 0,2/? кладки, и при неоднородном ^основании, так
как отсутствие жесткой перевязки может в“ этих случаях
повлечь за -собой образование трещин в углах примыкания
стен. Шпонки и их заделку в кладке на суммарные сдвигаю-
щие усилия от обжатия (осадки) стен и от ветра рассчиты-
вают по прочности.
Из сказанного видно, что, помимо расчетов консоли на
ветровые нагрузки по внецентренному сжатию и скалыванию,
в крупноблочном здании следует произвести:
1. Расчет скалывающих усилий в шпонках от обжатия
стен и от ветра.
2. Расчет заделки шпонок в кладке и расчет шпонок на
скалывание и изгиб.
3. Расчет поясных блоков поперечных стен на скалывание.
.141
Расчет скалывающих усилий в шпонках. Скалывающие
усилия в шпонках от неодинакового обжатия продольной й
поперечной стены определяются по рекуррентной формуле
(рис. 42):
По к+1
Рис. 42. К определению’скалывающих усилий в шпонках
от неодинакового обжатия стен
Л4-1 =
k п
Здесь а' и а — нормальные напряжения от нагрузки в про-
стенке продольной стены и в поперечной стене на уровне
A-J-1 половины высоты Н этажа под рассматриваемой шпон-
кой; п = Е' -.Е — отношение модулей деформаций кладки про-
дольной и поперечной стены на уровне А-}-1; A+i— площадь
сечения простенйа на уровне Л+1; а — толщина поперечной
стены на уровне k-\-1; hk — высота от уровня k -f -1 до шпонки
с усилием Tk.
По (26.1) последовательно определяются усилия во всех
шпонках: сначала определяется 1\ для шпонки в 1-ом, счи-
тая сверху, этаже (здесь к = 0 и 7^ = 0), затем, подставив
142
полученное Tv— Т2 для шпонки в следующем нижележащем
этаже, затем, подставив 7\ и Т^,— Ts и т. д.
Усилия шпонок по (26.1) определяются, исходя из условия равенства
деформаций сжатия в соединенных шпонками стенах на уровнях середины
высоты каждого этажа. На рис. 42 показаны напряжения в продольной
стене и краевые напряжения у шва примыкания в поперечной стене на
2,14 Г
уровне k + 1; значения краевого напряжения —-j—s от сил Tk на глубине
k
hk приняты согласно данным соответствующего решения в теории упру-
гости (рис. 58, б). Деформации сжатия е приняты равными напряжению,
деленному на модуль деформаций. Приравнивая е в продольной стене на
уровне (А + 1) к е края поперечной стены на том же . уровне, получаем
(рис. 42):
г 1 V 7 _ Tk+1 У J- 2,14 V L 4. 4,28 \ 1
(=1 ‘ z=i Л/ аН ' Е
Отсюда, вычислив и получают формулу (26.1).
Скалывающие усилия Т от ветра определяются по (25.9),
где /У берется равным расстоянию по высоте стены между
шпонками. Если на этаж приходится одна шпонка, Н равно
высоте этажа.
Расчет заделки шпонок в кладке. Для определения на-
пряжений смятия в местах заделки шпонка заменяется слоем
кладки высотой:
Лпр — 2^|/ (Дщ^ щ): (Дйщ)
(26.2)
при прямоугольном сечении шпонки:
ЛПр = 0,9Лш Еш : Е (26.3)
[см. приводимые далее формулы (31.1) и (31.2)]. Здесь Еш ,
Ли , — модуль деформаций, момент инерции, высота,
ширина сечения шпонки; Е— расчетный модуль упругости
кладки: для кладки из кирпичных блоков Е= 0,5Е0 [см. (9.5)],
для кладки из бетонных блоков Е = Ео (по приложению V).
На рис. 43, а показаны приближенные эпюры напряжений
смятия при глубине заделки с^-2Лпр » а на рис. 43, б—эпюры
при с<2Лпр, позволяющие построить эпюры для любых слу-
чаев заделки шпонок.
Эпюры на рис. 43, а получены рассмотрением шпонки как распредели-
тельного устройства (распределительные устройства описаны в главе 31).
Треугольник на участке с представляет собой упрощенную неполную эпюру
напряжений в кладке на глубине Лпр при действии силы Т у края; полная
эпюра показана на рисунке пунктиром. Трапеция на участке с' имеет ту
143
Рис. 43. Напряжения в месте заделки шпонки
с прямоугольным сечением:
а — при глубине заделки с > 2 Л ; б—при с < 2
же площадь, что и треугольник на участке с, и ее верхняя сторона парал-
лельна гипотенузе треугольника.
Эпюры на рис. 43, б отображают напряжения в местах заделки шпо-
нок, рассматриваемых как консоли, нагруженные силой Т у самого края
заделки (они получены по данным, приводимым в главе 29, стр. 166).
, Напряжения (рис. 43) нигде не должны превышать /?с по
формуле (12.6); в ней для данного случая Fc = аш сш , где
аш — ширина шпонки и сш — площадь эпюры напряжений на
рассматриваемом участке, деленная на ее наибольшую орди-
нату (при треугольной эпюре длиной t: Fc = аш t:2).
Расчет шпонок на скалывание и изгиб. Скалывающее
усилие Т в шпонке складывается из Т от обжатия стен и Т
от ветра.
Сопротивление шпонок скалыванию определяется по
7р — РРср > (26.4)
где F — площадь вертикального сечения шпонки и /?ср — со-
противление срезу: для бетонных шпонок с /?<0,12л^2 —
—/?ср=/?б.р; то же, с F^>0,12 jf2 —/?ср = 1,35/?б.₽; для арми-
рованных бетонных шпонок —/?ср = 2/?б.Р (значения /?б.р —см.
прилож. V).
Изгибающие моменты в шпонках от эпюры нагрузок (на-
пряжение, умноженное на ширину шпонки аш , равно нагрузке
144
Рис. 44. Напряжения в месте заделки шпонки из
стальных уголков
на единицу длины) определяются по рис. 43; по ним рассчи-
тывают шпонки на изгиб.
Эпюра на рис. 43, а не дает равновесия моментов, так как при ее по-
строении опущена ее часть вне участка й1пр (полная эпюра показана пунк-
тиром). При определении изгибающих моментов в шпоике у края ее
участка с условно вводится вертикальная сила А = Т (е' + /д1пр : 3) : (с —
— й1пр: 3), направленная вниз, и сила Т на участке й1пр заменяется силой
7\ — Т + А (см. решение примера на стр. 253).
В исключительных, обоснованных случаях могут быть применены и
стальные шпонки. Один конец стальной шпоики должен быть заделай
в кладку на глубину с 2hnp . На рис. 44 показаны эпюры напряжений
в заделке стальной шпонки, сваренной из уголков. Такие шпонки, как
и шпонки в виде стального листа, прокладываемого в горизонтальный шов
между блоками, применяются при небольших значениях усилий Т. 7?с в за-
делке стальных шпоиок принимаются при блоках из ячеистого, крупнопо-
ристого бетона и природного камня равными 1,57?, в остальных случаях —
2/?. Стальные шпонки из уголков или в виде листа удобны тем, .что поме-
щаются в швах кладки и не требуют устройства специальных гнезд.
Расчет поясных блоков поперечной стены. Данные блоки
должны воспринять скалывающие усилия Т, образующиеся в
вертикальном сечении поперечной стены от действия ветра
в пределах всего этажа. Величина Т определяется по фор-
муле (25.9) с подстановкой в нее значения 5 для части сече-
ния, отсекаемой осью О—О, и значения Н, равного высоте
этажа.
10 Розеиблюмас
145
Перекрытие
Поясные
Споки
Вертикальные
блоки
Рис. 45. Скалывание поясного блока по
вертикальному сечению (АВ) и косому
сечению (CD)
Сопротивление по-
ясного блока скалыва-
нию по вертикальному
сечению А—В (рис. 45)
определяется по (26.4),
где F и /?Ср имеют со-
ответственно те же
значения. Для кирпич-
ных блоков RCp прини-
мается по приложе-
нию III.
Сопротивление Тр
поясных блоков ска-
лыванию по косому
сечению C—D (рис. 45) определяется как Qp в формуле
(25.6) по характеристикам J, S, а вертикального сечения
блока — с подстановкой значений RCK для кирпичных и армо-
кирпичных блоков — по (25.7) и (25.8) и для бетонных бло-
ков—по (25.7) с заменой /?гл величиной /?б_р.
Сопротивление Тр бетонных блоков со сварными арматур-
ными каркасами скалыванию по косому сечению опреде-
ляется как для железобетонного элемента.
Скалывающее усилие Т не должно превышать меньшего
из сопротивлений Тр блока скалыванию по вертикальному
или косому сечению.
Проектирование конструкции зданий
из виброкирпичных панелей
Вертикальные стыки панелей самонесущих наружных стен
устраивают по осям поперечных несущих стен. Последние
заводятся встык не менее, чем на 30 мм. Горизонтальные
стыки стеновых панелей располагают на уровне верхней грани
панелей перекрытий (рис. 46).
Вертикальные стыки панелей наружных стен заделывают
пороизолом, антисептированным и просмоленным жгутом из
пакли или другими упругими и водонепроницаемыми материа-
лами, и заполняют раствором.
Для предупреждения затекания воды в швы рекомен-
дуется на лицевой поверхности наружных панелей у вертикаль-
ных граней делать канелюры или бортики высотой 5—10 мм,
на нижней грани — уступы и на верхней — скошенные углы.
Стеновые панели устанавливают при монтаже на вырав-
ненный слой раствора марки не ниже 75,. толщиной (после
обжатия) 20 мм. В зданиях выше 3 этажей марка раствора
в швах должна быть не ниже 100.
146
Рис. 46. Детали стыков в стенах из виброкирпичных
панелей:
а — опирание перекрытия на наружную стену; б — то же, на попереч-
ную внутреннюю стену; в — крепление перекрытия с панелями наружной
стены (план на уровне верха перекрытия); г —крепление наружной и внутрен-
ней стен (план на уровне верха внутренней стены); д—деталь сопряжения
стен н перекрытия. 1—виброкирпичная панель наружной стены; 2— то же,
внутренней стены; 3 — панель перекрытия; 4 — теплоизоляционный слой в
панели наружной стены; 5 — металлические закладные детали: 6 — полосовая
сталь Ст. 30*6; 7 — жгут из пороизола; 8—легкий бетон .
10*
Панели1 перекрытий в зданиях из виброкирпичных панелей
обычно д<елают с ровными нижними и верхними поверхно-
стями. Их^ укладывают на сплошной слой раствора марки
не ниже 75», толщиной 20 мм. При расстоянии поперечных стен
до 3,6 м глубина площадок опирания составляет лишь 60 мм
(см. рис. 4'6, б), в связи с чем должна соблюдаться особая
точность ь<ак ПРИ изготовлении панелей перегородок и пере-
крытий, та1К и ПРИ их монтаже.
При расстояниях несущих стен более 3,6 м (до 6 м)
глубина обирания панелей перекрытий должна быть не ме-
нее 100 мм1-
В пустсР™ панелей перекрытий на участках опирания на
стены на з!аводе-изготовителе закладывают на растворе спе-
циальные пробки из бетона марки 100 длиной 80—120 мм.
Промежутки между торцами и между боковыми гранями па-
нелей перекрытий на участках опирания их на стены должны
быть заделаны бетоном сразу после укладки панелей.
Панели перекрытий связываются с примыкающими пане-
лями стен сваркой закладных деталей. Если расстояния между
поперечными стенами 3,6 м и более, связи устраивают не
реже чем ч^ерез 1,8 м, при меньших расстояниях связи раз-
решается устраивать только в местах пересечений внутрен-
них и наружных стен.
Места с₽арки и все металлические детали в виброкирпич-
ных панеляЛ следует очистить, покрыть цементным молоком
и слоем цементного раствора, содержащего в 1 л3 не менее
400 кг цемента, толщиной не менее 15 мм.
При pactieTe на внецентренное сжатие несущих стен (пе-
регородок) из виброкирпичных панелей следует учитывать
возможности одностороннего загружения полезной нагрузкой
перекрытий, опирающихся на стену.
В толщиРУ h сечения виброкирпичных панелей разре-
шается включать и толщину растворных слоев, но не более,
чем по 1 сМ с каждой стороны кладки.
При расчете несущих и самонесущих стен из виброкир-
пичных панелей толщиной (включая 2 слоя штукатурки по
1 см) й < 27 см следует учитывать дополнительный эксцен-
трицитет равный для панелей несущих стен — 2 см\ для па-
нелей самойесущих стен—1 см. Его прибавляют к эксцен-
трицитету, определенному для данного сечения при расчете
стены как вертикальной разрезной балки по схеме проф.
Л. И. Онищйка (рис. 38).
В стенах с h^.27 см при проценте армирования верти-
кальной арматурой р<0,10% эксцентрицитет ей продольной
силы (включая дополнительный эксцентрицитет) не должен
превышать Для основных сочетаний нагрузок — 0,3 й, для
дополнительных — 0,35 й.
148
Если е0 больше указанных значений, р должно быть не
менее 0,10%, и сечение следует рассчитывать как армока-
менное.
Продольные силы Af в стенах из виброкирпичных панелей
определяют в общем случае по формуле (10.2), т. е. с уче-
том ползучести кладки. В расчетах стен в стадии оттаива-
ния раствора или на свежем растворе ползучесть кладки не
учитывается.
При расчете стен с теплоизоляционными слоями прини-
мают, что все нагрузки воспринимаются только кирпичными
слоями. Когда передача вниз нагрузки наружных армирован-
ных штукатурных слоев через горизонтальные монтажные
швы обеспечена, разрешается силу тяжести этих слоев и по-
ловину силы тяжести примыкающих к ним теплоизоляцион-
ных слоев в нагрузку кирпичных слоев не включать.
Несущую способность виброкирпичных панелей при вне-
центренном сжатии определяют по формулам (11.4) или (11.5).
Коэффициент <ри в формуле (11.5) при расчете виброкир-
пичных панелей принимают: при /?<0,1%—по формуле(11.6)—
®и = (?+?€); при />>0,3% — <ри= <р; для промежуточных
значений р—по интерполяции.
Гибкость ХЛ(=/0: Л) несущих стен из виброкирпичных пане-
лей не должна при 0,10% превышать 20 и при р>-0,3%— 25.
При определении гибкости стен из виброкирпичных панелей
указания об учете опирания стен по краям (стр. 65) не
применяются.
Коэффициенты <р и <рн в (11.4) и (11.5) при расчете сече-
ний, расположенных непосредственно под перекрытием, при-
нимаются равными единице. При свежеоттаявшем растворе
несущая способность этих сечений принимается с коэффи-
циентом 0,6.
Перемычки, являющиеся частью панели, рассчитывают как
армокирпичные балки на нагрузки, расположенные в преде-
лах пролета перемычки в свету, включая силу тяжести под-
оконного участка вышерасположенной панели и нагрузки от
простенков, если они расположены полностью или частично
над перемычкой.
Участки виброкирпичной панели под опорами сборных
железобетонных перемычек (устраиваемых, например, над
проемами внутренних стен) рассчитывают в двух вариантах:
а) на опорную реакцию перемычки от всех нагрузок, рас-
положенных в пределах ее*пролета в свету;
б) на опорную реакцию перемычки от силы тяжести па-
нелей перекрытия и условной полезной нагрузки 0,75 кн/м2
в совокупности с нагрузкой на простенок от вышележащих
этажей, соответствующей площади опорного участка.
149
Несущая способность участка под опорой железобетон-
ной перемычки определяется по формуле
4=FC/?C. (26.5)
Здесь Fc — сминаемая площадь; ее длина принимается рав-
ной действительной длине опорного участка, но не более
20 см\ Rc — среднее значение сопротивления площадки Fc
смятию: при растворе прочностью не менее 5,0 Мн!м2 —
Rc = l,\bR, при свежем или свежеоттаявшем растворе —
Rc = 0,75 R (значения R принимаются по табл. 1 приложения
II без учета примечания 2).
Пространственная жесткость крупнопанельных зданий до
5 этажей обычно вполне обеспечивается несущими попереч-
ными стенами и особой проверки не требует.
Глава 27
СТЕНЫ И СТОЛБЫ ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ
Указания по выбору материалов и конструированию
Стены одноэтажных промышленных зданий высотой, счи-
тая от уровня пола до низа несущей конструкции, /7=12 м
при отсутствии кранов и высотой Н до 8—10 м при наличии
кранов грузоподъемностью QKp до 150 кн могут быть сделаны
несущими бескаркасными из кирпича, бетонных или природ-
ных камней с пилястрами. Подкрановые балки укладывают
на уступы пилястров; при /7>8 м и QKp >50 кн пилястры,
в первую очередь надкрановые их части, приходится арми-
ровать.
При Н до 15 м и QK₽ до 300 кн усиления стен с пилястрами
можно достичь и выполнением их в виде комплексных кон-
струкций. Но достаточного опыта в применении комплексных
конструкций в условиях действия больших знакопеременных
усилий и вибраций еще нет.
Внутренние столбы промышленных зданий вследствие от-
носительно малого их объема иногда делают из кирпича и
при стенах из камней другого вида. Стороны сечения стол-
бов должны быть не меньше 51 см. В столбах, как и в сте-
новых пилястрах, делают уступы для подкрановых балок.
При QK₽ >50 кн столбы часто армируют — обычно двойной
симметричной арматурой.
При QK₽ >-200 кн столбы из камня получаются громозд-
кими, вследствие чего их конструируют из железобетона.
Кирпич для стен и столбов промышленных зданий берут
марки не ниже 75, бетонные или природные камни марки не
150
ниже 50. Раствор для простенков и столбов в зданиях без
кранов должен быть соответственно марки не ниже при
Н <9 м—10 и 25, при Н >9 м—25 и 50; в зданиях с кра-
нами при Н <9 м—25 и 50 и при //>9 м—50 и 50. При
Н<5 м для простенков зданий без кранов допускается при-
менение раствора марки 4.
Кирпичные столбы, несущие крановую нагрузку, следует
не реже чем через 1,5 м по высоте армировать в горизон-
тальных швах конструктивно стальными сетками.
В столбах и пилястрах под опорами ферм, прогонов, под-
крановых балок следует устраивать железобетонные подушки
толщиной не менее 15 см. В подушку кладут две сетки с
ячейками не более 10 см и с общим количеством арматуры
не менее 0,5%.
В зданиях, оборудуемых машинами с неуравновешенными
частями, тяжелыми молотами, мостовыми кранами грузоподъ-
емностью <?кр >• 100 кн, следует принять следующие меры для
защиты кладки от действия вибраций: а) раствор следует
брать марки не ниже 25; б) перемычки над проемами нужно
делать железобетонными или армокирпичными; применение ря-
довых или клинчатых перемычек не допускается; в) в углах
и пересечениях стен должны быть установлены дополнитель-
ные связи; г) при значительных сотрясениях стен их следует
армировать горизонтальной арматурой или усилить железо-
кирпичными или железобетонными поясами, сечение арматуры
которых должно быть в глухих стенах не менее 4 cjk2,
в стенах с проемами — не менее 6 cjk2; при наличии кранов
грузоподъемностью QI(p>-150 кн в стены следует уложить
армокирпичные или железобетонные пояса на уровне подкра-
новых балок.
Общие сведения о расчете
Фермы и балки, расположенные поперек здания, закреп-
ляются, как правило, в своих опорах от линейных переме-
щений, связывая стены и столбы в рамы (рис. 47). Рамы
состоят из стоек (стен с пилястрами и столбов) и шарнирно
к ним присоединенных ригелей (ферм, балок), расположен-
ных либо на одном уровне (см. рис. 47, а), либо на разных
уровнях (см. рис. 47, б). В расчетах рам стойки рассматри-
ваются как жестко заделанные на уровнях верха своих фун-
даментов, а ригели — как абсолютно неизменяющиеся по
длине.
В стадии незаконченного здания до установки ферм и ба-
лок покрытия стены и столбы работают по другой схеме:
при отсутствии подпорок они представляют собой свободно
стоящие стойки, нагруженные собственной силой тяжести,
151
силой тяжести подкрановых балок, давлением ветра, силами
от опираемых на них монтажных приспособлений и т. п. При
проверке их прочности в этой стадии следует учитывать,
что прочность раствора к моменту загружения стоек может
быть и неполной.
Основным расчетом стен и столбов является расчет в ста-
дии законченного здания. В этой стадии они рассчитываются
как свободно стоящие стойки лишь на часть постоянных
нагрузок: на собственную силу тяжести и на силу тяжести
подкрановых балок, если последние устанавливаются до уста-
новки ферм или балок. На остальные нагрузки: силу тяжести
покрытий, ферм, балок, нагрузки от снега, кранов, ветра,
стены и столбы рассчитываются как стойки описанных выше
рам.
На каждый вид нагрузок рамы рассчитываются отдельно:
при этом определяются усилия (моменты М, продольные
силы N) в опасных сечениях стоек рам. Опасны обычно
верхнее и нижнее сечение каждой ступени стойки: в двух-
ступенчатых стойках опасных сечений обычно четыре, в трех-
етупенчатых — шесть. Затем для указанных сечений опреде-
ляются опасные суммарные усилия М и N, которыми обычно
бывают наибольший положительный момент /Ишах в совокуп-
ности с соответствующей, от той же комбинации нагрузок,
что и Мпах, получаемой продольной силой W и наибольший
отрицательный момент Мпш с соответствующей N. Иногда
опасно и сочетание Мпах с соответствующим М. При сум-
мировании усилий для получения опасных суммарных М и N
следует иметь в виду, что постоянная нагрузка входит в лю-
бую комбинацию нагрузок, что в одном пролете кран не
может одновременно стоять и слева и справа, что горизон-
тальные силы от кранов не действуют без вертикальных и
т. п. По полученным опасным суммарным усилиям произво-
дитря расчет сечений.
Внутренние столбы промышленных зданий следует, кроме
того, проверять и на изгиб из плоскости поперечной рамы.
В продольном направлении столбы образуют рамы, ригели
которых (подкрановые балки) шарнирно прикреплены к стой-
кам (столбам) и находятся на одном уровне. Стойки прове-
ряются на центрально приложенные вертикальные нагрузки
(постоянные, снеговые, крановые) и моменты от продольного
торможения кранов.
Расчет рам зданий с ригелями на одном уровне
При расчете таких рам методом сил число неизвестных
равно числу пролетов, а при методе перемещений при любом
числе пролетов имеется одно неизвестное,—смещение Д верх-
152
них точек стоек (рис. 47, с). Поэтому целесообразно для их
расчета применять метод перемещений.
Проведем разрез I— I непосредственно под ригелем рамы
(рис. 47, г) и в местах разрезов стоек приложим поперечные
силы Qk (Л=1,2, ... я). Величины Qk могут быть выражены
так:
Qk = Q*p + (27.1)
где QKP — поперечная сила у верхней опоры стойки k, заде-
ланной внизу и неподвижно опертой наверху, от внешних
Рис. 47. К расчету поперечных рам промышленных зданий
сил, приложенных непосредственно к стойке, и q^, — то же,
от единичного смещения Д — 1 верхней опоры стойки.
Положительными направлениями считаем: для смещения
Д направление вправо, для горизонтальных сил над разрезом
1—I— направление влево (при таком правиле знаков q^, всегда
положительны).
Условие равновесия горизонтальных сил над разрезом
I—I выражается с учетом (27.1) так:
S Qk + н = а 2 яы + S Qkp + Н=о.
й=1 й=1 Ь=1
Смещение Д здесь вынесено из-за знака суммы Е, так как
оно для всех стоек (k ==1,2, ... п) одинаково; из данного
уравнения получаем:
А = ~ (2 Qkp + ^) : '2 №• (27.2)
й=1 л=1
153
Определив Д по (27.2), находим Qk по (27.1) для каждой
стойки k, после чего легко находим усилия в сечениях
стойки.
Порядок расчета рамы описанным способом следующий:
1. Определение qki и QKp для всех стоек £ = 1,2, ... п.
2. Определение Д по (27.2).
3. Определение Qk для всех стоек Л =1,2, ... п по (27.1).
4. Определение усилий М, N в опасных сечениях стоек.
Основную работу составляет п. 1. В нем нужно опреде-
лить поперечные силы q& и Qp для однократно статически
неопределимых (внизу заделанных, наверху опертых) стоек
с учетом изменений сечений по высоте стоек. Для облегче-
ния этой работы в табл. 1 и 2 приложения XIX приводятся
значения <?;, и Qp для ступенчатых (и бесступенчатых) стоек.
Расчет рам зданий с ригелями на разных уровнях
Здесь при расчете методом сил число неизвестных
меньше, чем при расчете методом перемещений. Например,
в трехпролетной раме с ригелями на разных уровнях стати-
чески неопределимых величин — три (рис. 47, о): Х2, Х3,
а кинематически неопределимых — пять (рис. 47, е): смещения
Дп Д2, Д3 и повороты узлов 6 и 9. Таким образом, для реше-
ния рам с ригелями на разных уровнях (в противополож-
ность рамам с ригелями на одном уровне) выгоднее пользо-
ваться методом сил.
В качестве статически неопределенных величин Х£. (/ =
= 1,2, ... п) при решении рассматриваемых рам принимаем
усилия в ригелях (см. рис. 47, д). Тогда основная система
получается в виде ряда свободно стоящих (обычно ступен-
чатых) стоек. Канонические уравнения выражают условия
равенства нулю перемещений этой системы по направлениям
принятых неизвестных. Система канонических уравнений за-
писывается так:
= О (*=1,2,..., п). (27.3)
k—1
bik и Дф в уравнениях (27.3) — перемещения основной си-
стемы в направлении неизвестного?^ от воздействия Xft=l
и от нагрузок р. Они складываются из умещений Ве (от
единичных горизонтальных сил) и из (от нагрузок)
верхних или промежуточных точек е свободно стоящих стоек.
Например, для рамы рис. 47, д: 8П = (35В-|-^7)’cos2 а [855-^сме-
щение точки 5 от горизонтальной силы Р=1 точке 5; 867 —
154
То же, точки 6 от точке 7]; 8i2 = — 867 cos а; 813 = 0;
I.,, 877-|-888;... Д]р = (Д^ Д6р) cos а; Д2р = Д7/, Д8р; ... (факти-
ческие знаки перед Д легко^проставить умозрительно).
Значения смещений 8 и Д точек ступенчатых (и бессту-
пенчатых) стоек приводятся в табл. 1 и 2 приложения XIX.
После определения 8Й, Д^ составляется система уравне-
ний (27.3). Ее решение дает усилия X в ригелях, после чего
легко находятся усилия в стойках, как в свободно стоя-
щих — с силами X наверху.
Упрощения в расчетах рам
Рамы с ригелями на одном уровне часто бывают симме-
тричными, и грузы от постоянной нагрузки и от равномерно
по крыше распределенного снега располагаются на них
тоже симметрично. В этих условиях смещение верха стоек
Д = 0, и стойки работают как неподвижно опертые наверху.
От неравномерного распределения снега получаются некото-
рые смещения Д, но они — незначительны, и неравномерность
распределения снеговой нагрузки можно при расчете таких
рам не учитывать.
Крановые нагрузки загружают одновременно лишь две-три
поперечные рамы. Так как эти рамы связаны с соседними
жестким покрытием здания, то смещение их верха без одно-
временного смещения верха соседних рам невоз'можно. Нормы
разрешают считать, что смещениям Д верха загруженных
рам в полной мере сопротивляются и соседние ненагружен-
ные рамы, находящиеся на расстояниях до 0,25 /ст (/ст — по
приложению XVI) по обе стороны от загруженных. Практи-
чески можно считать, что (за исключением случая однопро-
летных рам с деревянным покрытием) рамы от вертикальных
и горизонтальных крановых нагрузок не смещаются, т. е.,
что их стойки и при этих нагрузках работают как непод-
вижно опертые наверху.
Если стойки рам здания одинаковы, то ?,16 = q^ — • • = Чъ • ПРИ загру-
жении одной стойки i — по (27.2): Д = — Q.p: nqz, и по (27.1) для этой
стойки:
<27'4)
Покрытия промышленных зданий по большей части делают сборными,
замоноличениыми, и расстояния между рамами принимают равными 6 м. В та-
ких случаях 0,25 /ст = 12,5 м (см. прилож. XVI), и, следовательно, при на-
грузке одной стойки i в работу в общей совокупности включаются 5 рам.
Примем наиболее невыгодный для данных рассуждений случай, когда
рама — одиопролетиая, и предположим, что обе ее стойки одинаковы. Тогда
в 5 рамах число стоек равно 10 и из (27.4), подставив п = 10, получаем:
Q. = 0,9 Q. . Разница между Q. в стойке рамы и Q. в неподвижно опер-
155
той стойке даже в данном, неблагоприятном случае составляет лишь 10°/<г
от Q. . От вертикальных крановых нагрузок она в действительности еще
меньше, так как вместе с максимальным грузом Ркр тах. у однЬй стойки дей-
ствует минимальный У другой стойки, который в значительной сте-
пени уменьшает смещение Д от ^кртах. Как показывают расчеты, указан-
ная разница между Q. и Q почти ие отражается на результатах расчетов
и практически может быть опущена.
Из сказанного видно, что рамы с ригелями на одном
уровне можно во многих случаях рассчитывать на все без
исключения основные нагрузки (постоянные, снеговые, кра-
новые) как несвободные, состоящие из неподвижно опертых
наверху стоек. Такие рамы приходится рассчитывать как
свободные лишь на ветровые нагрузки.
Рамы с ригелями на разных уровнях рассчитывают упро-
щенно, если в их боковых пролетах нет кранов. Тогда при-
нимают, что внешние стойки рамы (стены) имеют внизу
шарниры, сводя расчет двух- и трехпролетной рамы к рас-
чету однопролетной рамы.
Симметричную однопролетную раму можно решить сразу с помощью
приложения XIX. Любую нагрузку такой рамы можно разложить иа симме-
тричную и обратно симметричную. Тогда поперечная сила <?2 в верхней
точке 2 стойки 1—2 рамы записывается в виде суммы: 02=С)Ф + 0ф-
рф определяется как для стойки, неподвижно опертой наверху, по табл. 1
или 2 приложения XIX, так как при симметричной нагрузке рама работает как
несвободная. определяется как для свободно стоящей стойки, так как
при обратно симметричной нагрузке продольное усилие в ригеле рамы
равно нулю.
Принятие шарниров внизу крайних стоек рамы недопу-
стимо, если здание оборудовано в крайних пролетах кранами
и в связи с этим его стены усилены пилястрами. Внешние
стойки поперечных рам здания следует в таких случаях рас-
сматривать как жестко заделанные в фундамент.
Рамы с заделанными внизу внешними стойками можно во
всех случаях рассчитывать на вертикальные и горизонталь-
ные крановые нагрузки в предположении, что все точки
присоединения ригелей к стойкам являются неподвижными.
Это вытекает из соображений, аналогичных приведенным
выше для рам с ригелями на одном уровне. Тогда внешние
стойки наверху неподвижно оперты, внизу заделаны, и могут
быть рассчитаны непосредственно по табл. 1 или 2 приложе-
ния XIX. Внутренние стойки, находящиеся между пролетами
разной высоты, представляют собой при таком предположе-
нии двухпролетные вертикальные стержни с неподвижными
опорами (рис. 47, ж). Для их расчета принимают основную
систему в виде разрезных стержней (рис. 47, з). Тогда стати-
чески неопределимыми величинами являются опорные мо-
156
менты, определяемые из решения двух уравнений с двумя
неизвестными:
Л
---А1/> ^23 $>12
®22 + ®21
— ^2р $>п + Alp 621
8ц ®22 + ^21
(27.5)
2 —
Здесь 8 и А — взаимные повороты опорных сечений основной
системы соответственно от единичных опорных моментов и
от нагрузок; они складываются из поворотов 6 и А однопро-
летных вертикальных стержней, определяемых по табл. 3 при-
ложения XIX.
Продольные рамы с числом стоек более 7 можно не рас-
считывать, так как моменты от продольного торможения
кранов в них незначительны.
Расчетные сечения и длины стоек
Рис. 48. К определению расчетной
ширины Ь полки сечения
Стены с пилястрами имеют тавровые сечения. Если на-
грузки на стену передаются через всю расчетную ширину
Ьп полки такого сечения, Ъп принимается равной ширине
стены между проемами, а в глухих стенах —между середи-
нами примыкающих к пилястре
пролетов. Если нагрузки на
стену передаются через от-
дельные точки (рис. 48), Ьл
принимается изменяющейся
по линейному закону от ЬЛ=Ь
наверху до Ьл = Ь-}-Н внизу.
Если стена с пилястрами рас-
сматривается в расчете как
стойка рамы, вместо перемен-
ной Ьп принимается постоян-
ная по всей высоте стены
bn = Ъ + 2/3 Н (рис. 48).
При расчете стоек на про-
дольный изгиб в плоскости
поперечной рамы расчетная
их длина /о принимается:
в бескрановых цехах: в мно-
гопролетных /0 = 1,25 Н, в однопролетных /0 = 1,5 Н-,
в цехах, оборудуемых кранами: для подкрановой части
стоек при наличии крановых нагрузок /0 = 1,25 Нп; для
подкрановой части стоек при отсутствии крановых нагрузок
в многопройетных цехах /0 =1,25//, в однопролетных /0 =1,5 /7;
для надкрановой части стоек Zo = 2//B-
157
При расчете стоек на продольный изгиб в направлении,
перпендикулярном плоскости поперечной рамы, 10 принима-
ются: в бескрановых цехах 1О == 1,25/7; в цехах, оборудуемых
кранами; для подкрановой части стоек /0 = 1,25 Н„ ; для над-
крановой части стоек 1О = 1,5 Нв .
Здесь Н, Нъ, Н„~ соответственно, высота всей стойки
и ее надкрановой и подкрановой частей.
Г лава 28
КАРКАСНЫЕ СТЕНЫ
Общие сведения
Высокие и тяжело загруженные здания часто устраивают
с каркасом, воспринимающим все горизонтальные нагрузки
(от ветра и др.), силу тяжести перекрытий и в некоторых
случаях силу тяжести стен. Его выполняют обычно сборным
железобетонным.
Наружные стены каркасных зданий часто делают самоне-
сущими, т. е. несущими собственную силу тяжести; столбы
каркаса этих стен помещают внутри здания вне плоскости
стен и соединяют их со стенами или с горизонтальными поя-
сами, находящимися в стенах, гибкими связями, допускаю-
щими независимую осадку стен, что позволяет использовать
прочность самонесущих стен, разгрузить каркас от их силы
тяжести и возвести каркас вместе с перекрытиями незави-
симо от стен.
При расположении столбов и горизонтальных поясов
в плоскости стен последние рассматриваются как ненесу-
щие — заполняющие каркас и не нагруженные никакой на-
грузкой, кроме собственной силы тяжести, в пределах рас-
стояний между поясами каркаса (ригелями). Сила тяжести
стен передается на ригеля и через них в столбы. Стены, за-
полняющие каркас, делают легкими, невысокой прочности.
Предельная допустимая их гибкость при наличии в каркасе
соответствующего количества стали, принимается как для
армированных стен (см. главу 23).
В расчетах самонесущих и ненесущих стен следует учи-
тывать влияние деформаций каркаса на стены. В основу
этих расчетов кладется предположение, что данные стены
полностью следуют за изгибными деформациями каркаса,
приобретая в пределах его элементов ту же кривизну <р — 1: р
(р — радиус кривизны, сравни рис. 21, а).
Деформации и усилия в самонесущих стенах от деформа-
ций элементов каркаса рассчитывают во всех случаях, когда
158
опирание стен в горизонтальном направлении на каркас (или
на специальные пояса или ветровые фермы) является необхо-
димым для обеспечения их прочности и устойчивости.
Определение деформаций стен
Для каркасных стен по нормативным воздействиям (обоз-
начаем индексом «н» наверху) рассчитывают относительные
деформации удлинения е в местах, где моменты М" в эле-
ментах каркаса наибольшие. В этих местах изогнутые оси
элементов каркаса (а, следовательно, по сделанному выше
предположению, и изогнутые оси каркасной стены) имеют
наибольшую кривизну <р [<р определяется величиной (рис. 21, а):
:p = e;(A-j/) = AJH : EJ].
Деформации е каркасных стен не должны превышать
в сооружениях I степени долговечности величины епр=15-10-5,
II — enp = 20-10-5. Если е > £пр для неармированной кладки,
следует увеличить жесткость EJ сечений соответствующих
элементов каркаса или армировать стену продольной арма-
турой в направлении этих элементов: при епр < е < 1,25 епр дос-
таточно принять конструктивное армирование стены в 0,03%.
Если по условиям эксплуатации в штукатурном или ином
покрытии стен трещины недопустимы, деформации е растя-
нутых поверхностей стен от нормативных нагрузок, прикла-
дываемых после нанесения покрытия, не должны превышать
значений епр, приведенных в приложении X; в этих случаях
каркасные стены следует проверять и по раскрытию трещин
(по указаниям главы 14 или 20).
Относительную деформацию растяжения поверхности са-
монесущей стены е можно в общем случае представить
в виде разницы между деформацией растяжения от изгиба
элемента каркаса еи и деформацией сжатия от продольной
силы стены е0.
е = еи—ео, (28.1)
где
еи = <р(й — у) = 7Ин (h-y)-.EJ, | .
So = N"-.EKFK. J
Здесь <p=MH :EJ — кривизна изогнутой оси элемента каркаса,
имеющего жесткость сечения EJ, от действующего на него
момента Л1Н ; (й—у) — расстояние растянутого края сечения
кладки (каркасной стены) от центра тяжести сечения (см.
рис. 21, a); продольная сила в кладке; Ек — О,8£о—0,8 аДн
[по (9.6) и (9.1)] — модуль упругости кладки; Ек — площадь
сечения кладки.
Если 7V" = 0 (например, при изгибе стены в горизонталь-
ной плоскости), е0 = 0 и е = еи .
159
Из формулы (28.1), подставив в нее выражение еи по
(28.2), можно определить минимальную жесткость EJ эле-
мента каркаса, дающую предельную деформацию е = епр :
(EJ)min = 714 (h. — у): (enp 4-s0). (28.3)
Момент элемента каркаса 7ИИ в формулах (28.2) и (28.3)
вычисляют без учета постоянных нагрузок, действующих на
каркас до возведения стены (силы тяжести самого каркаса,
силы тяжести элементов перекрытий, укладываемых на кар-
кас до начала кладки стен и т. п.).
Если жесткость сечения самонесущей стены Ек JK со-
ставляет более 10% жесткости элемента каркаса EJ, учиты-
вают, что и стена оказывает сопротивление изгибу совместно
с каркасом; в этих случаях ЛГ в формулах (28.2) и (28.3)
уменьшают умножением на отношение жесткостей EJ-. (EJ +
+ Ек JK ).
Определение усилий в стенах от деформаций каркаса
Усилия в стенах от деформаций каркаса определяют, как
и всякие внутренние усилия, по расчетным воздействиям.
Следовательно деформации каркаса, при определении усилий
от них в стенах, нужно принимать по расчетным нагрузкам.
В самонесущих стенах деформации каркаса вызывают
лишь изгибающие моменты, так как стены связываются с
каркасом гибкими связями, неспособными к передаче про-
дольных усилий.
Момент Мк , возникающий в элементе самонесущей стены
от расчетного момента М в примыкающем элементе каркаса
Если Ек Jk > 0,1£7, в знаменатель формулы (28.4) вместо EJ
подставляют (EJ + Ек JK ). М в этой формуле [так же как и
ЛГ в формулах (28.2) и (28.3)] берут без учета постоянных
нагрузок, действовавших на каркас перед возведением стены.
Стену, опертую на специальный горизонтальный пояс или на ветровую
ферму (рис. 49, а), принимают заделанной в фундаменте и упруго опертой
на пояс нли ферму, т. е. учитывают смещение Д опоры 2 (рис. 49, б).
На верхнюю часть эквивалентного стержня 1—2 выше сечения I—/,
(рис. 49, в) действует опорная реакция А = ба& пропорциональная смещению
Д, и поперечная сила Q — Qp + Д?Е от нагрузки р и от смещения Д.
Опорная реакция от единичного смещения (Д= 1) : а= 1 :Да , где Да —про-
гиб пояса или фермы от единичной силы А =1. Поперечная сила q от Д=1
1 Определение усилий по (28.4) соответствует способу их расчета,
изложенному в СНиП II—В. 2—62.
160
Рис. 49. К расчету стены, упруго опертой на горизонтальный
пояс или ветровую ферму
при постоянной жесткости EJ сечений стержня 1—2 по всей его длине Н-.
qt = 3EJ'.tP. Условие равновесия сил для отделенной верхней части
стержня дает: Qp + Д(уг + ) = 0. Отсюда
Д = — Qp ;^8 +дг ), (28.5)
Определив по (28.5) Д, находим момент М± в заделанном конц§
1 стержня 1—2
Mi = Mip + Дяш, (28.6)
где Mip —момент заделки шарнирно-неподвижно в точке 2 опертого стер-
жня 1—2 от нагрузки р; mts— то же, от Д = 1. При постоянной жесткости
EJ сечений стержня 1—2: mli = 3EJ: Н2. После определения момента задел-
ки Л-f, легко определяются и все остальные усилия в стержне 1—2 (стене).
Если стена опирается на горизонтальные пояса или фермы в несколь^.
ких местах, ее рассчитывают как неразрезную балку на упругих опорах
коэффициенты просадки которых соответствуют прогибу поясов или ферм*
от единичных горизонтальных сил.
Учет совместной работы заполнений с каркасом
Исследования, проведенные в ЦНИИСК доктором техн,
наук С. В. Поляковым, выявили, что при действии горизон-
тальной нагрузки в плоскости стены, каменные заполнения
железобетонного или стального каркаса можно приближенно
рассматривать как раскосы (рис. 50). Горизонтальная проек-
ция несущей способности таких раскосов выражается вели-
чиной
У 0,7/?ср lh
Лр — - I, (28.7}
1— CL 7
где Rcp — сопротивление кладки срезу по горизонтальному
неперевязанному шву (по приложению III); а — коэффициент,
равный для кладки из сплошных камней 0,5, а для кладки
из пустотелых камней — нулю; у — коэффициент, учитывающий
11 Розенблюмас
161
Рис. 50. К учету работы заполнения в каркасе
влияние проема: для сплошного заполнения у равен единице;
для заполнения с проемом шириной /^0,6/, высотой
Н, < 0,65/Y при соблюдении условия 2/2 (/2— ширина прос-
тенка)
7-0,5{1-1,54[1- 0.25(1 --£•)]£} (28.8)
(обозначения Н, I, h пояснены на рис. 50).
Формулу (28.7) можно применять при панелях заполнений,
стороны которых удовлетворяют условию
0,8/7 </<2Н. (28.9)
Учет несущей способности заполнений с проемами по
(28.7) допускается, если в рассматриваемом ярусе каркасной
стены, помимо заполнений с проемами, имеется не менее
30% (по числу панелей каркаса) сплошных заполнений.
Описанный учет работы заполнения совместно с каркасом
позволяет в ряде случаев облегчить элементы каркаса.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ЧАСТЕЙ КАМЕННЫХ ЗДАНИЙ
Г лава 29
КАРНИЗЫ, ПАРАПЕТЫ И УЗЛЫ ЗАДЕЛКИ КОНСОЛЬНЫХ БАЛОК
Указания по конструированию карнизов
Простейшие карнизы устраивают постепенным напуском
рядов кладки (рис. 51, а). Вынос таких карнизов, при отсут-
ствии арматуры, не должен превышать половины толщины
162
Рис. 51. Карнизы:
а — кирпичный; б — сборный железобетонный; в — по металлическим
кронштейнам. 1 — сборные железобетонные плиты; 2 — анкер; 3 —^анкер-
ная балочка; 4 — металлический кронштейн; 5 — штукатурка по сетке;
6—анкер с стяжной муфтой; 7—перекрытие; 8—защитный слой раствора
стены и напуск каждого ряда кладки —трети длины камня
(кирпича). Все тычковые камни ₽ них должны быть целыми.
При выносе их до 20 см и отношении высоты парапета к его
толщине не более 3 для кладки парапетов и карнизов можно
применять тот же раствор, что и для кладки верхнего этажа.
Вынос карнизов, образуемых напуском рядов кладки, мо-
жет быть увеличен до ®/4 толщины стены, если их армиро-
вать стержнями в горизонтальных швах перпендикулярно
плоскости стены. При выносе карниза более 20 см или отно-
шении высоты парапета к его толщине более 3, марка рас-
твора в парапете и карнизе должна быть не ниже 25.
Карнизы с большим выносом устраивают из сборного
железобетона (рис. 51, б), реже—из монолитного железо-
бетона или по кронштейнам из профильной стали или арма-
туры (рис. 51, в). Иногда для уменьшения опрокидывающего
момента консольнбй части карниза делают обратный напуск
кладки со стороны чердака.
Если устойчивость карнизов или парапетов недостаточна,
их укрепляют анкерами, заделываемыми в нижележащих уча-
стках кладки. При этом кладку можно вести и на растворах
низких марок. В карнизах из сборных элементов конструк-
ция анкеров должна обеспечить устойчивость каждого эле-
мента карниза в отдельности.
Низ анкеров закрепляют в кладке отдельными шайбами,
или за продольные балочки, или за полосы стали, заделыва-
11*
163
емые не менее чем на 15 см ниже того сечения, где они
требуются по расчету. Если перекрытия верхнего этажа
имеют железобетонные балки, целесообразно анкеры крепить
к ним (рис. 51, в). При закреплении анкеров в кладке отдель-
ными шайбами расстояние между ними не должно превышать
2 м, при закреплении их за полосы или балки это расстоя-
ние может быть увеличено до 4 м.
Анкеры обычно располагают внутри стены на расстоянии
% кирпича от ее внутренней поверхности. При кладке на
растворах марки 10 и ниже анкеры закладывают в борозды
стены, после чего борозды заделывают бетоном. Если анкеры
ставятся снаружи кладки, их следует защитить от коррозии
и от огня при пожаре слоем цементного раствора толщиной,
считая от поверхности анкера, не менее 3 см.
В карнизы с большим выносом рекомендуется закладывать
крюки для подвешивания к ним ремонтных люлек.
Расчет карнизов и парапетов
Расчет карнизных участков стен производят для двух
стадий готовности здания: для незаконченного здания, когда
отсутствует крыша и перекрытие верхнего этажа, и для за-
конченного здания.
В стадии незаконченного здания принимают следующие
нагрузки: а) собственную силу тяжести карниза и силу тяже-
сти опалубки (для монолитных железобетонйых или для
армокаменных карнизов), если она поддерживается консоля-
ми или подкосами, укрепленными в кладке; б) расчетную
нагрузку на край карниза в 1,0 кн на 1 м или на 1 элемент
сборного карниза, если длина элемента менее 1 м\ в) на-
грузку от ветра на внутреннюю сторону стены на .уровне
выше соседних стен (эту нагрузку берут по нормативной
величине).
Для стадии незаконченного здания принимают обычно, что
верхнее перекрытие в здании отсутствует, и стену верхнего
этажа с парапетом и карнизом рассматривают как консоль,
заделанную на уровне перекрытия нижележащего этажа.
Если в расчетах принимают, что анкеры карниза закрепляют-
ся за верхнее перекрытие еще в незаконченном здании, то
это оговаривают на чертежах и делают указание о возведе-
нии определенной части верхнего перекрытия до устройства
карниза.
При расчете следует учитывать возможность обрушения
кладки в раннем возрасте. Если прочность раствора в ней
не достигла 50% от проектной (например, в случаях тверде-
ния раствора при температуре в 15—20°С не более 7 дней),
164
сопротивление кладки сжатию принимают по соответственно
пониженной марке раствора. Сцепления камня с раствором
при этом не учитывают и принимают наиболее невыгодную
линию обрушения кладки в условиях отсутствия сцепления.
При прочности раствора не менее 50% проектной проч-
ность кладки можно считать не пониженной.
При расчете карниза в стадии незаконченного здания со-
противление кладки R принимают с коэффициентом 1,25
(табл. 1 приложения I).
Для стадии законченного здания принимают следующие
нагрузки: а) силу тяжести карниза, крыши, стены, перекры-
тия верхнего этажа и всех других элементов, нагружающих
рассматриваемый карнизный участок; силу тяжести крыши
снижают на величину ветрового отсоса; все нагрузки, по-
вышающие устойчивость стены, берут с коэффициентом 0,9;
б) два сосредоточенных груза расчетной величиной по 5,0 кн
каждый от двух блоков ремонтной дюльки, подвешенных
к краю карниза или к специальным крюкам, при расстоянии
между грузами в 2 д; каждый из этих грузов может быть
при расчете распределен на длину карниза до 2 м, если
конструкция карниза допускает такое распределение; в) рас-
четную ветровую нагрузку, уменьшенную на 50%; эту на-
грузку относят.в данном случае к основным сочетаниям
нагрузок.
Снеговую нагрузку при расчете карнизных участков не
учитывают.
Для зданий высотой не более 10,5 м (жилые здания вы-
сотой до трех этажей), вместо указанных выше грузов в 5,0
кн принимают нагрузку на край стены с расчетной величи-
ной в 1,5 кн на 1м или на 1 элемент сборного карниза,
если его длина менее 1 м.
Грузы в 5,0 кн от блоков ремонтной люльки приняты с учетом наиболее
неблагоприятного случая, когда люлька перемещается с помощью лебедки,
установленной внизу. В этом случае на блоки, помимо силы тяжести люльки,
действуют усилия натяжения в тросах, идущих к лебедке.
Для зданий высотой до 10,5 м (до 3 этажей) нагрузки от ремонтной
люльки не принимаются, поскольку ремонтные работы на фасадах невы-
соких зданий производят с передвижных инвентарных лесов.
С целью уменьшения нагрузки на край карниза, а также удобства
осуществления подвески люльки, в парапетах зданий высотой более 10,5 м
иногда оставляют отверстия, заделываемые в полкирпича на слабом раст-
воре. При необходимости подвесить люльку эту заделку удаляют, и через
отверстия выпускают консоли, прочно прикрепляемые к чердачным кон-
струкциям. При таком устройстве нагрузку на край карниза принимают как
для зданий высотой до 10,5 м (1,5 кн/м).
Сечения парапета работают на внецентренное сжатие.
Предельным допустимым эксцентрицитетом для неармирован-
ных сечений парапета является величина ео.пр = О,7 у. При
165
«о < ео.пр прочность таких сечений бывает, как правило, до-
статочной и не требует проверки. При е0 > 0,7 у необходимо
ставить анкеры. Сечения парапета с анкерами рассчитывают
как сечения кладки с продольной арматурой.
Расчет сечения парапета проводят путем определения
момента Ме всех сил относительно точки, отстоящей на
ео.пр = 0,7 у от центра тяжести сечения в сторону эксцен-
трицитета. Этот момент представляет собой разность опро-
кидывающего и удерживающего моментов относительно
указанной точки: Ме = Af0.np — 2Иуд. Если Ме <0, то е0 не
превышает 0,7 у, и анкер не нужен. Если же Ме >0,—ан-
кер нужен. Его сечение можно при горизонтальном сечении
парапета в виде прямоугольника определять по приближен-
ной формуле:
Fa =Afe : (0,85 h — a) Ra , (29.1)
где h — толщина сечения парапета; а—расстояние от его
грани до оси анкера; Ra — сопротивление стали анкера.
Формула (29.1) выведена в предположении, что расстояние равнодейству-
ющей сжимающих напряжений в сечении парапета от его сжатой грани
равно 0,15 Л = 0,3_у. Данное предположение сделано в запас прочности,
так как высота х сжатой зоны сечения парапета в предельном состоянии
по прочности, как правило, не достигает величины х = 2-0,15 Л.
В случаях, когда Ме > 0, определяют еще и глубину за-
ложения анкера, т. е. находят уровень, начиная”с которого
Ме = 7Иопр— Жуд^О, и анкер становится ненужным.
Сечение анкера и глубину его заложения берут по наиболь-
шим их значениям, полученным в расчетах для обеих стадий
готовности здания. При назначении сечения анкера учиты-
вают его ослабление нарезкой.
Расчет заделки консольных балок
Действие на стену заделки консольной балки (рис. 52,а)
равносильно действию момента М = Qe0 (Q — равнодейству- •
Рис. 52. Заделка консольной балки в кладке
166
ющая всех нагрузок на балку) и силы Q в центре заделки
(рис. 52,6).
Если ₽0>2а (обозначения—см. рис. 52,а), нормы разрешают вести
расчет заделки лишь по моменту М (,—Qbq) без учета силы Q в^ центре
заделки.
В расчетах заделки балок в стенах принимают прямо-
линейное распределение напряжений смятия в кладке. В свя-
зи с этим при постоянной, поверху и понизу одинаковой
ширине заделанного конца балки b краевые напряжения в
кладке получаются, как в прямоугольном сечении от момен-
та M=Qe0 и осевой силы Q (рис. 52,6):
(29.2)
Из выражения (29.2) для а2, подставив а2 = /?с [см. (12.6)],
получаем несущую способность заделки
Qp =abRc + 1).
(29.3)
Из того же выражения (29.2), подставив а2 = Rc, е0 —
— с + 0,5 а (рис. 52,а), и решив его по а, получаем и необ-
Рис. 53. Эпюры напряжений в местах заделки концов
консольных балок:
а — при устройстве широкой распределительной плиты; б — при
устройстве одной узкой плиты; е — при устройстве двух узких плит
167
ходимую глубину заделки а = Ощт при заданных Q и рас-
стоянии С’.
2Q •, 1 // У , ~6Q~
Omin = bRc , + |/ bRc J + bRc (29.4)
Если o2 > Rc (или Q > Q₽ , или a < Ош) в заделке следу-
ет уложить одну распределительную плиту (рис. 53, а и б)
или две плиты (рис. 53,в).
Полезную длину а0 нижней плиты в случае, показанном
на рис. 53,а, можно принять следующей:
аь = а: (1 + V Ь2 : Ь). (29.5)
Это а» в точности соответствует полезной длине нижней плиты в
случае, когда заделку рассчитывают по одному лишь изгибающему моменту
= так как в этом случае: Ni = N2, т. е. (см. рис. 53,а):
0,5в1(а — Оо)Ь = : (а — а^).
Решение данного уравнения относительно аи и дает выражение (29.5).
Им можно приближенно пользоваться н при учете, помимо изгиба,
сжатия от Q.
При ширине плит не более */3 глубины заделки а разре-
шается эпюры напряжений под или над ними принимать пря-
моугольными (рис. 53,6 и в).
По эпюрам напряжений, показанным на рис. 53, нетрудно
определить напряжения о2 и в конструкциях заделки с
распределительными плитами и несущую способность таких
конструкций
Глава 30
ПЕРЕМЫЧКИ
Применение. Конструктивные указания
Основным видом перемычек в каменных стенах являются,
согласно нормам, сборные железобетонные перемычки. В
виброкирпичных панелях проемы перекрывают армокирпич-
ными перемычками. Применяют в строительстве и сборные
армокирпичные перемычки. Описание нагрузок, принимаемых
при расчете указанных перемычек, дается в следующем под-
разделе данной главы. Что касается расчета их несущей
способности, то ои принципиально не отличается от расчета
продольно армированных изгибаемых элементов любого на-
значения (см. главу 18) и дополнительных пояснений не
требует.
Поэтому ниже в основном рассматриваются неармирован-
ные каменные перемычки, применяемые при возведении зда-
ний из штучного кирпича или камня.
168
Неармированные перемычки применяют рядовые$клинчатые
и арочные. Рядовые перемычки выкладывают из горизонталь-
ных рядов кирпича (камня), клинчатые и арочные — из кир-
пича на ребро. Рядовые перемычки более просты в выпол-
нении, клинчатые — позволяют обойтись при кладке пере-
мычек растворами низких марок и применимы в зимних
условиях; арочные перемычки применяют обычно лишь как
элементы оформления фасадов. Предельные пролеты неарми-
рованных перемычек зависят от марок камня и раствора.
Они не превышают 2,0 м для рядовых и клинчатых пере-
мычек и 4,0 м для арочных перемычек (см. табл. 1 прило-
жения XX).
Рис. 54. Неармированные перемычки:
а — рядовая; б — клинчатая; в —арочная
Марка раствора в рядовых перемычках должна быть не
ниже 25. Перед кладкой рядовой перемычки на опалубку
наносят слой раствора в 2—3 см и в него укладывают ар-
матуру из пачечной или круглой стали сечением 0,2 см2 на
каждые 13 см толщины стены. Арматуру запускают за края
проема не'менее чем на 25 см и загибают (рис. 54,а). Эту
арматуру кладут лишь, чтобы избежать выпадения камней
из нижнего ряда: в расчете ее не учитывают.
Под конструктивной высотой hK рядовой перемычки
подразумевают высоту пояса кладки на растворе повышен-
ной марки (>25). Для рядрвых перемычек из кирпича hK
должна быть не менее 0,25 Z и не менее 4 рядов кирпича
(рис. 54,а), для рядовых перемычек из других камней —не
менее 0,33 I и не менее 3 рядов камня.
169
Конструктивной высотой hK клинчатых и арочных перемы-
чек считают высоту кладки на ребро (рис. 54,6 и в). Для
клинчатых перемычек отношение /гк : / должно быть не менее
при марке раствора /?2^>25—0,12, при /?2 = 10—0,16, при
Ry = 4—0,20, а для арочных перемычек — соответственно:
0,Об, 0,08, 0,10.
Неармированные перемычки нельзя применять при проле-
тах, превышающих предельные по табл. 1 приложения XX;
при попадании балок или панелей перекрытий в пределы
необходимой конструктивной высоты перемычек hK ; при на-
личии в здании вибрационных воздействий и при неоднород-
ном грунте, когда возможно неравномерное оседание стен.
В этих случаях необходимо применение армированных пе-
ремычек.
Для зимней кладки, подвергающейся раннему заморажи-
ванию и затем оттаиванию, применение неармированных
перемычек допустимо, но обычно предпочитают применять
сборные перемычки.
Рис. 55. Трещины в рядовой перемычке
от нагрузки
Испытания рядовых перемычек, проведенные под руководством проф.
А. А. Гвоздева в 1929—1930 годах, выявили картину их работы. По мере
роста нагрузки на балку, опирающуюся на перемычку, происходит отделе-
ние перемычки от вышележащей кладки. При этом горизонтальная трещина
под балкой развивается и спускается ступенчато к опорам (рис. 55). Одно-
временно развивается кверху и нижняя вертикальная трещина. В предель-
ном состоянии перемычка работает как арка. Ее разрушение происходит
либо от раздавливания кладки в замке арки (над вертикальной трещиной
посредине), либо от среза горизонтальных опорных швов под влиянием
распора.
Подобным же образом работают и клинчатые перемычки, но вертикаль-
ная трещина в них возникает при меньших нагрузках .и сразу, вследствие
отсутствия перевязки в клине, она развивается на всю высоту перемычки.
Испытания показали, что не только арочные, но и рядо-
вые и клинчатые перемычки являются распорными конструк-
циями. Распоры смежных перемычек, лежащих на одном
уровне, взаимно погашаются. Поэтому в промежуточных
170
перемычках конструкции для восприятия распора не нужны.
Распор крайных перемычек передается на угловые простен-
ки и подвергает их изгибу и срезу. Если угловые простенки
не в состоянии воспринять эти усилия, в крайних перемыч-
ках устраивают стальные затяжки. Затяжки запускают за
края проема не менее 50 см и загибают. При малой ширине
угловых простенков концы затяжек анкеруют с помощью
гаек и шайб.
Расчет
За расчетную высоту перемычки h принимают ее высоту
от низа (от уровня пят) до уровня опирания на нее балок,
панелей или плит перекрытия. При отсутствии нагрузки от
перекрытия h принимают равной трети пролета I. Если для
рядовых перемычек такие значения h превышают конструк-
тивную высоту hK (стр. 169), то для них принимают h=hK .
Так как сжимающие напряжения распределяются в пере-
мычке как в арке —по линии давления, т. е. в горизонталь-
ном и наклонном направлении, то следует в пределах рас-
четной»высоты перемычки h хорошо заполнить раствором
не только горизонтальные, но и все вертикальные швы
кладки. Для такой перемычки сопротивление сжатию R
можно принять как для кладки, сжимаемой в вертикальном
направлении.
Перемычки в стенах, возводимых в летних условиях, рас-
считывают на нагрузку от прямоугольника стены над прое-
мом высотой до ’/3 пролета проема I и на нагрузки от пере-
крытий (реакции балок и т. п.), попадающие в прямоугольник
стены над проемом высотой до /.
Перемычки стен, возводимых в зимних условиях, рассчи-
тывают для стадии оттаивания на нагрузку от прямоуголь-
ника стены высотой до Z и на нагрузку от перекрытий, по-
падающую в прямоугольник стены высотой до 2/.
Нагрузку от кладки и перекрытий, не попадающих в
указанные прямоугольники, в расчетах каменных перемычек
не учитывают.
Схема расчета неармированных перемычек разработана
проф. А. А. Гвоздевым. Согласно этой схеме, величина рас-
пора в перемычках без затяжек (рис. 56)
H = M:(h — 2a) (30.1)
и в перемычках с затяжками
H = M:(h0—2a). (30.2)
Здесь М—изгибающий момент; h—расчетная высота пере-
мычки; h0 — расстояние от верха перемычки до оси затяжки;
171
a — расстояние сил Н от
верха или от низа пере*
мычки, принимаемое по
табл. 2 приложения XX.
Вертикальное сечение
посередине перемычки
рассчитывают по проч-
ности как внецентренно
сжатое сечение неарми-
рованной кладки на воз-
действие силы Н, прило-
женной на расстоянии а
от верха (расчет по рас-
крытию трещин произво-
дить не нужно).
Сечение и анкеровки
затяжек перемычек рас-
считывают на воздей-
ствие силы Н. Несущая способность затяжки имеет величину
ftp =Еа /?а (значения — см. приложение IV).
Если в крайних перемычках у углов здания не делают за-
тяжек, то следует проверить угловые простенки по прочно-
сти на срез и внецентренное сжатие от действия силы Н.
Несущая способность углового простенка при срезе:
H$=F (^ср + 0,8/с). _ (зо.З)
Здесь F — площадь сечения простенка; Rcp — сопротивление
кладки срезу по неперевязанному, горизонтальному шву
(см. приложение III); f и о—как в формуле (12.4). Нр по
(30.3) должна быть не менее силы Н.
Проверку углового простенка на внецентренное сжатие
производят по силе Н и продольной сжимающей силе, дей-
ствующей в простенке. Эксцентрицитет ео равнодействую-
щей обеих этих сил в сечении простенка на уровне подо-
конника не должен превышать 0,7 у.
Сборные перемычки рассчитывают на собственную силу
тяжести, силу тяжести кладки и нагрузки от перекрытий.
Если кладка возводится в летних условиях, учитывают силу
тяжести свежеуложенной, неотвердевшей кладки над вер-
хом перемычки высотой до 1/s пролета Z и на нагрузки от
перекрытий, попадающие в площадь кладки над проемом вы-
сотой до I от низа перемычки. При зимней кладке, рассчи-
тываемой для стадии оттаивания, учитывают соответственно
силу тяжести кладки высотой до Z и нагрузки от перекры-
тий в площади над проемом высотой до 2Z. Нагрузки вне
данных площадей при расчете сборных перемычек не учи-
тывают
172
(Нагрузки, принимаемые при расчете перемычек в вибро-
кирпичных стенах, указаны на стр. 149.)
При наличии соответствующих конструктивных мероприятий (выступов
h перемычках, выпусков арматуры и т. п.) можно учитывать совместную
работу кладки со сборными перемычками.
Глава 31
РАСПРЕДЕЛИТЕЛЬНЫЕ УСТРОЙСТВА
Напряжения в кладке на глубине h
Для определения нормальных напряжений в горизонталь-
ном сечении кладки на глубине h от действия нагрузки,
приложенной к верхнему горизонтальному ее краю, могут
служить приближенные, очерченные прямыми линии влияния
напряжений, показанные на рис. 57. Их ординаты у отобра-
жают нормальные напряжения в точке О кладки толщиной
с = 1 от сосредоточенной силы Р = 1 в точке х. По приве-
а)
Р-1
, a*1,57h,,
Brfnii'irnmuiit^ iiiiiiiiniiiiiiiijn
/а.-57°30
У 0 *
h
t =0,93/1
а Ь‘ОЛ1 a. +0,93h
^t=t)ffa^93h
1,57h м 7,57Аг[
t=3,Uh
Рис. 57. Линии влияния нормального напряжения в точке
О (при толщине кладки с=1):
а — при расстоянии точки О от края а > 1,57 h\ б — при а « 0;
в — при 0 < а < 1,57 h
денным на рис. 57 значениям у можно построить подобные
линии влияния напряжений в точке О при любых ее расстоя-
ниях а от края кладки.
Если сила находится на расстоянии менее 1,57 h от края
кладки, напряжение под ней зависит от этого расстояния:
при ее положении на краю напряжение под ней в 3,36 раз
больше, чем при ее расстоянии от края а ^-1,57 h (сравни
у0 на рис. 57, б с у0 на рис. 57, а).
173
Линии влияния рис. 57 представляют и приближенные эпюры напря-
жений в кладке от Р—1, находящейся в точке 0, так как при Р= 1 на-
пряжение в точке х от силы в точке 0 взаимно соответствует напряжений
в точке О от силы в точке х. Следовательно, рис. 57, а и рис. 57, б отобра-
жают и эпюры напряжений от силы Р= 1 при расстояниях ее от'края:
а 1,57 h и й = 0.
Точные эпюры напряжений для этих случаев приведены иа рис. 58.
Они взяты из решений задач теории упругости о действии силы, прилов
жеиной к границе полуплоскости (Фламаиа), и о действии силы, прилов
женной к острию клииа.
Рис. 58. Нормальные напряжения на глубине h по данным
теории упругости (при толщине тела с=1):
д’— при расстоянии силы Р —от края а = °°; б—прн а = О
Эпюра рис. 57, а имеет ту же высоту _у0 , что и точная эпюра рис. 58, а
а длина ее t получена из условия равенства ее площади внешней силе,
т. е. единице. Ординаты у в ней мало отличаются от у в точной эпюре:
например, на расстоянии 1,57 h от 0, где у в ней равны нулю, точные
_у = 1/12> т. е. и они близки к нулю.
Эпюра рис. 57. б получена таким же путем из эпюры рис. 58, б. Так
как в ней ие показаны растягивающие напряжения, то ее равнодействуй^
щая не совпадает с Р= 1 в точке 0 и, следовательно, не дает равновесия
моментов. Но сжимающие напряжения, являющиеся наиболее важными для
расчета, она отражает правильно. Поэтому для практических расчетов эпю-
ра рис. 57, б приемлема.
Эпюра рис. 57, в получена из эпюр рис. 57, а и 57, б. Длина b ее тре-
угольной части принята по интерполяции между 6=1,57 h при я =1,57/г
(рис. 57, л) и 6 = 0,936 при л = 0 (рис. 57, б), что практически достаточно
точно. Ее ордината yt у края равна у в эпюре рис. 57, б на расстоянии а
от края. Ее ордината _у0 получена нз условия равенства ее площади еди--
2
нице. При 1,576я0,93 Ав эпюре рис. 57, в: у1 = 0иуо
С помощью линий влияния рис. 57 можно определять
нормальные напряжения а в любой точке горизонтального,
сечения кладки и, следовательно, строить для него эпюру
174
напряжений от нагрузки любого вида. От нескольких сосре-
доточенных сил Р: в = '£(Ру-.с) (с —толщина стены, у — ор-
дината линии влияния напряжения с под силой Р). От рав-
номерно распределенной нагрузки интенсивностью р\ с=р-ы
(<о — площадь влияния под нагрузкой).
На практике обычно применяют упрощенные построения
епюр а, не требующие определения а во многих точках.
Эпюры напряжений в стене от равномерно распределен-
ной нагрузки на участке s отображают в виде треугольника
(при 8^3,14А, рис. 59,а) или в виде трапеции (при з>3,14Л,
рис. 59, б), не прибегая к линиям влияния.
4)
б) r 5 > 3,1th
а=57°5Л'
с ~ толщина
стены a=57"j^Il||Illl|ll
тгтттттт

,7.57а /,574 s-3,14h* 1,57h 1,57h j С
t=S+3,1th
t
^57/ц
t~S+3,1th
Рис. 59. Эпюры напряжений на глубине h в разных случаях
загружения и положения нагрузки
Эпюры напряжений от равномерно распределенной на-
грузки, расположенной у края кладки, принимают по рис.
59, в или, при наличии двух краев, по рис. 59, г. Краевые
напряжения aj в эпюре рис. 59, в й а2 в эпюре рис. 59, г
определяются с помощью линии влияния (рис. 57,6). В обеих
эпюрах наибольшими напряжениями являются <зр Они не за-
висят от длины стены вне загруженной зоны а-, при любой,
бесконечной или конечной ее длине (если только t = а +
>>0,93 h, см. рис. 59, г) значение напряжения с1 на глубине
h от нагрузки ра остается неизменным.
175
В случае, показанном на рис. 59, д, краевые напряжения
и а2 определяют с помощью линии влияния (рис. 57). Если
а>-0,93А, = 0; если й^-0,93А, а2=0.
Распределительные подушки
Для смягчения напряжений в кладке под местной нагруз-
кой устраивают подушки в виде плит или балок. При рас-
чете давления, передающегося на кладку под подушкой,
последнюю заменяют слоем кладки высотой:
з --------—
АпР = 21/ E'J': Ес0 . (31.1)
Здесь Е' — модуль деформаций подушки; Jr — момент инер-
ции ее поперечного сечения относительно горизонтальной
оси, проходящей через центр тяжести сечения; £=0,5 Ео
[см. (9.5)] — модуль деформаций кладки; с0 — ширина полосы
опирания подушки на кладку.
Для подушки прямоугольного сечения высотой h' и ши-
риной, равной толщине стены (с0 = с), F — с№ : 12, и по
(31-1)
з ---------------------------------
hnp = O,Qh ]/Е' :Е, (31.2)
Напряжения под подушкой определяются как в кладке
толщиной со на глубине h = hnp по данным, приведенным
выше.
Проф. Б. Н. Жемочкин для балок на упругом основании получил
(в [2]) напряжение в нижней плоскости балки под сосредоточенным гру-
зом Р
Проф. Л. И. Онищик предложил (в [7]) высоту йпр эквивалентного слоя
кладки определять из условия равенства этого % напряжению в кладке
толщиной с0 на глубине йпр под грузом (см. рис. 57,«)
, Р 3 /" Ес 0,64 Р
0,31--I/ —-2_=—------------
со V EJ лпр со
Отсюда и получается значение йпр по (31.1).
Сопротивление Rc кладки смятию под распределитель-
ной подушкой определяется по формуле (12.6) при Ес = Р: ат!п.
Здесь Р—местная нагрузка и аШах — вызываемое ею наиболь-
шее’напряжение в кладке. Если участок кладки, находящий-
ся под воздействием местной нагрузки, укрепляется попе-
речным армированием, то сопротивление кладки смятию
принимается равным Ra.K по (16.2).
176
Нормальные напряжения под подушкой определяют со-
бой силы, действующие на подушку снизу. После того, как
Найдены эти напряжения, можно найти моменты и попереч-
ные силы в подушке и рассчитать ее на изгиб и скалы-
вание.
Подушка передает давление сосредоточенного груза на
длину не более 3,14 йпр (см. рис. 57, а). Поэтому бесполезно
подушку под сосредоточенным грузом делать более длинной.
Если на подушку действует нагрузка, распределенная по
длине s, то наибольшая длина, на которую подушка может
передать давление, равна s 4-3,14 йпр (см. рис. 59, а и б).
Балки под глухими стенами
Рандбалки, [поддерживающие глухие стены, Грассматри-
ваются как распределительные устройства, передающие силы
опор снизу вверх на упругое [основание — на стену.
Раньше расчет балок под глухими стенами велся в предположении,
что к моменту разрушения от стены отрывается трехгранная призма клад-
ки. Поэтому балка рассчитывалась на нагрузку от треугольника стены с
основанием, соответствующим пролету балки в свету и сторонами, накло-
ненными под углом в 45° к основанию, и на нагрузки от перекрытий, п >-
падающие в этот треугольник. Грузы, находящиеся над треугольником, ни
в какой мере не учитывались.
Ошибочность предпосылок такого расчета показали исследования
проф. Б. Н. Жемочкина и кандидатов техн, наук С. А. Семенцова и
М. Я. Пильдиша. Ни в одном из опытов, проведенных С. А. Семенцовым и
М. Я. Пильдишем в ЦНИПС, не было достигнуто разрушение балки, во
всех случаях разрушение происходило из-за смятия кладки над опорами.
Порядок расчета рандбалок под глухими стенами следую-
щий:
1. Определяются силы в опорах под балкой, причем пред-
полагается, что стена по осям промежуточных опор разре-
зана по вертикали сверху донизу и передает нагрузку в
опоры как разрезная конструкция. Вследствие большой
жесткости стены опорные силы принимаются равномерно
распределенными по длине опорных участков.
2. Определяется высота hnp слоя кладки, заменяющего
балку, по (31.1) или (31.2).
3. Строятся эпюры напряжений, возникающих над балкой
от опорных сил, как в кладке на глубине /гпр.
4. Проверяется, не превышают ли напряжения над балкой
Rc по (12.6) или, для опорных участков с поперечной арма-
турой,— Ra.K по (16.2).
5. Проводится расчет усилий в балке и ее сечений по
определенным внешним силам: напряжениям сверху и опор-
ным силам снизу.
12 Розенблюмас
177
Все сведения, нужные для построения эпюр напряжений
(п.З), приведены на рис., 59 (при h = Лпр). Над промежуточч
ними опорами эпюры имеют форму треугольника или трапе-1
ции (рис. 59, а и б), над крайними — ломаную форму (рис. 59, в).
При обычных, небольших длинах а (примерно до я = 0,Зйпр)
эпюры над крайними опорами можно принимать согласно
нормам в виде треугольника по рис. 60, а.
Если внешние силы (п. 5) у одной крайней опоры неразрезной или
разрезной балки отличны от сил у другой крайней опоры, опорные силы
снизу и напряжения сверху, найденные описанным выше путем, в своей
совокупности не дают равновесия моментов. В этом случае можно посту-
пить так: приняв центры опорных участков за неоседающие опоры, рассчи-
тать опорные реакции балки от нагрузки эпюрами напряжений сверху и
представить этн новые опорные силы в виде прямоугольных эпюр. После
этого балка рассчитывается как находящаяся под воздействием эпюр напря-
жений сверху и новых опорных сил снизу. Совокупность всех этих сил
дает равновесие моментов.
Если при возведении кладки под рандбалку не ставят
временных подпорок, балку следует дополнительно прове-
рить и на нагрузки в стадии возведения. Данные нагрузки
аналогичны нагрузкам, принимаемым при расчетах сборных
перемычек (стр. 172).
Рис. 60. К расчету напряжений в кладке над рандбалками
и нагрузок на рандбалки:
а — упрошенные эпюры напряжений над концами рандбалок под глухой стеной;
б — эпюры напряжений над ригелем каркасной стены; е — эпюры напряжений над равд-
балкой под стеной с проемом
178
При кладке стен из крупных блоков высоту пояса кладки,
на нагрузку от которого должны быть в стадии возведения
рассчитаны рандбалки, принимают равной Vs пролета, но не
менее высоты одного ряда блоков.
Эпюры напряжений над ригелем каркасной стены от на-
грузки панелью стены (рис. 60,6) или над балкой перекры-
тия от нагрузки глухой стеной или перегородкой можно
принять как для случая, когда сосредоточенная сила прило-
жена к краю стены.
Балки под стенами с проемами
Условием для применения рассмотренных выше способов
расчета рандбалок является наличие над балкой сплошного,
по всей длине одинакового упругого основания. Глухая стена
удовлетворяет этому условию, стена с проемами — нет, так
как на участках под проемами она более податлива, чем
на участках простенков.
Один проем над пролетом мало отражается на распреде-
лении напряжений над балкой, если он не входит в зоны
этих напряжений. В этом случае расчет можно вести как
для балки под глухой стеной.
Если проем входит в зоны напряжений и начинается сразу
же над балкой, следует учесть, что напряжения на участок
проема не распространяются.
Если проем входит в зоны напряжений и имеет под со-
бой еще -и некоторый пояс кладки, возможность распределе-
ния напряжений только в пределах простенков нужно учи-
тывать лишь при проверке прочности кладки (напряжений
а0, рис. 60, в) над промежуточными опорами неразрезных
рандбалок.
Проверку прочности кладки над концами рандбалок (напряжений сх,
рис. 60, в) и определение нагрузок на рандбалки следует в рассматривае-
мом случае производить по эпюре свободного распределения напряжений-
(на рис. 60, в она заштрихована), так как:
1) над опорами, находящимися под концами балок, распределение на-
пряжений в пределах простенков не дает ббльших значений напряжений
<4, чем свободное их распределение (см. пояснение к рис. 59, в н г);
2) в балках распределение напряжений в пределах простенков дает
меньшие моменты, чем свободное нх распределение (это видно и нз рис .60, в).
Рандбалку под стеной с проемом проверяют для стадии
возведения на такую же нагрузку, как и рандбалку под глу-
хой стеной (см. выше). Однако в случаях, когда высота
пояса кладки от верха рандбалки до подоконника менее х/з
пролета рандбалки, следует учитывать также силу тяжести
кладки стены до верхней грани железобетонной перемычки,
находящейся над проемом, или, при каменной перемычке, —
12*
179
до отметки, превышающей отметку верха проема на 1/3 его
ширины.
Если в стене над пролетом рандбалки имеется два или
больше проемов, простенки опираются на балку не только
над ее опорами, но и в пролете. Нагрузки от простенков,
находящихся над пролетами рандбалок, следует учитывать
как действующие полностью на пролет балки в соответствии
с фактическим расположением простенков.
Г лава 32
ФУНДАМЕНТЫ
Общие сведения
Фундаменты и подвальные стены часто выполняют из бу-
тобетона, бетона и бутовой кладки. Допускается применение
для них и хорошо обожженного сплошного кирпича. Раство-
ры для них употребляют цементные, цементно-известковые
и цементно-глиняные. Известковые растворы допустимы лишь
для зданий III и IV степени долговечности при маловлажных
грунтах. Минимальные допустимые марки материалов для
подземной кладки при различных условиях и требованиях в
отношении их морозостойкости приводятся в нормах.
Уширения фундаментов делают обычно уступами (рис. 61, а
и б). Высота ступени из бутовой кладки должна быть не ме-
нее 2 рядов кладки, что составляет 35—60 см. Ступени из
бутобетона должны быть не ниже 30 см.
Толщина ленточных фундаментов и подвальных стен, вы-
полняемых из бутовой кладки, должна быть не менее 50 см,
сечение столбов — не менее 60 X 60 см. При применении
бута-плитняка и при выполнении кладки из природных кам-
ней квалифицированными мастерами допускаются и меньшие
толщины, но не менее .30 см. Для бутовой кладки тяжело
нагруженных простенков и столбчатых фундаментов реко-
мендуется применение бута-плитняка.
Толщина подвальных стен, выполняемых из бутобетона,
должна быть не менее 35 см, и сечение столбчатых фунда-
ментов — не менее 40 X 40 см.
> Очень часто фундаменты и подвальные стены делают из
сборных бетонных и железобетонных блоков (рис. 61, в и г).
Конструкции из таких блоков индустриальны, экономичны и
особенно пригодны для строительства в зимних условиях.
Для одноэтажных промышленных зданий, не оборудуемых
кранами и не подверженных динамическим воздействиям, и
для жилых и общественных зданий высотой до двух этажей
180
Рис. 61. Фундаменты:
о — фундамент из бутовой кладки под стеной; б — то же,
под колонной; в — пустотелый бетонный блок подвальной
стены; г — блок фундамента; д — фундамент на песчаной по-
душке; е —фундаментная балка между столбчатыми фундамен-
тами; 1 — железобетонный подколонннк; 2— песок, утрамбован-
ный слоями; 3 — отсыпка шлаком; 4 — армокнрпичная балка;
5 — арматура в 5 см слое цементного раствора; 6 — горбыль;
7 —зазор в 6—7 см- 8 — столбчатый фундамент
можно нижнюю часть фундаментов, находящуюся ниже 50 см
от поверхности земли, заменить подушкой': из уплотненного
слоя гравия, щебня, крупно- или среднезернистого песка
(рис. 61, д). При устройстве подушки из песка низ ее дол-
жен лежать выше уровня грунтовых вод.
Для уменьшения объема кладочных и земляных работ
под наиболее нагруженными участками стен устраивают от-
дельные столбчатые фундаменты, и пролеты между ними пе-
рекрывают рандбалками. Балки, служащие для смягчения
181
напряжений в кладке над столбчатыми фундаментами, обычна
делают из железобетона. Балки, не служащие для этой цели,
можно делать и армокаменными (рис. 61, е), а при пролетах
до 2 м — и в виде рядовых или клинчатых перемычек. Их
нижнюю продольную арматуру укладывают в слой раствора
толщиной в 5 см. Поверхности балок или перемычек, сопри-
касающиеся с грунтом, обмазывают гудроном.
Фундаментные балки отапливаемых зданий заглубляют в
грунт на 40—50 см и во избежание промерзания утепляют
с внутренней стороны шлаком (рис. 61, е). При пучинистых
грунтах под балками устраивают зазор в 6—7 см, а при
сильно пучинистых грунтах, кроме того, и песчаную по-
душку высотой около 50 см.
Переходы, от одной глубины заложения фундамента к
другой осуществляют уступами. При плотных грунтах вы-
соту уступа h принимают до 1 м и отношение высоты к
длине h'.a — до 1; при неплотных h не должна превышать
0,5 м и h: а — 0,5.
Расчет фундаментов и подвальных стен
Ширину подошвы ленточных фундаментов и площадь по-
дошвы столбчатых фундаментов определяют расчетом по
нормативным нагрузкам на фундаменты и допустимым осад-
кам основания. ।
Расчет по прочности подушки неармированных бетонных
или каменных фундаментов не может быть осуществлен эле-
ментарными приемами сопротивления материалов ввиду того,
что ее высота больше ее выноса. Высоту ступеней подушки
таких фундаментов назначают без расчета, исходя из эмпи-
рических данных для минимальных допустимых значений
отношения высоты ступени к ее выносу Л: a = tga (рис. 61,6).
Согласно нормам, минимальные значения tga для бутовых и
бутобетонных фундаментов следующие: 1) если давление на
грунт от расчетных нагрузок не превышает 0,2 Мн/м?-, при
марке раствора или бетона /?2 = 50 — 100, — 1,25; при /?2 =
= 10—35, — 1,50; при R2 = 4, —1,75’; 2) если давление на грунт
превышает 0,25 Мн/м2,— соответственно 1,50; 1,75; 2,0.
При расчете подвальных стен следует учитывать давле-
ние грунта на стену не только от силы тяжести грунта, но
и от нагрузки на поверхности земли. При отсутствии спе-
циальных требований нормативную величину этой нагрузки
принимают равной 10 кн/м? и коэффициент перегрузки для
нее — равным 1,2. В расчетах равномерно на поверхности
земли распределенную расчетную нагрузку р можно заме-
нить эквивалентным слоем грунта толщиной равной р: у. Дав-
ление q грунта на единицу площади стены на глубине h от
182
поверхности эквивалентного слоя грунта определяется по
формуле:
<7 = YAtg2 (45°-|). (32.1)
Здесь у — объемная сила тяжести грунта; р — его угол внут-
реннего трения (см. расчет на стр. 241 и рис. 84). Эти вели-
чины могут быть приближенно приняты по данным, приводи-
мым в нормах, или, для более точных расчетов, установлены
на основе лабораторных испытаний.
Если достаточно прочную бетонную подготовку под пол
подвала устраивают до засыпки грунтом пазухи между сте-
ной и откосом котлована, нижнюю горизонтальную опору
подвальной стены принимают на уровне середины толщины
подготовки. Если же подготовки заранее не делают, опору
принимают на уровне низа фундамента стены (см. рис. 84) и
в необходимых случаях проверяют и устойчивость стены
против скольжения по подошве.
Прочность бутовой кладки и бутобетона в фундаментах
и подвальных стенах принимают как для кладки и бетона в
трехмесячном возрасте (если только это допущение не про-
тиворечит намеча!емым срокам возведения здания и сдачи
его в эксплуатацию).
Глава 33
ПЕРЕКРЫТИЯ
Общие сведения
Армированные керамические перекрытия состоят из кера-
мических камней с неровными, рифлеванными поверхностями
и железобетонных ребер, устраиваемых в желобах камней
или в пазах между рядами камней. Некоторые, часто упот-
ребляемые виды керамических камней показаны на рис. 62;
пустотность камней а д — 50—54%, камней е — 59—61%.
Керамические перекрытия часто устраивают сборными из
балок (рис. 63, а и б) или панелей (рис. 63, в). В пазы между
балками и панелями укладывают арматуру и заполняют пазы
бетоном. Сила тяжести керамических перекрытий (без пола,
засыпки, штукатурки) при высоте камней 19 см — около
2,4 кн/м?.
К камням «Киевский стандарт» изготовляют керамические
вкладыши, позволяющие укладывать балки, состоящие из
одного ряда таких камней, на определенном расстоянии друг
от друга (рис. 63, а).
183
Рис 62. Керамические камни для перекрытий:
а — „Стандарт*; б —„Киевский {стандарт*; Ге — с выемкой; г — несимметричный —
эстонский; д — несимметричный; е — „Гипротис“
Монолитные керамические перекрытия выполняют, укла-
дывая камни на разреженную опалубку и заделывая швы^же-
лезобетоном на месте (рис. 63, г и д'). Иногда над камнями
устраивают верхнюю плиту толщиной 30—50 мм, бетонируе-
мую вместе с ребрами.
В перекрытиях без верхней плиты усилия сжатой зоны
вместе с ребрами принимают и верхние горизонтальные
полки керамических камней. Передача усилий в верхние
полки обеспечивается плотным заполнением бетоном зазоров
(швов) между торцами полок. К возможности осуществления
такого заполнения приспособлена форма керамических кам-
ней. Например, в камнях (рис. 62, в) выемки делаются для
того, чтобы после их заполнения между полками камней
образовались бетонные шпонки (рис. 63, б и д'). При несим-
метричных камнях (рис. 62, г и д), повернутых на 180° один
относительно другого, на поверхности перекрытия обра-
зуются расположенные в шахматном порядке впадины. Их
заполнение бетоном обеспечивает передачу, усилий в торцы
полок (см. рис. 63, г). Такое заполнение требует больше бе-
тона, чем заполнение упомянутых выше выемок. Но устрой-
ство выемок усложняет производство камней. Поэтому часто,
184
Рнс. 63. Армокаменные перекрытия:
а — сборное перекрытие нз керамических камней „Киевский стандарт* с вклады*
шамйгб — балка нз двух рядов керамических камней с выемками; в —панель из кера-
мических камней „Гипротнс“; г — перекрытие нз несимметричных камней, бетонируемое
на месте; д —.то же, из камней с выемками; е — сечение панели из легкобетонных
камней: / — балка нз камней „Киевский стандарт*; 2—вкладыши; 3 — разреженная опа-
лубка; 4 — бетон; б — трехпустотные шлакобетонные камни (по рис. 3)
несмотря на несколько больший расход бетона, перекрытия
предпочитают устраивать из несимметричных камней.
Удобны в производстве перекрытия из камней «Гипротис»
(рис. 62, е). В них восприятие сжимающих усилий обеспечи-
вается уширениями верхней части ребер между камнями
(рис. 63, в) без большого расхода бетона.
Каменные перекрытия выполняют и с заполнением из лег-
кобетонных пустотелых камней (рис. 63, е). Плотное запол-
нение швов между торцами камней в таких перекрытиях не
столь существенно, поскольку работу камней в них обычно
не учитывают.
185
Каменные перекрытия не допускаются к применений 4
помещениях с повышенной влажностью воздуха: керамиче<»
с кие — при влажности более 75% и из легкобетонных кам-
ней —при влажности более 60%. Каменные перекрытия не
следует устраивать без верхней бетонной плиты, если они
подвергаются воздействию вибраций или больших сосредо-
точенных грузов.
Керамические камни для перекрытий берут марок 75-:-200.
При устройстве верхней бетонной плиты допускается и при-
менение камней марки 50. Легкобетонные камни для пере-
крытий должны быть марки не ниже 35.
Бетон для армокаменных перекрытий рекомендуется при-
менять марки не ниже 150. Зерна заполнителя в бетоне мо-
гут быть размером до 10 мм. В желобах камней типа «Стан-
дарт» (рис. 62, а и б) зерна должны быть не крупнее 5 мм.
Для каменных перекрытий можно употреблять любую
арматуру, применяемую для обычного железобетона: горяче-:
катаную — круглую или периодического профиля, холодно-
сплющенную и т. д.
Замоноличенные армокаменные перекрытия можно рас-
сматривать как жесткие горизонтальные диафрагмы, переда-
ющие горизонтальные усилия на вертикальные консоли (по-
перечные стены) зданий.
Конструирование
Глубина опирания каменных перекрытий на стены должна
быть не менее 12 см и на железобетонные или стальные
прогоны или железобетонные консоли — не менее 10 см.
Чтобы избежать ослабления стен, камни на опорных участках
перекрытий заменяют бетоном (рис. 63, бив) или же запол-
няют в них пустоты бетоном.
Защитный слой арматуры, находящейся в ребрах между
рядами керамических камней, должен быть не меньше 10 мм,
а от внешней или некерамической поверхности—15 мм. Для
арматуры в желобах камней типа «Стандарт» (рис. 62, а и б)
минимальная толщина защитного слоя составляет: от кера-
мических поверхностей — 5 мм, от наружной поверхности —
10 мм. Расстояние от торца перекрытия до крюков или кон-
цов продольной арматуры принимают не более 10 мм.
Хомуты в ребрах можно не ставить, если они не нужны
по расчету. Ребра в однопролетных свободно опертых пе-
рекрытиях могут иметь только нижнюю арматуру. Верхнюю
арматуру диаметром 6—8 мм в них кладут у опор в случаях,
когда можно ожидать некоторого защемления перекрытия в
опорах (при длине опирания в 12 см)-, ее заводят в пролет
на.длину Z: 5 (Z—пролет в свету).
.1#
Сборные балки и панели перекрытия часто армируют внизу
и наверху. Верхнюю арматуру в свободно опертые однопро-
летные элементы перекрытия укладывают с учетом возмож-
ных в них усилий при транспортировании и монтаже. Наш
меньший диаметр монтажной арматуры — 6 мм, площадь ее
сечения должна быть не менее 15% площади сечения ниж-
ней арматуры. Рекомендуется применять сварные каркасы.
В них, если по расчету хомуты не требуются, ставят кон-
структивные одноветвевые хомуты диаметром 4—5 мм через
40—50 см.
Анкерование перекрытий в стенах осуществляют выпуском
стержней верхней арматуры за торцы перекрытия с заДелкой
их в Кладку стен не менее 15 см. Концы стержней снаб-
жают крюками.
Толщина h свободно опертого однопролетного армока-
менного перекрытия должна быть не менее Zo :30, а при ис-
пользовании в нем арматуры с сопротивлением /?а > 210 Мн/м*
или при устройстве перекрытия по отдельным, не смоцоли-
чиваемым керамическим балкам (рис. 63, а) — не менее Zo : 25
(Zo — расчетный пролет перекрытия).
Армокаменные перекрытия могут быть выполнены и неразрезными, а
при глубине заделки не менее 25 см—и защемленными. Для них h: 10 могут
быть приняты как для однопролетных свободно опертых перекрытий, счи-
тая при этом 10 равным расстоянию между сечениями с нулевыми момен-
тами.
Расчет
Расчетный пролет Zo каменного перекрытия принимают
равным расстоянию между центрами его опор, но не более
1,05 I (I — пролет в свету).
Керамические перекрытия рассчитывают приведением се-
чения к бетону, умножая ширины керамических площадей на
с = 1,5/?:/?б<1. (33.1)
Здесь R — марка керамических камней (ее устанавливают по
полному сечению камней без вычета пустот, см. стр. 27),
и /?б — марка бетона ребер перекрытия..
Коэффициент с по (33.1) представляет собой отношение сопротивлений
керамики и бетона сжатию при изгибе: с = АГи : /?б н Это отношение МО*
жет быть записано так:
с ss (/?-2-1,1 -0,85-0,4): (7?6 - 0,5).
Отдельные числа здесь выражают приближенно следующие зависи-
мости: 2 — отношение полной площади сечеиия керамического камня к
площади его сечения нетто (т. е. за вычетом пустот); 1,1 — отношение
сопротивления пустотелого камня сжатию при изгибе к его призменному
187
сопротивлению; 0,85 — коэффициент использования керамики в комплексном
сечении; 0,4 — коэффициент однородности для керамических камней; Со-
отношение расчетного сопротивления бетона сжатию при изгибе к его
марке.
Выполнение числовых действий в выражении для с приводит к фор-
муле (33.1).
Давление на торцы полок керамических камней передается через бетон-
ные швы (шпонки), и несущая способность этих полок определяется со-
противлением более слабого из двух материалов: керамики и бетона. По-
этому с не следует принимать более единицы.
При определении главных растягивающих напряжений в перекрытии
коэффициент с должен по существу выражать отношение сопротивлений
керамики и бетона растяжению: : Rt>. р. Это отношение можно при-
ближенно принять таким же, как по формуле (33.1).
В расчетное сечение перекрытия можно ввести лишь
ту часть сечения керамических полок, по которой они плотно
соприкасаются с бетоном. Верхние полки камней с выем-
ками (рис. 62, в) соприкасаются с бетоном лишь по высоте
бетонных шпонок, образующихся в выемках. Поэтому высоту
верхних полок hn в расчетных сечениях перекрытий из этих
камней принимают равной высоте выемок в камнях. В сече-
ниях перекрытий из несимметричных камней (рис. 62, г и д)
hn можно принять постоянной, равной разности уровней наи-
более высокой и низкой точек верхней поверхности камня.
В сечениях перекрытий из камней «Гипротис» (рис. 62, е)
hn принимают равной 20 мм.
Нижние полки камней с выемками, несимметричных и
«Гипротис» (рис. 62, в — е), а также средние вертикальные
стенки этих камней, несоприкасающиеся с железобетонными
ребрами, в расчете не учитывают.
Сечение камней типа «Стандарт» (рис. 62, fl и б) можно
при тщательной заделке желобов, шпонок, вертикальных
швов и ребер в изготовляемых из них сборных балках или
панелях учитывать полностью.
Сечение керамического перекрытия, приведенное к бе-
тону указанным выше путем [см. (33.1)], рассчитывают как
железобетонное (по марке бетона в ребрах или желобах).
Сечения перекрытий из легкобетонных камней обычно
рассчитывают как чисто железобетонные, так как работу
легкобетонных камней в сечении не учитывают.
Бетонную плиту, устраиваемую поверх керамических или
легкобетонных камней и монолитно связываемую с ребрами,
учитывают в расчетном сечении перекрытия лишь при ее
толщине не менее 30 мм.
Сосредоточенную нагрузку, приложенную к одному же-
лезобетонному ребру замоноличенного каменного перекры-
тия, считают передающейся в равных долях и на соседние
два ребра с каждой стороны от загруженного ребра, распро-
страняя ее действие (когда смежные ребра существуют) на
188
Г» ребер перекрытия. Если прочность перекрытия оказывается
при таком распределении нагрузки недостаточной, его уси-
ливают укладкой дополнительной арматуры в ребра, устрой-
ством распределительных балок или иными способами.
Глава 34
СВОДЫ ДВОЯКОЙ КРИВИЗНЫ
Общие сведения
Своды двоякой кривизны, предложенные в 1943 г. канд.
техн, наук А. И. Рабиновичем, состоят из тонкостенных
(толщиной в 1/4 или у2 кирпича) волн-оболочек (рис. 64) и
применяются для покрытий производственных зданий (с кра-
нами грузоподъемностью до 100 кн), складов, иногда—обще-
ственных зданий при пролетах до 24 м. Их применение осо-
бенно целесообразно в безлесных районах.
Исследования показали, что волна свода, даже будучи
отделенной от смежных волн, сохраняет несущую способ-
ность. Это позволяет устраивать в волнах проемы верхнего
света в пределах ширины одной волны с передачей ее на-
грузки на прилегающие волны.
Ширину волн назначают до 2,5 м при толщине сводов в
*/4 кирпича и до 3 я — при большей толщине. Стрелу их
Рис. 64. Кирпичный свод двоякой кривизны толщиной в кирпича:
а — общий вид; б — кладка нечетных рядов; е — кладка четных рядов; г — вид
на перевязку кладки; 1 — затирка тонким слоем раствора
189
подъема назначают от а/а до г/& их ширины. Чем больше
стрела подъема волны, тем больше жесткость ее сечения.
Сечения волн очерчивают по квадратной параболе.
Стрелу подъема свода f принимают от V2 до */? его про-
лета I. В целях уменьшения распора свода рекомендуется
f/L назначать не менее Vb-
Горизонтальная проекция постоянной нагрузки на свод в
некотором отделении от ключа свода получает по отноше-
нию к постоянной нагрузке q в ключе приращение q^ , зави-
сящее от угла наклона оси свода к горизонтали в рассмат-
риваемой точке:
<7? — <7 (1 : cos <р — 1). (34.1}
Наименьшие моменты в своде от нагрузки, приращения
которой изменяются по (34.1), получаются при очертании оси
свода по цепной линии. При //Z < 1/5 достаточно рациональны
и оси, очерченные по квадратной параболе. В табл. 1 прило-
жения XXI приводятся значения ординат у и тангенсов углов
<Р в разных точках осей указанных очертаний.
Для кладки сводов употребляют кирпич глиняный (сплош-
ной и дырчатый) и силикатный, сплошные камни бетонные и
легкобетонные (кроме камней из неагломерированных топлив-
ных шлаков от сжигания бурых или смешанных углей), камни
из ячеистых бетонов и легкообрабатываемые природные камни
прямоугольной формы.
Бетонные камни рекомендуется применять стандартных
размеров 390 X 188 X 90 мм, камни из ячеистых бетонов —
размерами 495 X 290 X 140 или 160 мм. Своды из ячеистых
бетонов толщиной в 140—160 мм обладают достаточными
теплоизоляционными свойствами и не требуют укладки по
ним утеплителя.
Своды над помещениями с повышенной влажностью воз-
духа (более 60%) разрешается возводить лишь из кирпича
пластического прессования или из непористых бетонных или
природных камней. Верхнюю поверхность таких сводов (под
утеплителем) следует покрывать пароизоляцией (битумом,
смолой и т. п.).
Марка кирпича, применяемого для кладки сводов, должна
быть не ниже 75, а при пролетах сводов Z > 18 м — не ниже
100; марка камней из ячеистого бетона должна быть не ниже
35, прочих камней — не ниже 50. При I 12 м и толщине
свода не менее 9 см марка природного камня может быть
понижена до 25.
Кладку сводов выполняют на смешанных растворах из
портландцемента. Применение шлаковых или пуццолановых.
портландцементов или других видов медленно твердеющих
цементов не рекомендуется. При толщине сводов в */4 кир-
190
пича марка раствора для них должна быть не ниже 50, при
большей толщине — не ниже 25.
6—7 рядов кладки верхней части стен ниже уровня при-
мыкания свода следует выкладывать на растворе марки не
ниже 50.
Своды покрывают рулонным ковром. При больших подъ-
емах (/:/>1:4) его устраивают лишь в средних частях
свода, а по бокам, где уклон большой, свод покрывают лишь
битумом и посыпают горячим песком (для повышения тем-
пературы плавления битума и уменьшения поглощения сол-
нечных лучей).
Конструирование
Своды возводят из целого кирпича или камня; приколка
кирпича или камня по месту допускается только в ключе
свода при замыкании кладки волн. Толщина швов в кладке
не должна превышать 12 мм. В сводах толщиной в х/4 кир-
пича кирпич кладут длинной стороной по дуге свода (рис. 64)
и верхнюю поверхность свода в целях лучшего заполнения
швов затирают в процессе кладки раствором. В сводах тол-
щиной в ’/2 кирпича кирпич кладут длинной стороной по
дуге волн и швы дополнительно заливают жидким раствором.
В сводах из камней 390 X 188 X 90 мм и 495 X 290 X 140 или
160 мм (стр. 190) камни кладут длинной стороной по дуге
свода и швы заливают жидким раствором. Затирка поверх-
ности сводов толщиной в 9 см и более (при залитых швах)
не требуется.
Перевязка камней в сводах достигается смещением смеж-
ных рядов кладки на полкамня (рис. 64). Это позволяет
просто выполнять и узлы взаимного примыкания волн.
В направлении пролета свода его волны работают как арки
и дают распор. В направлении своей ширины волны распора
не дают. Распор свода как арки могут воспринять фунда-
Рис. 65. Овощной склад; пролет свода —15 м,
стрела подъема — 7,5 м
191
менты (тогда свод начинают у поверхности земли), контр-
форсы, поперечные стены, стальные затяжки. Передача рас-
пора непосредственно на фундаменты (рис. 65) дает особеннс
экономичное решение. Передача распора непосредственно
в фундаменты или в контрфорсы допустима лишь при одно-
родном грунте.
Рис. 66. Детали конструкции свода двоякой кривизны:
а — конструкция опорного узла с кирпичной пятой; б — то же, с железо-
бетонным поясом; в — усиление края волны, ослабленной проемом фона-
ря, железобетонным ребром в пределах фонаря; г — то же, вне пределов
фонаря; 1 —кладка свода; 2— утеплитель; 3 —забутка шлаком; 4 — рулонный
ковер; б — отверстие — 40 х 75 мм в кладке для пропуска затяжки; 6 — три
ряда кладки, выпускаемые на участке длиной 0,5 м; 7 — крайнее, утолщенное
звено затяжек; 8 — „серьгн“ (шарнирное соединение звеньев затяжки); 9 — от-
верстие в железобетонном поясе для пропуска затяжки; 10 — стенка фонаря;
11 — хомуты 0 4—6 мм через 25 см в железобетонном ребре; 12 — хомуты 0
4—6 мм через 50—75 см в швах кладки
Стальные затяжки устраивают в плоскостях примыкания
смежных волн. Чтобы уменьшить моменты в пятах, возни-
кающие из-за того, что ось затяжки проходит на расстоянии
с ниже точки пересечения осей свода и стены, это с на-
сколько возможно уменьшают устройством выносных пят
192
(рис. 66, а и б). Для сводов с Z < 15 м и f: Z> 1 : 5 пяты
можно делать кирпичные с выносом, не превышающим 30 см
(рис. 66, а). При Z > 15 м или при /: Z< 1:5, а также при
любом Z, если в зданиях имеются мостовые краны (грузо-
подъемностью до 100 кн) или другое оборудование с анало-
гичным по интенсивности динамическим воздействием, в
пятах должны быть устроены железобетонные пояса с вер-
тикальным ребром для предупреждения сдвига по верхней
поверхности пояса (рис. 66, б).
Затяжки для удобства монтажа устраивают из несколь-
ких звеньев, связываемых друг с другом серьгами (рис. 66, а).
Крайние звенья длиной 1,2—1,5 м делают утолщенными, учи-
тывая ослабление их нарезкой. При пролете сводов Z 15 м
затяжки поддерживают подвесками диаметром 8—12 мм в
третях пролета.
Элементы, воспринимающие распор свода (контрфорсы,
поперечные стены, затяжки), можно располагать и реже, чем
ребра примыкания смежных волн (например, через 2 или 3
волны); в этих случаях в верхней части стен устраивают
железобетонные пояса для восприятия распора на участках
между указанными элементами.
Температурные швы в сводах двоякой кривизны можно
не делать. При наличии таких швов в стенах, над ними, в
двух-трех растворных швах нижней части пяты свода укла-
дывают арматуру диаметром 4—6 мм длиной 4—6 м, общей
площадью сечения не менее 1,5 см?.
Осадочные швы в сводах должны совпадать со швами в
стенах и с краями волн. В местах расположения таких швов
затяжки делаются парные по обе стороны шва.
При устройстве в сводах поперечных фонарей верхнего
света рекомендуется ширину волны принимать равной
2,5-s-3 м. Фонари располагают не чаще, чем через две смеж-
ные волны; края волны, ослабленной отверстием фонаря,
усиливают железобетонными ребрами по всей дуге свода
(рис. 66, в и г). Небольшие отверстия, шириной менее ширины
волны, окаймляют рамками из стальных уголков в процессе
кладки; пробивка отверстий в законченном своде не допус-
кается.
Возведение
Внедрению сводов двоякой кривизны способствовала удач-
ная конструкция передвижной опалубки (рис. 67, с). С под-
мостей опалубки по сегментным шаблонам производят одно-
временную кладку двух волн свода. Ее ведут с двух сторон
в направлении от пят к ключу. Поперечные сводики волн
в процессе кладки упирают пятами в рейки, прибитые к кру-
13 Розеиблюмас
193
жалам (рис. 67, б). После окончания кладки сводика в пре"
делах ширины шаблона сводик сверху затирают тонким слоем
раствора (или его швы сверху дополнительно заливают жид-
ким раствором), и шаблон из-под него немедленно переме-
щают для кладки следующего сводика. После замыкания
кладки в ключе волны начинают работать в направлении
пролета свода как арки, а сводики волн перестают давать
распор в поперечном направлении. Это обстоятельство делает
Рнс. 67. Передвижная опалубка для возведения свода:
а — общий вид (несущая конструкция показана схематически); б — деталь
сегментного шаблона для кладки волн; J — контуры верхнего пояса несущей кон-
струкции (арки); 2 — подмости для каменщиков; 3 — кружала; 4—сегмеитныйлнаблон;
5 — клинья; 6 — доски; 7— кровельная сталь по фанере
возможной распалубку законченных волн без постановки
каких-либо креплений для восприятия распора сводиков по
ширине волн.
Края и стыки законченных волн выдерживают в опалубке
не менее 12 часов, после чего опалубку передвигают иа кат-
ках по обвязочным брусьям для кладки следующих двух
волн. Затяжки сводов в процессе передвижки обходят путем
перекладывания катков. С помощью одного комплекта опи-
санной опалубки все работы по кладке двух волн свода
(включая выдерживание в опалубке и ее передвижку) выпол-
няют в течение суток.
194
Расчет усилий
Своды рассчитывают, как правило, только на вертикальные
нагрузки: постоянные и снеговые. Ветер учитывают лишь
при скоростном напоре не менее 0,7 кн/м2 для сводов
с : 3. Расчет производят: 1) при снеговой нагрузке
по всему пролету свода; 2) при снеговой нагрузке, располо-
женной в однопролетных зданиях на половине пролета и в
многопролетных зданиях — невыгоднейшим образом, согласно
указаниям СНиП.
Рис. 68. К расчету сводов двоякой кривизны:
а — расчетные схемы арок; б — основные системы длй расчета усилий в
арках; в — ось параболической арки; г, О, е — соответственно, равномерно
распределенная, параболическая и односторонняя нагрузки иа арку; не-
рабочая площадь параболического сечения волны при эксцентрицитете
9 направленном вверх от центра тяжести О всего сечения; з — то же при
t направленном вниз от С
13*
195
Свод рассматриваю' как плоскую двухшарнирную арку
с поперечными сечени ми, соответствующими сечению волны.
Шарниры принимают в точках пересечения оси, соединяющей
центры тяжести этих сечений, с осями стен (положение
центров тяжести наШолее часто встречающихся сечений
волн указано в табл. ! приложения XXI).
В зависимости от сюсоба восприятия распора могут быть
3 расчетные схемы арщ (рис. 68, а).
1 схема. Распор юспринимают поперечные стены или
непосредственно фунд;менты. Опоры арки считаются непо-
движными.
2 схема. Распор юспринимает затяжка. Расстоянием с
(рис. 66, а ч 6) при рагчете усилий пренебрегают, принимая,
что ось затяжки преходит через точки пересечения оси
свода с осями стен. В этой схеме учитывают влияние удли-
нения затяжки.
3 схема. Распор Предается на заделанные в грунте
контрфорсы. Здесь учуиваются упругие перемещения верх-
них точек контрфорсо).
Указанные схемы сцнажды статически неопределимы. За
неизвестное принимаем распор Н (рис. 68, б). Уравнение
равенства нулю взаимного перемещения точек основной
системы, к которым сила Н приложена, в направлении Н
гласит для всех трех <хем так: На + Д = 0. Здесь 8 — взаим-
ное перемещение указанных точек от /7=1; Д — то же, от
внешних нагрузок р. Из данного уравнения
//=-4- (34.2)
От Н — 1 и от р в основной системе образуются моменты,
продольные и попереч!ые силы М, N и Q. Основное влияние
на величины 8 и Д отзывают моменты М. Силы N имеют
некоторое значение лвщь для 8. Влиянием сил Q на переме-
щения пренебрегают. Заким образом, 8 определяют по М nN,
а Д — лишь по М.
Перемещение 8 можно разложить на части 8т и 8„ от мо-
ментов М и сил N в арке, Bj от удлинения затяжки, 8g и 83
от моментов М в левом и в правом контрфорсах. Для 1-ой
схемы (рис. 68, а) 8 = 8Я для 2-ой — 8 = ат -р 8„ -j- 8,;
для 3-ей—8 =Вт —Вл -ф- i2-|~B3. С этими значениями 8 выражение
для Н по (34.2) может быть записано так:
где для 1-ой, 2-ой и Зей схем соответственно:
(34.3)
(34.4)
196
Перемещения, записанные в (34.3) и (34.4),
дующие величины:
имеют сле-
р Мру dx
J Е (J cos ср) ’
о
i
й (’ cos2 <pdx
J E (F cos <p) ’
о
л2 2
8 p8 dy2
J E$ J2
0
)
_y2 dx .
E (J cos <p) ’
(34.5)
83-
Здесь Mp — момент M в свободно опертой балке от нагру-
зок р; остальные обозначения пояснены на рис. 68, а. Модули
деформаций кладки в (34.5) принимают равными 0,5 Ео [см. (9.5)].
Коэффициент к в (34.3) характеризует влияние обжатия
арки, удлинения затяжки и упругих перемещений контрфорсов
на распор Н. При определении Н от собственной силы тяже-
сти кладки свода принимают к = 1, так как указанное влияние
при действии нагрузки на свежевыложенный через короткое
время (12 часов) раскружаливаемый свод погашается пласти-
ческими деформациями неотвердевших швов. При расчетах
на остальные нагрузки: силу тяжести утеплителя, покрытия,
снега и т. п. коэффициент к принимают по (34.4).
Для параболической арки (рис. 68, в) формулы (34.3) -5-
-^(34.5) дают следующие значения распора /71:
при равномерно распределенной нагрузке (рис. 68,г):
/7=0,125^:/, (34.6)
при параболической нагрузке (рис. 68, д):
/7 = 0,0238 q^K-. f, (34.7)
при односторонней нагрузке (рис. 68, е):
Н= 0,0625, рЕк : /. (34.8)
От действия собственной силы тяжести кладки свода, как
указано выше, к=1. При других нагрузках к в (34.6)-н (34.8)
имеют для расчетных схем по рис. 68, а следующие значения:
для 1-ой схемы: к= \ : (1 + 1,876 угу);
для 2-ой: « = 1:
для 3-ей: к = 1 :
, J / п е
1 + 1,876F(- + —)J;
1 +1,876-^[у+(824- 83)^]}.
1 Формулы (34.6) — (34.9) получены, принимая: J cos
F cos ср <= F = const.
(34.9)
ср <= J— const,
197
Коэффициент п в (34.9) зависит только от /': I. При
/: I = 1:2; 1:3; 1:4; 1:5; 1:6; 1:7 п имеет соответственно
значения 0,554; 0,696; 0,785; 0,843; 0,881; 0,911.
При косинусоидальной нагрузке по (34.1) можно для Н
принять то же выражение (34.7), как и при параболической
нагрузке.
Для арок, ось которых очерчена по цепной линии, величины
Н принимают как для параболических арок [по (34.6)-Ц34.9)[.
После определения Н находят моменты М и продольные
силы N в арке:
М=МР — Ну; N=H cos <p-[-QpSin 9, (34.10)
где Мр и Qp —момент и поперечная сила в соответствующем
сечении простой балки. [Д частности, при параболической
нагрузке (см. рис. 68, <?):
м <?1 1 ( 2 Л
Qp = 6 ~х - у qx•),
, 41 1 . -*2 / \
мР = Т \2 ~ ч* )•
(34.11)
Для случаев загружения, приведенных на рис. 68, г — е,
прочность свода проверяют лишь в четверти пролета при
односторонней снеговой нагрузке.
Сосредоточенные нагрузки рекомендуется располагать сим-
метрично по контуру свода и волн. В расчете можно условно
принимать, что каждая сосредоточенная нагрузка восприни-
мается двумя волнами свода. При наличии сосредоточенных
нагрузок проверяют сечения с наибольшими моментами.
При устройстве в сводах фонарей верхнего света моменты
от нагрузок в панелях, ослабленных фонарными проемами,
учитывают при расчете смежных цельных волн свода, уси-
ленных железобетонными ребрами (см. рис. 66, в).
Расчет сечений
Сечения волн проверяют как внецентренно сжатые. Ха-
рактеристики сечений волн приведены в табл. 2 приложе-
ния XXI.
При эксцентрицитете нормальной силы е0 > 0,45 у (у —
расстояние от центра тяжести О всего сечения до края
сечения в сторону эксцентрицитета) рабочая (сжатая) часть
сечения fc (рис. 68, ж и з) определяется из условия совпа-
дения центра тяжести площади Fz с точкой N приложения
внецентренной силы в сечении. Для параболического сечения
198
высота h.c и ширина bc площади Гс имеют следующие значения:
при эксцентрицитете ео вверх (рис. 68, ж):
Ac = h - 2,7 е0 ; Ас = Аj/l-(A-Ac): (А —6), (34.12)
при эксцентрицитете ео вниз (рис. 68, з):
Ас = А — 1,6 е0; Ас = А (1 — j/ i _ : (А — В), (34.13)
и радиус инерции площади Fc: rc~0,25 hc. (34.14)
При определении коэффициента продольного изгиба ср рас-
четную длину арки /0 принимают равной половине длины s ее
оси: /Ол=0,5з. Отношение s: I (/—пролет арки) имеет при:
/:/=1:2; 1:3; 1:4; 1:5; 1:6; 1:7 соответственно значения:
1,50; 1,25; 1,15; 1,10; 1,07; 1,05.
При больших эксцентрицитетах (е0 >0,45 у) коэффициент
продольного изгиба срс для рабочей части сечения Fc (стр. 71)
определяют по расчетной длине /с = 0,5/о = 0,25s.
Коэффициент тик = 0,8 для площадей сечения F^0,3 м2
(см. приложение I) при расчете сечений сводов не учитывают.
Сечения неутепленных сводов (в том числе и изготовлен-
ных из ячеистого бетона) в однопролетных зданиях при
стреле подъема f : I = 1:5, нормативной силе тяжести снего-
вого покрова до 1,0 кн/м* и отсутствии сосредоточенных
нагрузок можно принимать без расчета по табл. 2 приложе-
ния XXI, руководствуясь значениями /пр, приведенными в пос-
леднем столбце этой таблицы. Для утепленных сводов пролеты
могут быть несколько увеличены, поскольку сила тяжести
утеплителя, увеличивая продольную силу, уменьшает ее
эксцентрицитет е0. В случаях, когда стрела подъема свода
или его нагрузка отличаются от указанных значений, выбор
сечения следует обосновать г расчетом.
Кладку стены под пятой свода проверяют на срез по непе-
ревязанному шву на полную величину распора И, считая,
что напряжения среза равномерно распределяются по всему
горизонтальному сечению стены.
Сопротивление для затяжек из стали класса А-1 принимают
равным 170 Мн/м2. Несущую способность звеньев затяжек,
ослабленных нарезкой, определяют по ослабленному сечению.
Сопротивление кладки смятию по шайбам затяжки прини-
мают равным 1,5 R, сопротивление железобетона — равным
1,5 /?б.пР (R — сопротивление кладки сжатию; /?б.пр — призмен-
ное сопротивление бетона). Размеры шайб, упирающихся в
кирпичную кладку, должны быть, независимо от расчета, не
менее 160X160 мм.
Стены и опоры зданий, покрытых сводами двоякой кри-
визны, рассчитывают по обычной расчетной схеме промыш-
ленных зданий, причем свод рассматривают как недеформи-
199
руемый, шарнирно связанный со стенами и опорами ригель.
Наиболее слабое у пяты свода сечение стены /—/ (см. рис.
66, а и б) проверяют на внецентренное сжатие по моменту
М = Н-с и осевой силе N. Расстояние с оси затяжки от точки
пересечения осей свода и стены (рис. 66, б) можно определить
и аналитически:
<?=J/O:cos <р — т tg f-j-n. (34.15)
В величину N, помимо вертикальной реакции свода-,
входит и сила тяжести стены над сечением /—/. Эксцентри-
цитет e0=M:N для этого сечения не должен превышать
0,1у (у— расстояние между центром тяжести сечения и его
краем в сторону эксцентрицитета).
При расчете торцовых стен зданий, покрытых сводами
двоякой кривизны, на ветровые нагрузки сводчатое покрытие
рассматривают как неподвижную опору стены.
Глава 35
ДРУГИЕ СВОДЫ
Цилиндрические своды
Цилиндрические своды из кирпича или камней малых
размеров применяют иногда для перекрытий пролетов / до
4 м. Их стрелу подъема принимают в пределах (1/3—1/12) I,
чаще —(1/5 —1/7) I. Минимальные марки материалов для
них следующие: кирпича — 50, бетонных или природных кам-
ней—25, раствора при толщине свода в 1/4 кирпича — 50, при
толщине в 1/2 кирпича — 25.
Сводами толщиной в 1/4 кирпича можно перекрывать
пролеты до 2 м, при больших пролетах свода делают тол-
щиной в 1/2 кирпича. Верхнюю поверхность сводов зати-
рают тонким слоем раствора.
Распор сводов может быть воспринят поперечными сте-
нами, контрфорсами, затяжками и т. п. При устройстве сво-
дов между балками делают затяжки только в крайнем про-
лете, если стена не в состоянии воспринять распор.
Своды перекрытий гражданских зданий при I < 4 м и обыч-
ных нагрузках не рассчитывают. Расчету подлежат лишь
элементы, воспринимающие распор. Вертикальные и горизон-
тальные реакции свода V м Н на м длины свода определяют
как для трехшарнирной арки:
V=ql-. 2; H=qP:$f, (35.1)
где q — полная расчетная нагрузка на квадратный метр свода-
200
Безопалубочные своды из трехступенчатых камней (рис.
69,с и б) применяют с 1952 г. по предложению инж. Г. С. Чер-
нышева. Камни изготовляют обычно из шлакобетона марки
не ниже 50 в металлических формах с вытягиваемым ступен-
чатым поддоном (рис. 69,в). Длина камня 40 см, толщина его
ступеней не менее 4 см. Камни заменяют (частично или
полностью) тепловую изоляцию.
Свод возводят отдельными арками шириной 40 см (длина
камня). Первую арку укладывают на торцовую стену
Рис. 69, Безопалубочный свод из трехступенчатых камней:
а — кладка свода; б — продольный разрез кладки; в — металлическая
форма с вытяжным поддоном для изготовления трехступенчатых камней;
г — опорный узел свода; 1 — трехступенчатые камни; 2 — рулонный ковер;
3 — шлакобетон; 4 — железобетонный пояс; 5 — отверстие в железобетонном
поясе для пропуска затяжки
(рис. 69,6), вторую на первую и т. д. Кладку ведут как обычно
от пят к ключу. Основным преимуществом трехступенчатых
камней является то, что центр тяжести камня оказывается
в пределах площади его опирания на камни ранее уложен-
ной арки, что позволяет возводить арку без опалубки, опи-
рая ее камни на предыдущую арку.
Раствор для сводов берут марки не ниже 25. Все швы
между камнями тщательно заполняют. Камни укладывают на
слой раствора, выравнивая их легкими ударами деревянного
молотка в торцы камня. Ударять в камни в вертикальном
направлении не следует. Верхнюю поверхность свода зати-
рают в процессе кладки, нижнюю — по окончании.
Сводами из трехступенчатых камней, при соответствую-
щей толщине последних, можно перекрывать пролеты в.
10-12 м.
201
Очертание рассматриваемых сводов принимают (как сво-
дов двоякой кривизны): при отношении стрелы подъема к
пролету f : 1 : 5 — по цепной линии; при /:/<1:5 —по
квадратной параболе (данные см. табл. 1 приложения XXI).
Если делают затяжки, их пропускают через точку пере-
сечения осей свода и стены, получая центрированные узлы.
Под пятой свода устраивают железобетонный пояс (рис. 69,г)
для восприятия распора, действующего в пролетах между
затяжками. Затяжки можно делать в виде отдельных, шар-
нирно соединенных звеньев (сравни рис. 66,а).
Расчетные схемы для сводов можно принимать по рис.
68,а, расчет усилий и определение коэффициентов продоль-
ного изгиба производить так же, как для сводов двоякой
кривизны (глава 34). Сечения сводов из трехступенчатых
камней рассчитывают как внецентренно сжатые прямоуголь-
ные сечения.
Тонкостенные пространственные своды
Такие своды чаще всего возводят из кирпича. Их приме-
няют в качестве перекрытый или покрытий помещений с
небольшими пролетами. При большом количестве перекрывае-
мых ими в здании помещений одинаковых размеров целесо-
образно для их возведения применять сборно-разборную пе-
редвижную опалубку. Своды, у которых все сечения одного
направления имеют с внутренней стороны одинаковой контур,
можно возводить с помощью передвижного шаблона. С целью
сокращения времени выдержки сводов на опалубке или на
шаблоне, их иногда возводят на быстро твердеющих гипсовых
растворах, что допустимо только для сухих помещений.
Сомкнуто-вспарушенный, свод (рис. 70,а), предложенный
кандидатом техн, наук М ,С. Туполевым, состоит из 4 свод-
чатых секторов, соприкасающихся по диагоналям перекры-
ваемой площади. Контуры свода параболические по осевым
сечениям х — х и у— у, по диагональным сечениям А—В и
C—D и по сечениям вдоль стен (рис. 70,6). В последних
стрелу подъема f\ обычно принимают равной 12 см (1/2 кир-
пича). Стрела подъема осевых сечений: где f—
«полная» стрела подъема диагональных сечений, принимае-
мая равной примерно 1/10 длины диагонали перекрываемого
помещения.
При длине большей стороны перекрываемой площади до
6 м, отношение сторон в пределах от 1:1 до 1 :1,5 и норма-
тивной полезной нагрузке до 2,0 кн/м* своды делают толщи-
ной в 1/4 кирпича. Если перекрываемая площадь не превы-
шает 20 лг2, кирпич для сводов берут марки не ниже 50, при
большей площади — не ниже 75. В первом ряду — по стенам
202
Рис. 70. Тонкостенные пространственные своды:
а, б, в — соответственно, сомкнуто-вспарушецный свод, его формо-
образование, распределение нагрузки на его диагональные арки; г — по-
логий сферический свод; д — свод «Дарбази»
кирпич кладут на ребро, затем плашмя. Перевязку осуще-
ствляют смещением швов смежных рядов на 1/2 кирпича.
Распор свода воспринимает арматура, укладываемая по
осям стен в верхних рядах кладки стен. Высота образую-
щихся армокирпичных поясов должна быть не менее 3 рядов
кладки. Сечение арматуры в поясах определяют, исходя из
предположения, что всю нагрузку несут диагональные арки.
Нагрузка на них распределяется по треугольнику (рис. 70,в).
Распор Н определяют как для трехшарнирной арки:
Н = Ql: 24/, . (35.2)
203
где Q^qab — вся нагрузка свода (q — нагрузка на единицу
проекции площади); / — длина диагонали в проекции, / —
полная стрела подъема диагональной арки. Сила Н по
(35.2) разлагается на составляющие: 7V0 = №oscpa; Nb =
= №os (<рс + q>6 = 90°, см. рис. 70,в), которые воспринимает
арматура поясов; её берут при перекрываемой сводом
площади до 20 м2— не менее 1006, при площади более 20м2
(до 36 ж2) — не менее 1008. В пояса сводов перекрытий под
чердаком укладывают, соответственно, не менее 806 и 808.
В углах концы арматуры перепускают в соседнюю стену не
менее чем на 50 диаметров.
В направлении, перпендикулярном к стене, рассматривае-
мые своды не дают горизонтальных распорных сил.
Вместо арматурных поясов можно укладывать и железо-
бетонные или стальные балки; это целесообразно в случаях,
когда своды опираются на отдельные столбы.
Пологий сферический свод (рис. 70,г), предложенный
доктором техн, наук Б. Г. Кореневым, представляет собой
часть шаровой поверхности, выделенную из шара большого
диаметра четырьмя вертикальными плоскостями стен. Верх
стен имеет круговое очертание, соответствующее очертанию
краев свода. Своды делают толщиной в 1/4 кирпича. Ими
перекрывают помещения таких же размеров, как и описан-
ными выше сомкнуто-вспарушенными сводами. Стрелу
подъема сводов по отношению к углам принимают равной
1/20 полусуммы сторон, если эта полусумма не превышает
10 м, и 1/16 полусуммы сторон, если она более 10 м (до
12 м). Распор свода передается в углы, где его восприни-
мают армированные пояса стены (как и у сомкнуто-вспару-
шенных сводов).
Свод «Дарбазиъ (рис. 70Д), предложенный кандидатом
техн, наук Я. А. Гогоберидзе, в архитектурном отношении
выгодно отличается от сомкнуто-вспарушенного свода тем,
что на нем не видны никакие линии перелома по диагоналям,
а от полого сферического свода одинаковой стрелой
подъема у всех четырех стен. Радиусы кривизны внутренней
поверхности свода «Дарбази» во всех продольных и попе-
речных сечениях могут быть сделаны одинаковыми, что об-
легчает его возведение.
Своды «Дарбази» обычно делают толщиной в 1/4 кир-
пича. Если нужно своды усилить, в них на опорных участках
(у углов) некоторые кирпичи устанавливают тычком, и пло-
щадь между выступающими тычками заполняют бетоном (или
железобетоном). Связь свода с бетоном получается при
этом весьма прочной.
Сводами «Дарбази» перекрывают помещения площадью
до 50 л2. Стрела подъема в их центре по отношению
204
к углам составляет 1/16 -ь 1/30 полусуммы сторон свода
(часто ее принимают равной 40 см). Распор свода восприни-
мает арматура, укладываемая в железобетонный или армо-
кирпичный пояс по опорному контуру свода. Арматура должна
быть хорошо заанкерована в углах стен.
ОСОБЕННОСТИ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ,
ВОЗВОДИМЫХ в ЗИМНИХ УСЛОВИЯХ
Глава 36
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Возникновение метода раннего замораживания
До 1920 г. кладка зимой производилась редко и лишь
в тепляках, охватывающих все сооружение.
Огромный размах социалистического строительства при-
вел к необходимости вести работы круглый год. В 1930 г.
тресты «Мосстрой», «Металлострой» и др. начали широко
применять легкие перемещаемые тепляки. С 1931 г. стал
внедряться м^тод термоса — работы зимой стали произво-
диться на открытом воздухе с подогретым кирпичом и ра-
створом, а выложенная кладка утеплялась термоизоляцион-
ными материалами.
Для кладки метод термоса не дал ожидаемого эффекта:
охлаждение замедляется теплотой, выделяющейся при гидра-
тации цемента, а в кладке его относительно мало (цемент
содержится лишь в швах). Опыт показал, что такие меро-
приятия, как подогрев камня и раствора, повышение содер-
жания цемента в растворе и утепление, не предохраняют
кладку от замерзания, если она возводится при температуре
ниже — 10°С. При такой температуре раствор в ней замер-
зает, не достигнув сколь-либо существенной прочности.
Вместе с тем было установлено, что свежезаморожен-
ная кладка после оттаивания и некоторой выдержки при по-
ложительных температурах приобретает достаточную проч-
ность. В связи с этим возникла мысль применять к возво-
димой на холоде кладке . метод раннего замораживания, не
предохраняя ее от замерзания, а принимая главным образом
лишь меры против неблагоприятного влияния на сооружение
осадки кладки и понижения ее прочности и устойчивости
в период оттаивания. Первые опыты по применению метода
раннего замораживания провели' зимой 1931/1932 года
В. М. Медведев и С. А. Миронов в ЦНИПС, М. В. Челбаев
и А. К. Гове в тресте «Мосстрой», В. Н. Сизов в тресте
205
«Строитель». Ценные выводы дали исследования свойств
замороженной кладки, произведенные в 1937 г. А. А. Шиш-
киным в ЦНИПС.
По данным крупных экспериментальных исследований и
на основе опыта огромного зимнего строительства, осуще-
ствляемого в СССР, проф. А. А. Шишкиным разработана
ныне действующая инструкция [19]. В ней приводятся все
основные указания по применению метода замораживания и
других наиболее передовых методов, возникших и развив-
шихся благодаря трудам советских ученых и производст-
венников.
Результаты опытов
Опыты с замороженной кладкой выявили следующее:
А. Замерзший в кладке цементный раствор или смешанный
раствор с достаточным количеством цемента после оттаива-
ния продолжает твердеть. Но если он замерз в свежем со-
стоянии, сразу после укладки, конечная его прочность полу-
чается меньшей, чем при твердении в нормальных, летних
условиях.
Б. Конечная прочность при сжатии цементного или сме-
шанного раствора на портландцементе снижается вследствие
замерзания в раннем возрасте на 20—50%.
В. Вследствие замерзания кладки в раннем возрасте зна-
чительно снижается сцепление в ней раствора с камнями,
так как образующиеся на поверхности камней ледяные пленки
нарушают связь между камнями и раствором. Особенно за-
метно это снижение в кладке из камней, не отсасывающих
воду из растаявшего раствора, например, из насыщенных во-
дой кирпича или бетонных камней. В кладке из сухого кир-
пича, шлакобетонных и других пористых камней сцепление
после оттаивания несколько нарастает, но обычно даже при
прочных растворах не превышает 0,1 Мн/м2.
Г. Сцепление раствора с арматурой снижается вследствие
замерзания примерно так же, как и его сцепление с камнями.
Д. Замерзший в свежем состоянии раствор обжимается
в кладке значительно меньше, чем раствор, уложенный
в летних условиях. Поэтому кладка при оттаивании дает зна-
чительную осадку. При замерзании на большом морозе
(ниже — 10°С) хорошо выполненная кирпичная кладка может
дать осадку до 2 мм/м, кладка из постелистого бута —до
4 мм/м, кладка с толстыми неровными швами — 7 мм и
более.
Е. Если замерзание свежеуложенного раствора в кладке
произошло при небольшом морозе (до — Кг С), осадка кладки
после оттаивания получается значительно (в 2—3 раза) мень-
шей, чем по пункту «Д».
206
Ж. Если замерзает не свежеуложенный раствор, а раствор,
достигший 20% или более нормативной прочности, то умень-
шение конечной прочности кладки при сжатии и снижение
сцепления раствора с камнем или арматурой не наблюдается.
3. Бесцементные известковые или глиняные растворы
после замораживания в свежем состоянии и затем оттаива-
ния больше не твердеют. Это объясняется значительным
содержанием в них влаги (около 30%) и образованием вслед-
ствие этого скоплений кристаллов льда, безвозвратно нару-
шающих связь между зернами заполнителя в растворах.
Методы возведения зимней кладки
и требуемые расчеты
Основным методом возведения кладки в зимних условиях
является метод раннего замораживания. При нем допуска-
ется замерзание в кладке свежего раствора до достижения
им прочности в 20% от номинальной. Раствор оттаивает и
затем набирает прочность лишь под влиянием повышения
наружной температуры во время оттепелей и весной. Часто
прибегают и к искусственному обогреванию кладки изнутри
здания. Это делают для того, чтобы повысить прочность
кладки ко времени оттепели и для того, чтобы производить
уже до этого времени в здании внутренние работы.
Применяют та(кже и способ последующего заморажива-
ния, при котором замерзание' раствора допускается лишь
после достижения им прочности в 20% от номинальной.
Чтобы получить требуемую прочность раствора, кладку вна-
чале согревают искусственно и затем защищают от быстрого
охлаждения, применяя для этой цели способ «термоса», обо-
греваемые тепляки, электропрогрев, прогрев паром и т. п.
Некоторое повышение температуры и скорости твердения
можно достигнуть и применением в смешанных растворах
молотой негашеной извести взамен известкового теста.
Частичное твердение растворов на морозе и хорошее
сцепление раствора с камнем после оттаивания может быть
обеспечено введением в растворы небольшого (4—7% от
массы воды затворения) количества химических добавок: по-
таша (углекислого калия К2СО3), хлористого кальция (Са С12),
хлористого аммония (нашатыря), хлористого натрия (пова-
ренной соли NaCl). По предложению Н. Н. Березина для
затворения применяют и хлорированную воду — раствор хлор-
ной извести (СаОС12) — плотностью от 1040 до 1080 кг/м?.
При приготовлении хлорированной воды выделяется газо-
образный хлор (отравляющий газ). Поэтому ее применение
допустимо лишь с разрешения органов охраны труда при
условии строгого соблюдения соответствующих предписаний
по технике безопасности.
207
Растворы с химическими добавками применяют для кон4
струкций из бутовой кладки, для подземной кладки (фунда-
ментов, подпорных стенок и т. п.), для кладки стен и столбов
промышленных и складских зданий с нормальной эксплуата-
ционной влажностью, не требующих тщательной отделки
поверхностей.
Для кладки стен жилых зданий применение хлорированной
воды запрещается, а применение остальных указанных здесь
химических добавок разрешается как исключение, так как до-
бавки повышают гигроскопичность и теплопроводность раство-
ров и могут вызвать появление пятен на поверхности стен.
Кладку отдельных сильно нагруженных конструкций
можно производить на растворе марки 50 и выше, изготов-
ленном на смешанном цементе. Этот цемент, предложенный
докторами техн. наук. С. А. Мироновым и В. Н. Сизовым,
состоит из 75% портландцемента и 25% глиноземистого
цемента. Растворы на нем набирают значительную прочность
и при отрицательных температурах.
Панельные и крупноблочные стены возводят способом за-
мораживания с применением при морозах до t — — 10°С
обыкновенных портландцементных растворов, при t от—11
до — 20°С — растворов с добавкой поташа или нитрита натрия
в количестве 5% и при t ниже —20°С —в количестве 10%
от массы воды затворения.
Добавка хлористых солей (СаС12, NaCl и других) к ра-
створам, укладываемым в швы и стыки панельных стен, не
допускается, так как хлористые соли могут вызвать корро-
зию стальных связей и закладных деталей в стенах.
Расчет кладки, возводимой методом раннего или после-
дующего замораживания, производят для двух стадий готов-
ности здания: основной расчет — для законченного здания
с кладкой в возрасте 28 суток (после оттаивания) и допол-
нительный расчет — для стадии первого оттаивания (кото-
рое может произойти и зимою, во время оттепели). Кладку
причисляют к какой-либо из групп, указанных в приложении
XIV, в зависимости от прочности раствора в расчетной стадии.
Глава 37
МЕТОДЫ ЗАМОРАЖИВАНИЯ
Материалы
Методом раннего замораживания возводят обычно соору-
жения из кирпича или других камней правильной формы, а
также фундаменты из рваного бута зданий высотой до 3 эта-
жей, выкладываемые в распор со стенами траншей на растворе
марки не ниже 25 с химическими добавками. Он неприменим
208
для кладки на бесцементных растворах и для кладки, кото-
рая во время оттаивания может оказаться под воздействием
вибраций, значительных ударов, поперечных сил, превыша-
ющих 10% от продольных сил, или нагрузок, эксцентрици-
тет равнодействующей которых для свободно стоящих кон-
струкций превышает 0,25у и для подпертых наверху конст-
рукций — 0,7у (у — расстояние от центра тяжести сечения
до наиболее сжатого его края).
Растворы изготовляют на портландцементе: цементные,
цементно-известковые, цементно-глиняные с осадкой стан-
дартного конуса 9— 13сл<для кладки из полнотелого кирпича
и бетонных камней, 7—8 см для кладки из дырчатого кир-
пича или из керамических камней, 4—6 см для бутовой
кладки и 2—3 см для вибрированной бутовой кладки. При-
менение пуццоланового или шлакового портландцемента и
других видов медленно твердеющих цементов не рекомен-
дуется. Минимальные допустимые марки раствора для кладки
стен и фундаментов из камней правильной формы — 10, стол-
бов — 25, карнизов и перемычек — 50; для кладки стен и фун-
даментов из постелистого бута —25, столбов — 50.
Раствор для кладки на холоде применяют подогретый. При
кладке в безветренную погоду температура раствора должна
быть не менее абсолютного значения температуры воздуха и
не менее + 10°С, а при кладке в ветреную погоду соответ-
ственно на 5—10° выше. Применение замерзшего раствора с
добавлением горячей воды не допускается. Камень и кирпич
должны быть перед укладкой очищены от льда и снега.
Для облицовки сильно нагруженных стен следует при
возведении на морозе применять лишь камни или плиты, вы-
сота которых не превышает высоты ряда кладки. В виде
исключения разрешается применять облицовочные камни или
плиты высотой в два ряда кладки для 4 верхних этажей
стен из кирпича пластического прессования или для 3 верх-
них этажей стен из силикатного кирпича или кирпича полу-
сухого прессования. При этом между рядами облицовки не-
обходимо оставить швы толщиной не менее 5 мм незапол-
ненные или заполненные упругими прокладками, способными
обжиматься в процессе осадки стен.
Облицовку прислонными плитами, прикрепляемыми к
кладке лишь на растворе, разрешается производить только
после оттаивания и опрессовки кладки.
Расчет для стадии законченного здания
При расчете кладки, возводимой методом раннего замо-
раживания, для стадии законченного здания необходимо
учитывать пониженную прочность раствора и его сцепления
с камнем и арматурой. Это достигают следующим путем:
14 Роэенблюмас
209
а) принимают марку раствора в этой кладке равной марке
раствора, твердевшего в летних условиях, если кладка про-
изводилась при среднесуточной температуре / > —3° С, на
одну ступень ниже (т. е. равной 75 вместо 100, 50 вместо 75
и т. д.), если t от — 4 до — 20° С, и на две ступени ниже (т. е.
равной 50 вместо 100, 25 вместо 75 и т. д.), если t < —20°С;
б) принимают расчетные сопротивления этой кладки и ее
поперечной сетчатой арматуры с учетом марки раствора, оп-
ределенной по пункту «а», и, кроме того, с дополнительны-
ми (сверх указанных в приложении I) коэффициентами усло-
вий работы т', приведенными в приложении ХХП.
Расчет для стадии оттаивания
В расчетах для стадии оттаивания учитывают прежде все-
го, что:
1. Раствор в этой стадии имеет весьма пониженную или
нулевую прочность.
2. Сопротивление кладки в этой стадии принимается с по-
вышающим коэффициентом пгк — 1,25 (см. приложение I).
Прочность обыкновенных растворов и растворов с хими-
ческими добавками, имеющих расчетную марку не менее 25,
изготовленных на портландцементе и улеженных в кладку
стен и столбов толщиной не менее 29 см, принимают в стадии
оттаивания равной 0,2 Мн/м?-, при несоблюдении какого-ли-
бо из данных условий (например, если взят пуццолановый или
шлаковый, а не чистый портландцемент, или, если раствор
уложен в стену толщиной менее 29 см и т. д.) прочность
раствора в стадии оттаивания принимают равной нулю.
Разрешается в расчетах учитывать и наращение прочности
растворов во время зимних оттепелей, но лишь при условии,
что оно доказывается соответствующими испытаниями раст-
вора, вынимаемого из горизонтальных швов кладки.
Сопротивления кладки и поперечной сетчатой арматуры,
определенные, согласно предыдущему, при пониженной или
нулевой прочности раствора, принимают с дополнительными
(сверх указанных в приложении 1) коэффициентами т! (см.
приложение ХХИ).
Гибкость кладки, определенная для стадии оттаивания по
пониженной или нулевой прочности раствора, не должна пре-
вышать значений ₽пр, указанных в приложении XV. При этом
для свободно стоящих стен, столбов, парапетов ₽пр принима-
ют уменьшенными против табличных рпр по приложению XV
на 50% (а не на 30 %, как для летней кладки).
Как упомянуто (на стр. 149), сопротивление кладки стен
из виброкирпичных панелей в сечениях под перекрытиями
210.
(в монтажных швах) принимают в стадии оттаивания с коэффи-
циентом 0,6.
Для балок, несущих каменные стены, в расчетах лдя ста-
дии оттаивания принимают нагрузку от силы тяжести стены
на высоту, равную пролету балки (см. стр. 171). Во избежа-
ние вызываемого такой нагрузкой увеличения сечения балок
рекомендуется подпирать их на период оттаивания и началь-
ного твердения кладки временными стойками, устанавливае-
мыми на клиньях. Можно применять и электропрогрев клад-
ки над балкой на высоту не менее половины пролета, обес-
печивающий накопление раствором к моменту оттаивания
прочности не менее 50% его марки. -
Сопротивление кладки смятию в стадии оттаивания опре-
деляют по формуле (12.6) с учетом того, что 7 в ней прини-
мается, как для ячеистого бетона (см. примечание 2 к при-
ложению VIII).
Расчет для стадии оттаивания стен, подвергнутых
одностороннему обогреву
Строительные работы зимой часто ведут в таком порядке:
возводят стены методом раннего замораживания; устраивают,
не ожидая потепления, перекрытия, крышу, перегородки; за-
полняют и остекляют проемы в наружных стенах; монтиру-
ют систему отопления, водопровода, канализации; после это-
го здание отапливают постоянными обогревательными уст-
ройствами и переходят к внутренним отделочным работам.
При таком производстве работ, значительно сокращающем
сроки строительства, стены изнутри здания искусственно ото-
греваются еще до наступления оттепелей, и раствор в них
приобретает с отогретой стороны некоторую прочность, зна-
чительно повышающую их сопротивление воздействиям пе-
риода оттаивания.
Отогревание кладки изнутри можно производить и вре-
.менными обогревательными устройствами. Для этой цели ре-
комендуется применять эффективные газовые, нефтегазовые
и др. калориферы.
Прочность отогретого раствора в зависимости от продол-
жительности и температуры обогрева может быть установ-
лена по приложению XXIH. Глубина одностороннего отогрева
стен может быть принята по приложению XXIV. Несущую
способность стены, отогретой с одной стороны, при осевом
сжатии в стадии оттаивания определяют по приложению XXV
в зависимости от прочности раствора у отогретой стороны
и от глубины отогрева стены.
14*
211
Для стен, отогревавшихся с одной стороны, эксцентри-
цитеты в сторону отогретого слоя допускаются такие же, как
для летней кладки. Стены с такими эксцентрицитетами рас-
считывают как центрально сжатые: эксцентрицитет в них по-
гашается смещением их упругой оси в сторону отогрева.
Эксцентрицитеты в сторону неотогретого слоя не должны в
таких стенах превышать 0,25у.
Коэффициенты продольного изгиба <р для стен, отогретых
с одной стороны, принимают:
при глубине отогрева менее 30% толщины стены — как
для стен с пониженной или нулевой маркой раствора, при-
нимаемой для стадии оттаивания (см. стр. 210);
при глубине отогрева не менее 30% толщины стены — как
для стен с усредненной маркой раствора, устанавливаемой
по прочности раствора в отогретой и неотогретой частях
стены.
Конструктивные мероприятия
При возведении кладки методом раннего замораживания
должны быть предусмотрены специальные мероприятия по
ее укреплению, так как при осадке в период оттаивания
кладка может отклониться от вертикали и получить допол-
нительные напряжения. Это нужно еще и потому, что в ста-
дии оттаивания вследствие малой прочности раствора ослаб-
ляется связь камней и анкеров с раствором и понижается
устойчивость кладки в период оттаивания.
Для зданий с кладкой, возводимой методом раннего за-
мораживания, должны быть осуществлены следующие допол-
нительные конструктивные мероприятия:
А. В углах стен на уровнях междуэтажных перекрытий
должны быть заложены стальные связи из 8 мм арматуры.
Связи заводятся в каждую из примыкающих стен на 1 — 1,5 лг
и заканчиваются анкерами. Если связь находится над про-
емом, ее следует завести за край проема на 0,4 —0,6 м.
В зданиях до 4 этажей при высоте этажа до 4 м связи уста-
навливают через один этаж, а в более высоких зданиях или
при высоте этажа более 4 м — на уровне перекрытия каждо-
го этажа. Если предусматривается искусственный отогрев
здания изнутри, расстояния между связями по вертикали не
должны превышать 2 м. Стены, ослабленные каналами, сле-
дует усиливать анкерами, укладываемыми по обе стороны от
каналов.
Б. Прогоны и балки перекрытий должны быть уложены
сразу после окончания кладки каждого этажа, к ним долж-
ны быть сразу прикреплены анкеры и, при деревянных бал-
212
ках,—накаты, подшивки. В междуэтажных перекрытиях рас-
стояние между анкерами прогонов не должно превышать ЮЛ
(Л —толщина стены), а между анкерами балок —2 м.
В покрытиях расстояние между анкерами прогонов и ферм мо-
жет быть до 6 д, а при Л > 40 см до 15 Л. При монолитных
железобетонных перекрытиях следует по окончании кладки
этажа устанавливать опалубку перекрытия данного этажа и
использовать ее для временного крепления стен, связывая ее
анкерами со стенами.
В. Самонесущие стены должны быть прикреплены к кар-
касу гибкими связями, расположенными по высоте не реже,
чем через 8 Л. Заполнения, опирающиеся на ригели каркаса,
должны быть связаны со стойками каркаса проволочными вы-
пусками, заделываемыми в кладку.
Г. В стенах облегченных систем без тычковой перевязки
должны быть (помимо связей по углам стен) уложены сталь-
ные скобы не реже чем через 1,5 м по горизонтали и 0,5 м
по вертикали или в них должны быть уложены арматурные
сетки не реже чем через 1,0 д по вертикали.
Д. Горизонтальные или наклонные борозды в стенах долж-
ны быть временно раскреплены кирпичными столбиками для
предохранения стен от наклона во время оттаивания. Глуби-
на борозд в стенах не должна превышать 1/2 кирпича, дли-
на — 2 м. В простенках должны быть временно заделаны все
гнезда.
При наличии в здании с рано замораживаемыми стенами
железобетонных колонн или других элементов неизменной
высоты необходимо учитывать осадку стен при оттаивании.
Она может быть в среднем принята равной для кладки из
кирпича или бетонных камней — 0,5 мм/м, для бутовой клад-
ки —1—2 мм/м. Опирание балок следует в этих случаях
конструировать так, чтобы после осадки стен можно было
поднять концы балок, опирающиеся на стены, или опустить
концы балок, опирающиеся на колонны. В местах примыка-
ния стен к элементам неизменной высоты следует устраивать
осадочные швы. Если зимняя кладка подвергалась воздейст-
вию оттепелей в течение 6 и более дней, можно считать,
что практически она осадки не даст.
При опирании прогонов каркаса на кирпичное стены или
столбы, возведенные методом раннего замораживания, реко-
мендуется в крайних пролетах прогоны устраивать разрез-
ными.
Облийовка рано замораживаемых стен должна быть конс-
труктивно перевязана с кладкой тычками или закладными пол-
ками (относительно облицовки — см. также стр. 209).
Карнизы с выносом до 20 см могут выкладываться при
применении метода раннего замораживания постепенным вы-
213
пуском тычковых рядов кирпича на растворе марки не ниже
25. При большем выносе для карнизов предусматривают же-
лезобетонные консоли, заделываемые в процессе кладки. За-
полнение карнизов делают уже после того, как кладка ниже-
лежащей стены оттаяла и набрала достаточную прочность.
В рабочих чертежах конструкций, подлежащих возведе-
нию методом раннего замораживания, должны быть указаны
предельные допустимые для стадии оттаивания высоты стен
и способы крепления отдельных элементов в период оттаи-
вания, если такие крепления требуются по расчету.
Кладку методом раннего замораживания можно произво-
дить лишь по таким рабочим чертежам, на которых имеет-
ся ясное указание на то, что они составлены или проверены
для возведения кладки в зимних условиях данным методом.
Несоблюдение указаний по возведению кладки в зимних условиях неод-
нократно приводило к возникновению в ней значительных деформаций и
даже к ее обрушению в период оттаивания.
В апреле 1960 г. во время оттепели обрушилась средняя часть 5-этажно-
го 80-квартирного жилого дома, строющегося из штучного кирпича по ти-
повому проекту серии 1 — 447 в зимних условиях. К моменту обрушения
были полностью возведены стены всех пяти этажей здания методом замо-
раживания, уложены все железобетонные панели перекрытий, выполнены
все перегородки. Обрушение произошло внутрь здания; в течение несколь-
ких минут часть здания высотой в пять этажей, протяженностью по фасаду
16,8 м разрушилась полностью.
Обследования выявили, что при возведении здания не выполнялись меро-
приятия по обеспечению прочности и устойчивости кладки в период оттаи-
вания. В нарушение проекта кладка стен всех пяти этажей велась без пред-
варительного отогрева и доведения прочности раствора в стенах I этажа
до необходимой марки; перегородки были поставлены во всех пяти этажах,
вместо трех нижних, как предусматривалось проектом; не были приняты
меры по укреплению кирпичной кладки на период оттаивания; проектные
марки раствора для зимней кладки были занижены; часть кладки первого
этажа велась на шлакопортлаидцементе вместо портландцемента; в разных
местах, особенно на втором этаже, не была выполнена анкеровка перекры-
тий со стенами.
Имелись и другие существенные отклонения от проекта: местами вклад-
ку был уложен кирпич марки 75 и даже 50 вместо предусмотренной марки
100, были несколько уменьшены сечения простенков во внутренней продоль-
ной стене, отклонения ее оси от проектного положения достигали 7 см,
гипсобетонные перегородки были заменены во всех этажах более тяжелыми
кирпичными и т. п.
Совокупность всех этих отступлений и повела к аварии здания в период
оттаивания.
Кратковременные зимние оттепели действуют на рано замороженную
кладку благоприятно: во время таких оттепелей раствор в кладке оттаивает
и приобретает некоторую прочность, которой не лишается и в самый не-
благоприятный период весеннего оттаивания.
Вместе с тем действие на свежезамороженную кладку устойчивою моро-
за и затем резкого большого весеннего потепления для кладки неблаго-
приятно: при потеплении раствор на некоторое время размягчается пол-
ностью и лишается какой бы то ни было прочности. Такие условия должны
быть учтены при намерении возвести кладку методом раннего заморажива-
ния.
214
Проектирование кладки, возводимой методом
последующего замораживания
Сущность метода последующего'замораживания изложена
на стр. 207. Растворы для кладки, возводимой этим методом,
должны иметь марку не ниже 25. Прочность раствора вклад-
ке из кирпича, камней правильной формы, постелистого и
рваного бута должна к моменту замерзания составлять не
менее 20% от проектной марки. Прочность бетона в буто-
бетоне должна быть к этому моменту не ниже 50% от про-
ектной.
Конечная прочность у кладки, выполняемой методом по-
следующего замораживания, при всех видах воздействий поч-
ти такая же, как и у летней кладки. Этим методом можно
возводить кладку любого вида без каких-либо ограничений.
Основной расчет данной кладки—для стадии законченного
здания—производят по полной, проектной марке раствора.
Этот расчет ничем не отличается от расчета кладки, возво-
димой в летних условиях.
Расчет кладки, возводимой методом последующего замо-
раживания, для стадии оттаивания производят по прочности
раствора в период оттаивания. Эту прочность устанавливают
путем испытания контрольных кубиков, заложенных в гнезда
кладки и твердевших в условиях режима твердения кладки,
или, ориентировочно, — по данным приложения XXIII, в за-
висимости от продолжительности и температуры твердения.
Прочность растворов марки 50 и выше, изготовленных на
смешанном цементе, .состоящем из 75% портландцемента и
25% глиноземистого-пемента (см. стр. 208), в период оттаи-
вания принимается равной 2,5 Мн/м2.
Применение специальных мероприятий (введение допол-
нительных связей, закладка борозд и т. п.) для кладки, воз-
водимой методом последующего замораживания, не требуется.
ЧАСТЬ III
Примеры расчета
и проектирования каменных конструкций
НЕАРМИРОВАННАЯ КЛАДКА
Пример 1. Центрально сжатый элемент. Столб сечением (0,51 -0,51) лР
несет 72 м2 покрытия с нормативными нагрузками (в кн на л/2 в плане):
0.6 (рулонный ковер, асфальтовая стяжка, термоизоляционные плиты) +
+ 2,2 (панели с замоноличенными швами, балки) + 0,7 (сиег). Столб — из
сплошного кирпича пластического прессования марки 150 на растворе
марки 75, объемная сила тяжести кладки 18 кн/м2. Расчетная высота столба
равна его фактической высоте: 10 — Н — 6,0 м. Проверить прочность столба.
Решение. W=72-(0,6-[l,2] + 2,2-[1,1]+0,7-[1,4])+0,512-6,0-18-[1,1]-0,53=
=317 кн [числа в квадратных скобках — коэффициенты перегрузки; множи-
тель 0,53 к силе тяжести столба принят по (10.4)].
Несущая способность по (10.5): 7/р =+/?ср.
F = 0,512 = 0,26 л/2; /? = 0,8 (так как + <0,3 л/2, см. табл. 1 прилож.
I) • 2,0 (/? из табл. 3 прилож. II) =1,6 Мн/м2-, по прилож. VI :а=1000;
Xй = 6,0: 0,51 — 11,8; ср = 0,84.
Np = 0,26-(l,6-103)-0,84=350 kh>W=317 кн.
Рис. 71. К примеру 2
Пример 2. Внецентренно сжатый
элемент (расчет на прочность и на раскры-
тие трещин). Определить несущую способ-
ность простенка, сечение которого пока-
зано на рис. 71, при действии продольной
сжимающей силы на расстоянии от края:
1) е2=35,0 см\ 2) е2= 25,0 см-, 3) е2= 15,0 см.
Простенок из силикатного кирпича марки
100 на растворе марки 25. Расчетная его
высота (при продольном изгибе в направле-
нии 1—1) lv— Н= 7,6 м. Степень долговеч-
ности — II.
Подготовительные расчетные данные.
F= 51 • 103+2 -26-38 =5250 +1970 =7220 см2.
Расстояние центра тяжести сечения от се-
редины 1970 • 32,5:7 220 = 8,9 см. I = 5250Х
Х(Ю32:12 + 8,9s) + 1970- (382:12 + 23,62)=
= 637 • 104 ел/4; г=К 637 • 104:7220=29,7 см-,
у — 8,9 + 103,0:2 = 60,4 см. R = 1,3 Мн/м2
(табл. 3 прилож. II). По прилож. VI: а = 750;
V = 760:29,7 = 25,5; ср = 0,91.
1. Решение при <?2 = 35,0 см-, е0 = 60,4 — 35,0 = 25,4 сл«<0,45 _у=0,45Х
Х60.4 = 27,2 см — малый эксцентрицитет. По прилож. VII: ф = 1:[1+₽0:
:(ft-j)] = 1 +(1 + 25,4:42,6) = 0,627. По (11.4): N = +7?ср<Ь=(7220-10”4)Х
Х(1,3-10»)-0,91-0,627 = 535 кн.
216
2. Решение при е2 = 25,0 см. е0 = 60,4 — 25,0 = 35,4 см; 0,45 у = 27,2 см<7
<ee = 35,4 cm<ZS>,1 .у = 0,7-60,4 = 42,3 см—большой эксцентрицитет, но
расчет по раскрытию трещин не требуется (стр. 84).
Для площади Fc (см. стр. 71): высота йс =2-25,0 = 50,0 см; Fc = 50X
X 51=2550 см?; при однозначной эпюре М (сравни рис. 22) Н' = H=16Q см-
\hc = 760:50=15,2; <рс =0,71. По (11.6) <ри = (0,91+ 0,71): 2 = 0,81. По
прилож. VII ф = |/ (Fc : F)2 = j/' (2550:7220)2 = 0,50. По (11.5): Np =
= /7?<ри<Ь = (7220- 10“4) (1,3-103)-0,81-0,50 = 380 кн.
3. Решение при е2 = 15,0 см. е0 = 60,4 — 15,0 = 45,4 см; 0,7, у = 42,3 см —
расчет производится по раскрытию трещин.
По (14.9): NT = FRpK: [(^^о : №1) — 1]. /?р и принимается с коэффициен-
том тт = 2,0 (табл. 1 прилож. XI), следовательно, /?р.и = 0,08 (= /?р.и из
табл. 1 прилож III) • 2,0 (=тт ) = 0,16 Мн/м2; W1 = I:(h — у) = (637 • 104):
.-42,6=149500 см\
^=(7220 - КГ4)-(0,16-Юз): [(7220-45,4:149500) —1] = 97,0 кн.
Пример 3. Косо-внецентренно
сжатый элемент. Определить несущую
способность сечения столба, загружен-
ного по рис. 72. Столб — из крупных
сплошных .блоков высотой 1180 мм,
изготовленных из плотного тяжелого
бетона марки 100. Марка раствора — 25.
Расчетная высота столба 10 = /7=7,2 м.
Решение. По (11.10): Np =.FR<^j.
F= 60-90= 5400 сл/2>0,3 м2; R =
= 2,6-1,1-1,1 = 3,15 Мн/м2 (табл. 2 при-
лож. II). Fc =44-40= 1760 см2. Из
прилож. VII по графе для больших
эксцентрицитетов (е0>0,45_у): ф= 1.25Х
X1760:5400=0,407. По прилож. VI: а =
= 1500.
еь : уь = 8,0 : 30,0 = 0,267 < 0,45;
eh • Уь — : 45,0= 0,556 > 0,45. Так как
eh > 0,45_yft, то для обоих направлений
следует <ри определять по (11.6): ч>и =
= (ч> + ?с) : 2.
В направлении 1—1 Xй =720 : 90=8,0;
у = 0,95. При однозначной эпюре М (см.
стр. 71): Н'=Н= 720 см; >.hc = 720:40=
= 18,0; <fc =0,77; сри = (0,95 + 0,77) : 2 =
В направлении 2—2: Xй = 720:60
<РС = 0,80. <ри = (0,88 + 0,80): 2 = 0,84.
Рис. 72. К примеру+
0,86.
= 12,0; у = 0,88; Хйс = 720:44= 16,4;
Меньшим из обоих <р„ является о = 0,84.
1 И • И
Np =(5400-10_4)-(3,15-10з)-0,84-0,407= 580 кн.
Пример 4. Внецентренно растянутый элемент (расчет по проч-
ности и по деформациям). Нормативное давление жидкости вызывает в
поясе стены высотой 1 м силу растяжения № = 16,0 кн и момент МИ =
= 4,8 кн-м. Стена — толщиной 51 см из кирпича пластического прессова-
ния марки 150 на растворе марки 50. Определить: 1. Достаточна ли проч-
217.
«ость стены; 2) Достаточна ли ее сопротивляемость деформациям, если она
покрыта кислотоупорной штукатуркой иа жидком стекле.
1. Расчет по прочности. Согласно (12.3, a): Np = FR : [(/>0: П^) +1].
F— 100-5Г=’5100 см2; Rp и = 0,25 Мн!м2 (табл. 1 прилож. Ill); F;
: 117/= (100-51):(100-5Р:6) = 6:51; eG = 4,8:16,0 — 0,30 м.
Np =М5100-10-4) -(0,25-10®): [(6 - 30:51) + 1] = 28,0 кн >N= N" - 1,1 =
=16,0-1,1|=17,6 кн (1,1 —коэффициент перегрузки).
2. Расчет по деформациям. По (14.8): Na = EFenp: [(Fe0: TTj) + 1].
E = 0,8a/?H [no (9.6)]. a =1000 (по прилож. VI); /?= 1,8 Мн/м2 (табл.
3 прилож. II); /?н=2/?=3,6 Мн/м2 (стр. 62). £ = 0,8-1 000- 3,6 = 2880 Мн/мЪ
епр = 5-10—5 (по прилож. X). Остальные величины — как в расчете по
прочности.
Na =(2880-10з)-(5100-10-4)-(5-10Г5): [(6 • 30 :51) + 1] = 16,2 kh>Nh =
— 16,0 кн.
Пример 5. Многослойная
кладка. К трехслойному простен-
ку в указанном на рисунке месте
приложена сила N (рис. 73, а).
Найти предельное для прочности
простенка значение Nf этой силы.
Внешние слои простенка — из
дырчатого кирпича пластического
прессования марки 75 на растворе
марки 10: внутренний слой — из
легкого бетона марки 25. Расчет-
ная высота простенка /^=/7=3,4 м.
Решение. Площадь сечеиия
лростенка 1,03-0,51 >0,3 м2, поэто-
му коэффициент 0,8 к сопротивле-
ниям материалов простенка не
применяется. По табл. 1 прилож.
I для рассматриваемой многослой-
ной кладки тк — 1 и т6 = 0,6,
следовательно, для внешних слоев
(табл. 3 прилож. II) R = 0,9 Мн/м2
и для внутреннего слоя (примеча-
ние к табл. 2 прилож. V). R = О,6Х
Х(2,5 • 0,3) = 0,45 Мн/м2.
Сечение приводим к внутрен-
нему слою. Согласно (13.1): Ь'= 103-(0,9:0,45) = 206 см (рис. 73, б).
/7пр= 103-51 + 4-51,5-12 = 7720 см2; у — 25,5 см; 0,45-25,5= 11,5 см<ей —
= 25,5 — 13= 12,5 см — большой эксцентрицитет.
Np определяем по (11.5) с коэффициентом (1 — е0:4_у) (стр. 78): 7Vp =
= Fnp R<fK ф (1 — е0: 4>), где £пр = 7720 см2 и R= 0,45 Мн/м2.
Для определения ф находим площадь Fnp.c, центр тяжести которой
совпадает с точкой приложения силы N. Расстояние от края площади Flip с
до этой точки [по (11.7)]: л = К (206:103)-12-(2-13 - 12) + (13 - 12)2 =
= 18,4 см. Fпр.с = 103-31,4 + 2-51,5-12 = 4470 см2. По прилож. VIII: ф =
’ з------------— з,---------------
= ^(Лфх : Fnp)2 = V (4470:7720)2 = 0,694.
218
По (11.6): <РИ =(<? + ¥с.) :2. Упругая характеристика принимается ПО
внешним слоям кладки (стр. 78): по прилож. VI а = 750. Гибкости для
определения коэффициентов <р и <?с принимаем, считая площади Fnp и Лф.с
прямоугольными высотой Л = 51 см и hc—31,4*см (рис. 73, б). По при-
лож. VI: для площади^ Fnp: Xh = 340:51 = 6,7; <f ='0,93; для площади РПр1в
(приняв, что эпюра моментов по всей высоте простенка однозначна): ХЛс =
= 340:31,4 = 10,8; <рс = 0,83. <?и = (0,93 +.0,83): 2 = 0,88.
ДГр = (7720 • КГ4).^^-103)-0,88-0,694-(1 — 12,5 : 4-25,5) = 186 кн.
Пример 6. Кладка с керамической
облицовкой (расчет по прочности и по
раскрытию трещин). Простенок сечением
(1420-570) мм2 загружен силой Лг=860 кн,
приложенной с эксцентрицитетом <?о = 50 мм
в сторону облицовки (рис. 74). Облицовка —
из толстостенных керамических закладных
плит без пустот высотой 290 мм (сравни
рис. 4, а). Швы облицовки заполняются во
время возведения простенка. Кладка — из кир-
пича пластического прессования марки 125 на
растворе марки 50. Расчетная высота про-
стенка /О = 3,08 м. Проверить простенок по
прочности и по раскрытию трещин.
1. Расчет по прочности. По (13.3) 7Vp»=
= FRy : (1 -J- 2 е0: h). F= 142 57 = 8090 см2;
R принимается с коэффициентом лги =
= т0(1 — «0:2Л)а [по (13.5)]; из табл. 2 при-
лож. 1: wo=0,9; ти =0,9(1 —5:2-57)2 = 0,82.
Таким образом, Л =0,82-1,7 (табл. 3 при-
лож. II) =1,39 Мн/м2. По прилож. VI для
данной кладки: а = 1000; р = 308:57 = 5,4;
<Р = 0,97.
Рис. 74. К примеру 6.
Вертикальное сечеиие
простенка:
1 — облицовка; 2 — кладка
% = (8090 10-4)(1,39-103)-0,97: (1 + 2-5 : 57) = 925 kh>N=860 кн.
2. Расчет по раскрытию трещин. По (14.11): Nr=FRif (1 + 6 е0: Л)
R принимается с коэффициентом [по (14.4)]: /пти = /птц; из табл. 2
прилож. XI: /птц=1, следовательно, R = 1 1,7 —1,7 Мн/м3. Остальные ве-
личины— из расчета по прочности.
Д’т = (8090 • 1(Г4)-(1,7-103)-0,97: (1 + 6-5 : 57) = 874 кн>W= 860 кн.
КЛАДКА С ПОПЕРЕЧНОЙ СЕТЧАТОЙ АРМАТУРОЙ
Пример 7. Центрально сжатый элемент. Определить несущую
способность центрально сжатого столба сечением (0,64-0,64) м2 из кирпича
пластического прессования марки 100 на растворе марки 50, армируемого
через каждые 4 ряда (через 4-7,7 = 30,8 см) парой сеток «Зигзаг». Сетки
906 из холоднотянутой проволоки. Расчетная высота столба /о = 5,О М.
Решение. Несущая способность [по (16.1) и (16.2)]: 7/р = A/?1J(!p
где /?ак = R + 0,002 /?а р < 2R.
F = 0,64-0,64 = 0,41 м2>0,3 м2; R= 1,5 Мн/м? (табл. 3 прилож. П)>
Ra = 180 Мн/м2 (прилож. IV). Расстояние между осями стержней: с =
219
= 64:9 = 7,1 см (30 л/л«<с<120 мм, см. стр. 88). Шаг сеток « = 30,8сл«;
/а =0,283 см2 (106); согласно (15.2): р = (0,283-2-100): (7,1-30,8) = 0,259»/»
(0,1 °/о < р < 1»/о, стр. 89). Ra к = (1,5 + 0,02 • 180 • 0,259 = 2,43 Мн/м2 < 2R—
= 2-1,5 = 3,0 Мн/м2. По (16.4): аа = а/?н : ]/?н + 2р(/иа Я") : 100]; а = 1000
(прилож. VI); R" = 2 • 1,5 = 3,0 Мн/м2 (стр. 62); ma Ra = 1,25 - 180 = 225 Мн/м2
(стр. 90); аа = 1000-3,0: (3,0 + 2 • 0,259 • 225:100) = 720. = 5,0 : 0,64 = 7,8;
из прилож. VI по интерполяции ср = 0,90.
Мр = 0,41 • (2,43• 103) .о,9О = 900 кн.
П р и ме р 8. Центрально сжатый элемент. Осевая сжимающая сила
Af=630 кн приложена к армокирпичному столбу сечением (0,51-0,51) м2.
Кирпич — силикатный марки 150, раствор марки 100. Расчетная высота
столба 10 = 4,0 м. Подобрать поперечную сетчатую арматуру из холоднотя-
нутой проволоки.
Решение. F = 0,51 • 0,51 = 0,26 м2 < 0,3 ju2; R = 0,8 • 2,2 = 1,76 Afw/jt2;
для сетчатой арматуры: Ra = 180 Мн/м2 (прилож. IV). Согласно (16.1):
7Vp = FRaK <р; отсюда RaK = Np: F<f.
Ар = 77= 630 кн. Для определения задаемся ориентировочным значе-
нием /> = О,3«/о. По (16.4): аа =а/?и: [Дн + 2р(та -Д“): 100]. а = 750 (при-
лож. VI); R" = 2-1,76 = 3,52 Мн/м2 (стр. 62); (та Я£)=1,25-180=225 Мн/м2
Рис. 75. К примеру 9:
/ — арматурные сетки
(стр. 119). ая =750 - 3,52 : (3,52 + 2 • 0,3-225 :
: 100) = 540; Xh = 4,0:0,51 = 7,8; <f = 0,87 (при-
лож. VI). Да.к=(630:0,26-0,87)-10-3=2,78 Мн/м2
[< 2 R = 2-1,76 = 3,52 Мн}м2, см. (16.2)].
По найденному Ra к уточняем величину р.
Согласно (16.2): Ra к = R + 0,02 Ra р; отсюда
р = <Яа.к — Я): 0,02 Ra = (2,78 —1,76): 0,02 • 180=
= О,284»/о (при определении <р задались р =
= О,3’/о = О,284»/о, перерасчет <р не нужен);
р =0,284’/» удовлетворяет условию 0,1°/о<р< 1,0°/о
(см. стр. 89).
Арматура в виде сварных сеток из 0 4, ук-
ладываемых в каждом втором ряду; з = 2-7,7 =
= 15.4 см; fa =0,126 см2 (104). Согласно (15.2):
Р—(/л -2-100) :(сз); отсюда с=(/а -2-100) :(p-s)=
= (2 • 0,126 - 100): (0,284 • 15,4)=5,76 см (30 мм<_
с < 120 мм, см. стр. 88). Укладываем по 904 в
каждом направлении; тогда с = 51:9 = 5,65 см<2
<5,76 см.
Пример 9. Внецентренно сжатый эле-
мент. Определить несущую способность Np стол-
ба (рис. 75) при действии продольной силы на
расстоянии 25 см от края. Столб выполнен из
кирпича пластического прессования марки 100 на
растворе марки 25 с парой сеток «Зигзаг» из
стали класса А-I через каждые три ряда. Сетки
состоят из 1106 и 706. Расчетная высота столба
1с =4.5 м.
220
Решение. В плоскости у—у столб подвергается внецентренному, а в пло-
скости х — х—осевому сжатию.
1. Расчет е плоскости у—у. е0 =64:2 — 25 = 7 сл<64:6 (сила 7V—
в пределах ядра, арматура учитывается, см. стр. 91). Расстояния между
осями стержней: Cj = 64:11 =5,82 см\ с2 — 38 : 7 = 5,43 см (30
120 мм, см. стр. 88); s = 23,1 см.
/а=0,283 см? (108); согласно (15.1): р =[0,283-(5,82 + 5,43) 100] : (5,82Х
Х5,43-23,1) = О,436°/о (ОДО/о<р< 1,О°/о).
Несущая способность по (16.6): Afp=F/?a к „ч (,У1‘е^), где, согласно
(16.7), /?а. к. и=7? + 0,02р/?а (1 - 2<?0 : у) 27?.
F = 0,38-0,64 = 0,243 л/2«0,3 м2). 7? = 1,3-0,8 = 1,04 Мн/м2; 7?SO=1,5X
X 0,8 = 1,2 Мн/м2. /?а = 150-(1,04 :1,2) = 130 Мн/м2 [7?а = 150 Мн/м2 по
прилож. IV принято с коэффициентом (7?:/?6О) = (1,04:1,2), см. (16.7)].
/?а к.и=[1,04+0,02-0,436-130-(1-2-7.-32)]=1,687Ин/л2 «2/?=2-1,04 Мн/м2).
у, = 32 см\ ^ = 39 см.
По (16.4): аа = а/?н ; [7?н + 0,02 р (mt 7?")]. а = 1000 (прилож. VI).
7?и =27?= 2-1,04-2,08 Мн]м2 (стр. 62). (ma/?£ = 1,1 7?а =1,1-130=143 Мн/м2
(стр. 90). аа = 1000-2,08: (2,08+ 0,02-0,436 -143)=630. ?Л=450:64=7,0. <р=0,90
(прилож. VI).
Np = 0,243- (1,68 -10») • 0,90 • (32:39) = 300 кн.
2. Расчет в плоскости х—х. Согласно 16.1) и (16.2): Np — FRa кср, где
/?а.к = /? + 0>02Ж <27?.
Так как здесь 7? + 0,02р/?а = 1,04 + 0,02 • 0,436 - 130 = 2,17 7ИнДи2>
>27? = 2,08 Мн/м2, то принимаем /?а к = 2,08 Мн/м2.
— 450:38 = 11,9. q> = 0,77 (прилож. VI).
Np = 0,243-(2,08-103)-0,77 = 390 кн.
Несущая способность столба определяется меньшим из обоих получен-
ных значений, а имеиио, значением 7Vp = 300 кн.
КЛАДКА С ПРОДОЛЬНОЙ АРМАТУРОЙ
Пример 10. Центрально сжатый элемент. Определить несущую
способность центрально сжатого столба сечением (51 X 51) см2 из кирпича
пластического прессования марки 100 на растворе марки 50, армированного
продольной (наружной или внутренней) арматурой 4018 из стали класса
А-I. Расчетная высота столба /0 = 5,0 м.
Решение. Согласно (19.3): jVp = (FT? + Fa 7?а )q>.
F=51-51 = 2600 cm2 «0,3 м2). R = 1,5-0,8-0,85= 1,02 Мн/м2 (коэф-
фициент 0,85 принят потому, что учитывается сжатая продольная ар-
матура, см. табл. 1 прилож. I).
Fa == 10,17 см2 (4018) [армирование р = (10,17 : 2600)-100 = 0,392°/о
удовлетворяет условию 0,2°/о < 2,О°/о, см. стр. 94]. 7?а = 190 Мн/м2
а = 1000; Xй = 500:51 = 9,8; ср = 0,88 (по прилож. VI).
7Vp =[(2600-1О-4 ) (1,02-103)+ (10,17-10~4 ) (190-103)] 0,88 = 404 кн.
Пример 11. Изгибаемый элемент (подбор арматуры и расчет по
раскрытию трещин). Перемычка, рис. 76, а к б, выполняется из кирпича
пластического прессования марки 150 на растворе марки 75. Требуется:
1. Подобрать для перемычки продольную и поперечную арматуру при рас-
четных нагрузках, показанных на рис. 76, в. 2. Определить при подобранной
арматуре предельный момент 7ИТ по раскрытию трещин для перемычки, на-
221
Рис. 76. К примеру 11:
а и б — вид и сечение перемычки; в — расчетные нагрузки; г — сечение, приве-
денное к стали
холящейся в здании I степени долговечности в условиях агрессивной для
арматуры среды.
1. Подбор арматуры. Опорные реакции (рис. 76, в): (120 +72)-0,5 =
= 96 кн. Изгибающий момент: Л1 = 72-(4,3 + 2-0,13): 8 + 120-4,3:4 =
= 170 кн-м.
Ь = 51 см-, центр тяжести арматуры Fa считаем совпадающим с краем
сечения (стр. 95), поэтому h=hD = 77 см. Fa принимаем равным нулю.
= 2,0 Мн/м1 2 [7? берем без коэффициента 0,8, так как F= (0,51 -0,77)
л/2 >0,3 м2, и без коэффициента 0,85, так как Га = 0]. 7?и = 1,257?=1,25Х
Х2.0 = 2,5 Мн/м3. bh20RH = 0,51 • 0,772 - 2,5 • 103 = 755 кн • м.
А = At: bh°RH = 170:755 = 0,225 « 0,4, арматура Fa не нужна); значе-
ния а. и 7 берем из прилож. IX или вычисляем [по (18.9) и (18.6)]:
: а=1 — У"Т^2А = 1 — Г 1 -2-0,225 =0,26; у = 1—0,5а = 1 — 0,5-0,26=0,87.
zc =уйо =0,87-0,77 = 0,67 jk. Продольная арматура из стали класса А-1:
/?а = 190 Мн/м2. Fa = М: zc 7?а = 170: (0,67 - 190 - 103) = 13,4 • 10 '4 м3 =
= 13,4 см2 — 7016(14,1 см2).
RrJl(=RTJt из прилож. III) =0,12 Мн/м2. У опоры Q = 96 кн и, со-
гласно (18.10): огл = Q : bzc = (96-10-3): (0,51 • 0,67)=0,28 Мн/м2 > 7?гл =0,12
Мн/м2 — расчет поперечной арматуры необходим.
Поперечную силу воспринимаем четырехсрезиыми хомутами из холод-
нотянутой проволоки, привязываемыми вязальной проволокой к продоль-
222
ной арматуре; диаметр хомутов —5 мм (3 мм^0^6 мм, см. стр. 94);
сечеиие четырехсрезного хомута Fx = 4-0,196 = 0,79 см2. R^ — YiZ* Мн/м2'
(прилож. IV). Fx Аа =(0,79-10~4 )-(175-102)= 13,8 кн.
Согласно СН и П для железобетонных конструкций шаг хомутов не
должен превышать
0,1 (Wiq7?„ ): Q = 0,1 -(755): 96 = 0,785 м;
[0,6(Ьй£ 7?H)(F /?а)]:[Q + (Fx/?a)]2 = (0,6-755- 13,8) :(96 + 13,8)2 = 0,52м.
0.5/1 = 0,5-0,77 = 0,385 м.
Принимаем шаг и = 0,26 м (через 1 кирпич).
Сечение перемычки изображено на рис. 76, б. Вертикальные швы
должны быть плотно заполнены раствором, так как они воспринимают на-
пряжения сжатия.
2. Расчет по раскрытию трещин (по указаниям главы 20). Ь = 51’сл1;
Л = ЛО=77 см; Fa = 14,l см2 (сталь класса A-I); Fa = 0.
R" = 27? = 2 2,0 = 4,0 Мн/м2 (стр. 62); Е = 0,8a/?H = 0,8 • 1000 - 4,0=
= 3200 Мн/м2; £а= 210000 Мн/м2; п' = Е : £а=3200 : 210000 = 0,0152.
Fnp = 0,0152-51-77 + 14,1 = 59,6-Ь 14,1 = 73,7 см2. Расстояние центра тя-
жести приведенного сечения от середины (рис. 76, г): 14,1-38,5:73,7 =
= 7,4 см; Jnp = 59,6-(77,02:12 + 7,42) + 14,1 -31,12 = 46400 см*.
По табл. 1 прилож. XI: тТ = 1,5-[1,25] = 1,87 [так как р=14,1-100: (51Х
Х77) = 0,36*/о>0,1,)/|>]. По прилож. XII с учетом коэффициента тТ: R% =
= 42-1,87 = 78 Мн/м2. “’
По (20.2): МТ = 4р RTa:(hB - vnp ) = (46400 • 10~8 ) • (78 - 102) : 0,311 =
= 116 кн.м — перемычка будет обладать достаточной трещиностойкостью,
если от нормативных нагрузок, прикладываемых после нанесения штука-
турки, 7ИН ^116 кн-м.
Пример 12. Внецентренно сжатый элемент (проверка сечения по
прочности и по раскрытию трещин). Проверить в ниже приводимых слу-
чаях столб сечением (38 X 51) см2 из кирпича пластического прессования
марки 100 на растворе марки 50 с наружной продольной арматурой из стали
класса A-I: Fa — 2014; Fa — 2018 (рис. 77, а). Расчетная высота столба
1О = 410 см.
а и б — расчетные сечения при расчете по прочности и по раскрытию трещин; в и г —
рассматриваемые случаи загружения
А. Проверка по прочности.
Подготовительные данные (рис. 77, а). Ь = 38 см; h = h0=z^==5l см;
Ft = 3,08 см2; Ел = 5,09 см2. R = 1,5 • 0,8 • 0,85= 1,02 Мн/м2 [R принято
223
с коэффициентами 0,8 и 0,85, так как F= (38-51) см2 <0,3 м2, и имеется
арматура Ра, см. табл. 1 прилож. 1]. £и = 1,02- 1,25=1,27 Мн/м3,
/?а = 190 Мн/м2. По прилож. VI: а =1000; ХЛ = 410: 51 = 8,0; © = 0,92.
Na = Ма = 0.08 • 10“4 ) • (190 • 103) = 58,5 кн- Д< — р'^ — (5.09*
Х10~4 )-(190-103) — 96,7 кн.
1. Определить Np при ес =35,5 см (рис. 77, в).
е = 35,5 + 51:2 = 61 см. Согласно (19.8): ScN = [7Vae — Na(e — z’)]: /?и —
= [58,5-0,61 — 96,7-(0,61 — 0,51)]: (1,27- Юз) = 205-10“4 >и==20500 см3; 20500=
= 38% (10 + 0,5%), отсюда х = 24,3 см « 0,55йо = 0,55-51 = 28 см — случай I
внецентренного сжатия).
Согласно (19.7): 7Vp = Nc + JVa — Na = 0,243-0,38-(1,27- 10з)+96,7— 58,5=
= 155,5 кн.
По (19.15): ЛГр = ЛГр<р = 155,5-0,92 =143 кн.
2. Определить Nf при «?О = 25,5 см (рис. 77, г).
е = 25,5 + 51:2 = 51 см. По (19.12): ггр = (Л1стйА. + : (Ncmax + N'a -
— Ия). ЛПт_,.=0,4Ы&? =0,4 • 0,38 - 0,5Р • (1,27 • 10з) = 50,2 кн.м. N.miix =
= 0,55Ьй0/?и = 0,55-0,38-0,51-(1,27-103) = 135,4 кн, Л1'=Л< га = 96,7-0,51 =
= 49,3 кн.м. е^ — (50,2 + 49,3): (135,4 + 96,7 — 58,5) = 0,572 м > е = 51 см—
И случай внецентренного сжатия (неполное использование арматуры +а ).
Согласно (19.13): Np = (+fcmat. + Ма): е = (50,2 + 49,3): 0,51 = 195 кн.
По (19.15): ЛГр = Л/рЧ>= 195-0,92= 179 кн.
3. Определить предельно допустимый эксцентрицитет eQ при продоль-
ной силе ПО кн.
Согласно (19,15): 2^ = ?^:®= 110:0,92= 120 кн. Сечение арматуры
Fa в соответствующем изгибаемом элементе (стр. 102): Ра = £а + Np : /?а=
= 3,08-10—4 + 120: (190 • 103) = 9,40-10~4 лг2 = 9,40см2. Высота сжатой зоны
х = (+а — +') +а : = (9,40 — 5,09) • 190 : (38 • 1,27) = 17,0 см « 0,55Ло =
= 0,55-51 = 28 см); zc = 51-0,5-17,0 = 42,5 см. Жр = 0,38 • 0,17 • 1,27-Юзу
Х0.425 + 49,3 (= Л4а. см- п. 2) = 84,2 кн. м. e = Mp:Np — 84,2:120=0,702 м.
Предельный допустимый эксцентрицитет ес = 70,2 — 51:2 = 44,7 см.
Б. Проверка по раскрытию трещин.
4. Определить несущую способность столба 7VT по раскрытию трещин
при эксцентрицитете е0 = 35,5 см в здании II степени долговечности при
агрессивной для арматуры среде; столб покрыт кислотоупорной штука-
туркой.
Расчет по указаниям главы 20; согласно (20.3):
^т = • {(^пр*ОПр(^О -Упр) • Л1р] 0
/?и = 2-1,5 = 3,0 Л4«/з/2 (стр. 62); £ = 0,8-1000-3,0 = 2400 Мн/м2.
п’ = Е:Бл = 2400:210000 = 0,0114; Рпр = 0,0114-38 -51 + 3,08 + 5,09 = 22,09 +
+ 3,08 + 5,09 = 30,26 см2. Расстояние от центра тяжести приведенного к
стали сечения до середины высоты (рис. 77, б): (5,09 — 3,08)-25,5:30,26 =
= 1,7 см. е = 35,5 - 1,7 = 33,8 см. (ho — _упр) = 51 - 23,8 = 27,2 см. Jap—
= 22,09-(5Р: 12 + 1.73) + 3.08-27.22 + 5,09-23,82= 10000 см*.
224
По табл. 1 прилож. XI тт = 1-[1,25] [так какр — (3,08 + 5,09). 100 :(38Х
Х51) = 0,42°/о>0,1»/о[ = 1,25. По прилож. XII с учетом /ит: ft* = 35 X
Х1,25 = 44/Ин/.и2.
М = (30,26-10-4 ) (44-103) : [(30,26-33,8-27,2:10000) — 1J = 74,7 кн.
Пример 13. Внецентренно сжатый элемент (подбор сечения при
различных эксцентрицитетах). Столбы сечением (51X51) см3 выполняются иЗ
кирпича пластического прессования марки 150 на растворе марки 100.
Расчетная высота столбов Zo = 5,1 м. Подобрать наружную продольную ар-
матуру из стали класса A-I: 1) для столба, который должен воспринять осе-
вую сжимающую силу П= 188 кн и изгибающий момент М — 78,5 кн.м.-,
2) то же, при N=310 кн и Л! =42 кн.м.
Подготовительные данные. F = 51-51 = 2600 см2. Предполагаем, что
в обоих случаях придется поставить учитываемую в расчете арматуру
Fa >0 (это предположение в дальнейшем подтверждается расчетом). RK =
= 1,25/? = 1,25 (2,2-0,8-0,85) = 1,87Мн/м2 (здесь /? принято с множите-
лями 0,8 и 0,85, так как F<0,3 м2 и Fa>0, см. табл. 1 прилож. I). /?а=
= 190 Мн/м2 (прилож. IV). По прилож. VI: а =1000; Хй = 510 :51 = 10;
<р = 0,88; Ь~51см. Центры тяжести арматуры Fa и Fa совпадают с краями
сечения (стр. 95) и ft — ho= 2^=51 см. Мстах = 0,4Ьйр/?и = 0,4 • 0,513Х
Х1.87• 103 = 99 кн-м; соответствующее zc = zcmln = 0,725fto =0,725-51=37 см.
1. Решение при N=188 кн и М — 78,5 кн-м. е0 = 78,5:188 = 0,417 м.
е = 41,7 + 51:2 = 67,2 см. — N:V— 188:0,88 = 215 кн (см. (19.15)]. Мо-
мент силы ЛГр относительно центра тяжести растянутой арматуры: Afp =
= 215-0,672=144 кн-м > Л4стах = 99 кн-м. По этим /Vp и ЛТр и подби-
раем арматуру (не имея более дела с <р, см. стр. 106).
Принимаем Мс = Мстах~ 99 кн-м; — см. Тогда 2Иа = 144—99 =
= 45 кн-м. Fa=45:(0,51 - 190 • 103) = 4,65 • 10“4 м2 = 4,65 см2 — 2 0 18
(5,09 см2). Fa = 99 : (0,37-190-103) + 4,65 — 215 : (190-103) = 7,40-10~4 м2 =
= 7,40 см2 — 3018 (7,63 см2).
2. Решение при N—310 кн и М = 42 кн-м. ео = 42:310 = 0,135 м;
е — 13,5 + 51:2 = 39 см. Np = N: ? = 310:0,88 = 353 кн; Мр = /Vpe=353X
Х0,39=138 кн-м (>Л1стоЛ=99 кн-м).
Расстояние е =- 39 см > гст-п = 37 см, и заранее ие можем утверждать, что данный
случай относится к случаю II внецентренного сжатия (стр. 104). Поэтому далее будем вести
подбор арматуры по случаю I, и если при этом получится, что F& < 0, то и не поставим.
Принимаем Afc = jWcmojt=99 кн-м; zc = 37 см. Л4а = 138—99=39 кн-м.
Fa = 39 : (0,51 • 190-103) = 4,0-10~4 м2 = 4,0 см2 — 2 0 16 (4,02 см2). Ft=
= 99 : (0,37-190-103) + 4,0-10-4 — 353 : (190-103) = (18,1 — 18,6)-10-4 <0 —
Fa как растянутая арматура не нужна.
Не нужна оиа и как сжатая арматура, так как при F& = 0 по (19.14): = ^стах:
: (д’ - е) = (0,4 - 0,51э - 1,8 - 10’): (0,51 - 0,39) = 826 кн > N? = 353 кн.
15 Розенблюмас
225
КЛАДКА, УСИЛЕННАЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОНОМ И ОБОЙМАМИ
Пример 14. Внецентренно сжатый комплексный элемент (подбор
сечеиия и расчет по раскрытию трещин). К комплексному столбу (рис. 78, а)
приложена сила на расстоянии 22 см от края. Кирпич пластического прес-
сования марки 150, раствор марки 75, бетон марки 150. Расчетная высота
столба /о = 700 см. Требуется: 1. Определить сечение арматуры Fa из стали
класса А-I при расчетной величине силы JV=329 кн. 2. Рассчитать при
этой арматуре силу N по раскрытию трещин для столба II степени долго-
вечности, находящегося в условиях агрессивной для арматуры среды и по-
крытого кислотоупорной штукатуркой.
Рис. 78. К примеру 14:
а— расчетная нагрузка и сечение столба; б — сечение, в котором бетон
приведен к кладке умножением на (Е : Е ); в—то же, но умножением на (/? : Ц );
о о о.и и
— центр тяжести приведенного сечения без арматуры.
1. Расчет по прочности (по указаниям главы 21).
Определение коэффициента <р.
F= 51 -77 = 3920 см3; F6 = 27-65 — 1750 см3; FK = 3920 — 1750=2170 см3;
J= 51-773 :12 = 194-104 см*.
Приводим бетон к кладке умножением на (Еб:Ео). Еб = 23000 Мн/м3
(прилож. V). Ян = 2-2.0 =4,0 Мн/м3 (стр. 62); F0 = a/?H = 1000-4,0 =
= 4000 = Мн)м3. Ьпр = 2-12 + 27-(230:40) = 180 см (рис. 78, б). Геометри-
ческие характеристики приведенного сечения (без учета арматуры): =
= 65-180 + 12-51 = 11700 +610=12310 см3; расстояние от центра тяжести до
растянутого края: (11700-32,5+610-71): 12310=34,4 см; Jnp= 11700-(652:12+
+ 1,93) + 610-(122:12 + 36,62) = 499-104 см*.
Модуль упругости комплексного элемента [по (21.1)]: Ео кс ~Е0 : J=
= 4000-499:194 = 10300 Мн/м3.
Приведенное нормативное сопротивление = (7?”FK + пр ^б) •
= l,8/?6 пр= 1,8-6,5=11,7 Мн/м3 (стр. 114). 7?кс =(4,0-2170 + 11,7Х
Х1750): 3920 = 7,42 Мн'-м3.
Упругая характеристика [по (21.2)] “кс=£0. кс :FKC — 10300 : 7,42 =
= 1390. ХЛ = 700:77 = 9,1.
226
Коэффициент продольного изгиба <? = 0,93.
Определение сечения арматуры.
ЛГр = 329 кн; по (19.15) 77р = : q> = 329:0,93 = 354 кн. При а = 4 СМ
е = 22 + (77 — 4) = 95 см; ЛГр = 7Ур-е = 354-0,95 = 336 кн-м.
Приводим бетон к кладке умножением иа (/?6# и: RK). RK= 1,25/? =
= 1,25 • (2,0 • 1 • 0,85) = 2,12 Мн/м2 (R принято с коэффициентами 1, так
как F=3920 см2 >0,3 м2, и 0,85, так как для кладки в комплексных кон-
струкциях следует принимать такой коэффициент, см. табл. 1 прилож. I).
Аналогично: Аби = (8,0-1-1) = 8,0 Мн/м2. Ra = 190 Мн!м2. Ьпр =
=2-12 + 27-(8,б:2,12)=126 см (рис. 78, в). h=77 см;а = 4 см; ЛО = 73 см.
Принимаем, что л>12 см (в дальнейшем это подтверждается расче-
том), и рассматриваем прямоугольное сечение Ь-йо = (126-73) см2 с двумя
выемками по (37,5-12) см2 (сравни стр. 97). Выемкам соответствует сила
2 • 0,375 • 0,12 • 2,12-103= 191 кн, момент которой относительно центра
Fa: Мр2= 191-(0,73—0,12:2)= 128 кн-м. Полному прямоугольнику соответст-
вует момент Л4р1 = Л4р + Л1р2 = 336+ 128 = 464 кн-м. bh^RK= 1,26-0,732 X
Х2,12-103= 1425 кн-м; А = 464:1425 = 0,326; а= 1—К1 -2-0,326 = 0,41;
х = 0,41 -73,0 = 30,0 см; (> 12 см); гс = 73,0 — 30,0: 2 = 58,0 см. Fa — (464:
:0,58 —191 —354): 190-Ю3 = 13,4-10-4 л2= 13,4 см2; 3024 с 13,6 см2;
стержни размещаются в одном ряду; а = 2,5 + 2,4:2 = 4 см — таким а и
задались раньше.
Условие (19.9) S < 0,8SO здесь соблюдено |так как х, несмотря па наличие выемок у
сжатой грани сечения, менее 0,55Ло, см. (18.7)].
2. Расчет по раскрытию трещин.
Для определения Nr нужно бетон привести к кладке умножением Ьб на
Е6:ЕО (стр. 116). Это уже сделано при определении <р (рис. 78, б). Приве-
денное этим путем к кладке сечение рассматриваем далее как армокирпнч-
ное и применяем к нему способ расчета, изложенный на стр. 109. По этому
способу кладку армокаменного сечения приводят к арматуре умножением
ее ширин Ъ на п’ = Е: Ей = 0,8£о : Еа . Здесь Ео = 4000 Мн/м2 (см. выше),
следовательно, п' = 0,8-4000:210000 = 0,0152.
Для каменного сечения (без арматуры) имеем (из расчетов по опреде-
лению ф): F( = Fnp из расчета <р)= 12310 см2; J(=Jnp из расчета <?) =
= 499-104 см* и положение центра тяжести, показанное на рис. 78, б. Учи-
тываем наличие в сечении арматуры (Fa = 13,6 см2) и приводим его к ар-
матуре. Fnp= 12310-0,0152+ 13,6= 187,1 + 13,6 = 200,7 см2. Расстояние
центра тяжести площади Fnp от указанного на рис. 78, б центра тяжести
сечения без арматуры: 13,7-30,4:200,7 = 2,0 см. 7пр = 499-104-0,0152 +
+ 187,1 -2,02 + 13.6-28.42 = 87600 см*.
По табл. 1 прилож. XI (при И степени долговечности и кислотоупор-
ной штукатурке, см. условие примера 14) с учетом того, что Fa = 13,6 см*
.составляет более 0,1 °/о фактического сечения (51-77 см2): тТ = 1-1,25= 1,26.
По прилож. XII с учетом коэффициента шт: /?а = 1,25 - 35 = 44 Мн/м3.
Согласно (20.3) NT = (F^ /?J : {[Fnp - eo np (ho-Увр): Jnp] -1}, где_ynp
и eo np — расстояния от сжатого края сечения и от силы N? до центра тя-
жести приведенного к арматуре сечения: _упр = 42,6 + 2,0 = 44,6 см, следо-
вательно, h0 — _упр = 73 — 44,6 = 28,4 см, и ео пр = 22 + 44,6 = 66,6 СМ.
Остальные величины, входящие в формулу для NT определены выше.
NT — (200,7 • 44 - 103): [(200,7 • 66,6 • 28,4:87600) — 1] = 265 кн.
15*
227
Пример 15. Внецентренно сжатый комплексный элемент (про-
верка при малом эксцентрицитете). Проверить несущую способность по
прочности комплексного столба, показанного на рис 79, «, при указанном
на рисунке положении продольной силы. Кирпич пластического прессова-
ния марки 150, раствор марки 50, бетон марки 150, сталь класса A-I. Рас-
четная высота столба /о = 640 см.
Рис. 79. К примеру 15:
а — положение нагрузки и сечеиие столба: б—сечение, в котором
бетон приведен к кладке умножением иа (Е$ : Е® ); в — то же, но
умножением иа : /?и ),
Решение. Определение коэффициента ч>.
F=51 - 64 = 3260 см3-, F6 =2-13-27 = 700 си2; FK =3260-700=2560см3-,
У=51-643:12= 111-10* см*.
Приводим бетой к кладке умножением на (£б : Ео ). Еб = 23 000 Мн/м3
(прилож. V); /?" = 2 • 1,8 =3,6 Мн/м3 (стр. 62); Ео = а - Л“ = 1000-3,6 =
= 3600 Мн/м2. fcnp = 2 • 12 + 27 • (23000 : 3600)= 196 см (рис. 79, б). Гео-
метрические характеристики приведенного сечения (без учета арматуры):
F = 51-64+4-72,5-13 = 3260 + 3770 = 7030 см-; = 3260 • 643:12+3770Х
ХОЗ2:12 + 25,5s) = 361 - 10* см*.
По (21.1): £0 кс = £0 - /пр: 7 = 3600- 361 : 111 =11730 Мн/м3.
Приведенное нормативное сопротивление = (/?“ FK + *би.пр'?б):'7-
^«пр=1,8 Л6еПр= 1,8-6,5=11,7 Мн/м3 (стр. 114). /?£с = (3,6-2560+11.7Х
Х700): 3260 = 5,34 Мн!м3. н
Упругая характеристика [по (21.2)]акс = ЕО кс: RKC = 11730:5,34= 2200.
Xй = 640:64 = 10,0. В табл. 2 прилож. VI не приводятся значения ? при
а >1500. Определяем у по (10.7): <f>=l: [(1,33-10.03:2200) + 1] = 0,94.
Определение несущей способности. Приводим бетон к кладке ум-
ножением на (7?б и ; Ли>- Ли=1,25 R = 1,25 (),8 • 0,85) = 1,91 Мн{м3.
R6 и =8,0 Мн/м2.'Ra = 190 Мн/м3. Ьпр = 2 • 12 + 27 - 8.0 : 1,91 = 137 см
(рис. 79, в). Арматуру Fa = 2,26 см3 (2 0 J2) в расчете сечения не
учитываем, тогда можно принять: я = 0; Л ^ho — 64 см-, га =61 см; е =
= 46 см; имеем случай И внецентренного сжатия, так как е = 46 см меиь-
228
ше гс min — 0,725 • 64 = 46,4 см прямоугольного сечения (ср. 105) и по-
давно меньше 2СП,|П рассматриваемого (двутаврового) сечения.
Ра = 5,09 см2 (2018); Ма = (5,09 • 10~4) - (190 • 103) • 0,61 — 59 кн-м;
Mt n.ax = 0,8So 7?и =0,8 • (2 0,43 • 0,13 • 0,575 + 0,51 • 0.64-': 2) • 1,91 • № =
= 258 кн-м (свесы полок со стороны Fa при определении So в счет за-
паса не учтены).
Несущая способность Л/р при <р = 1 согласно (19.13): Л/р = (Л1с max +
+ М j : <? = (258 + 59): 0,46 = 689 кн.
по разрушению кладки со стороны Fa (стр. 106) будет явно более полученной Np^
так как в этом случае даже при иеучете Fa (н принимая F& = 0; а' = 0; = Л = 64 см}
по (19.14): Tv' = М : (г' — е) = 258 : 0,18 = 1430 кн.
р с шах 'а
С учетом продольного изгиба получаем [см. (19.15)]:
Np = Np • <f> = 689 • 0,94 = 646 кн.
Пример 16. Центрально сжатый элемент, усиленный армирован-
ной штукатурной обоймой. Усилить существующий неповрежденный столб
сечением (38 X 64) см2 из кирпича пластического прессования марки 100
на растворе марки 10 штукатурной обоймой с арматурой из холоднотяну-
той проволоки с тем, чтобы столб мог воспринять расчетную осевую сжи-
мающую силу в 600 кн. Расчетная высота столба /О=330 см.
Решение. Согласно (22.3): Np = F [А? + 0,028pRg х: (1 + 2/0] <р, где р =
= 2/х (b + h) • 100:Ьй$[см. (24.1)]. Как видно из формулы для Np , про-
дольное армирование обоймы на несущую способность столба не влияет.
Г = 38-64 = 3430 оС>0,3 м2; а = 750; Xh = 330 : 38 = 8,7; <f = 0,88.
7? =1,3 Мн/м2. Для поперечной арматуры обоймы (прилож. IV): R =
= 180 Мн]м2.
Подстановка найденных величин в приведенную выше формулу для
Л/р дает: 600 = 3430-10-4 . [1,3-Юз +- 0.028/>-180-103: (1 + 2р)) 0,88. Находим
из этого уравнения р. р : (1 + 2р) = {[600: (3430 • 10-4.0,88)] — 1,3 - 103} :
: (0,028 • 180 - 103) = 0,137; р = 0,137 + 0,274/;; 0,726/; = 0,137; р = 0,19°/о.
Принимаем хомуты 0 6 с /х =0,283 см2; тогда из приведенной выше фор-
мулы для р получаем шаг хомутов: $ = 2/х • (Ь + й) • 100: (blip) = 2 • 0,283
(38 + 64) 100 : (38 • 64 • 0,19) = 12,5 см
(s < 15 см, см. стр. 117). Продольную
арматуру принимаем конструктивную—606
(как указано выше, она в расчете не учиты-
вается).
Пример 17. Внецентренно сжатый
элемент, усиленный железобетонной
обоймой. Определить несущую способность
кирпичного столба с железобетонной обой-
мой, рис. 80, при показанном на рисунке
положении сжимающей силы. Кирпич плас-
тического прессования — марки 150, ра-
створ — марки 50, бетон обоймы — марки
150, арматура—из стали класса А-1. Кирпич-
ный столб — частично поврежден (с трещи-
нами). Нагрузка непосредственно на обойму
не передается. Расчетная высота столба
/0 = 460 см.
229
Решение. По (22.5) Np ~ {F [/? + 0,03р/?а х (1 — 4ео : ft) : (1 + р )] 4-
^б. пр + Fa /?а q>: (1 + 2<?о : Л), где р — [2/х (Ь + й) • 100] : (Ьйх) — про-
цент поперечного армирования [см. (22.1)] и Fa —площадь поперечного се-
чения всей продольной арматуры; ч> в (22.5) определяется по гибкости не-
усиленного сечения.
Для кладки-F = 51-51 =2600 см7<0,3 лг2; /?=(1,8-0,8-0,7) = 1,01 2Ин/л2
(/? взято с коэффициентами 0,8 и 0,7, так как F<0,3 м2 и кирпичный
столб частично поврежден, см. табл. 1 прилож. I).
Для хомутов: /х = 0,503 сл<2 (1 0 8); р=[2-0,503 • (514-51)-100]: (51 -51 X
X 12) = О.ЗЗ’/о; /?а х = 150 Мн/м2 (прилож. IV).
Для продольной арматуры: Fa =9,04 см2 (8 0 12J; /?а =43 Мн/м2 (при-
лож. IV).
Для бетона: F6 = 4 • 57 - 6 = 1370 см2-, Р(> щ. = (6.5 • Юз - 0,8 0,35) =
=1,82 Мн/м2 (7?б.пр взято с коэффициентами 0,8 и 0,35 потому, что площадь
сечения усиливаемого столба F<0,3 м2, и нагрузка непосредственно на
обойму не передается, см. табл. 1 прилож. I).
а=Ю00; ?.* = 460 :51 = 9; = 0,90 - ео :й = 6: 51 = 0,118.
Подставив все эти величины в приведенную выше формулу получаем:
Ар = {2600-10-4. [1,01 • Юз + 0,03 • 0,33 - 150 -Ю2. (i_4 . о,118): (1 +
+ 0,33)1 4-1370 • 10 4 . 1,82 - 102 + 9,04 - 10-4 . 43 . юз } .0,90: (1 + 2-0,118)=
= 513 кн.
СТЕНЫ ИЗ ВИБРОКИРПИЧНЫХ ПАНЕЛЕЙ
Пример 18. Проверить прочность стен «А», «В» и «С» (рис. 81, а)
I этажа пятиэтажного жилого здания из виброкирпичных панелей. Кйрпич
дырчатый пластического прессования марки 100, раствор марки 100. Объем-
ная сила тяжести кладки кирпичных слоев панелей — 15,0 кн!м3, тепло-
изоляционных ленобетонных слоев (с включениями растворных диафрагм)—
6,0 кн!м3. Нормативная нагрузка от силы тяжести ненесущих перегородок
0,5 кн/м2. Нормативная снеговая нагрузка на покрытие — 0,7 кн/м2.
Решение
1. Расчетные нагрузки (коэффициенты перегрузки указаны в квадрат-
ных скобках).
Нагрузка совмещенного покрытия — постоянная (рис. 81, в): 0,1 • [1,2]
(рулонный ковер) + 1,25 • [1,1] (железобетонные плиты) + 0,1 • 0,2-25,0-[1,1]:
:2,4 (железобетонные прогоны) + 0,4 • [1,2] (стяжка) + 0,42 - [1,2] (теплоизо-
ляционные плиты) + 0,03 • [1,2] (пергамин) + 2,5 [1,1] (железобетонная па-
нель) =5,5 кн/м2; кратковременная (снег): 0,7 - [1,4] = 1,0 кн/м-.
Нагрузка перекрытий над 1—IV этажами — постоянная (рис. 81, г): 0,2Х
X [1.1] (пол, лаги) 4-2,5 • [1,1] (железобетонная панель) + 0,5 • [1,2] (ненесу-
щие перегородки) = 3,6 кн/м2;
кратковременная (полезная): 1,5 • [1,4] = 2,1 кн/м2.
Сила тяжести I м3 несущей поперечной стены толщиной 14 см :0,12Х
Х15.0- [1,1] (кирпичная кладка)+ 0,02 • 20,0 • [1,2] (штукатурка) = 2,5 кн/м2.
Сила тяжести 1 м2 наружной (фасадной или торцовой) стены, пере-
дающаяся на кирпичный слой: 2,5 (кирпичный слой со штукатуркой,
см. выше) + 0,065 • 6,0 • [1,2] (половина силы тяжести теплоизоляционного
слоя, другая половина перелается на наружный армированный штукатур-
ный слой, см. стр. 149) = 3,0 кн/м2.
2. Внутренняя поперечная стена (стева «А», рис. 81, а)
Стена длиной 3,78 м армируется 4 вертикальными каркасами (сравни
рис. 10) из стержней 0 8 мм. Fa = 4-2-0,503 = 4,02 см2-, р — 4,02-100: (378 X
230
9600___.,,300 & , , 5x2700=13500

Цементная стяжка -20
Дребесно - волокнистые
_______плиты -120________
2 слоя пергамина_________
Ж~д. полнотелая понепь-
-100
Дощатый пол-37
по лагам
Ж-S. полнотелая
панель -100
Рис. 81. К примеру 18:
а — план I—V этажей; — поперечный разрез здания по Л—/; в, г — сечение перекры-
тий; д — сечение наружных стеи
30* 130^120 10
10
X 14) = O,O76°/o« 0,1»/о). Расстояние между каркасами ~ 3780:3 = 1260 мм
« 1350 мм, см. стр. 46).
Расчетная высота стены /О=2,7— 0,1 (толщина панели перекрытия) =
= 2,6 м. По прилож. VI: ст = 1000; )? — 260:14= 18,6 « 20); тлп — 0,78.
Рассчитываем сечение, находящееся на 2/о : 3 = 2-2,6:3= 1,73 м ниже
перекрытия I этажа при полном загружении покрытия н всех перекрытий
и с учетом дополнительного эксцентрицитета продольной силы в 2 см
(стр. 148). В нем (как находящемся в средней трети высоты 10 ) продоль-
ный изгиб проявляется полностью: при а = 1000 и = 18,6, <р = 0,68.
На стену «А» длиной 3,78 м опирается участок перекрытий и покры-
тия длиной 3,78 -1-0,92 : 2 = 4,24 м (рис. 81, а). Поэтому нагрузки от них
берем с множителем 4,24:3,78=1,12. Длительно действующие нагрузки
умножаем иа 1 :/пдл= 1:0,78= 1,28. Полезные нагрузки умножаем на 0,75,
так как стена загружена 4 вышележащими перекрытиями.
Нагрузка на 1 м стены
W= (4-2,7+1,73) • 2,5 • 1,28 (стена) + 3,2 - 1.12 • (5,5 + 4 • 3,6) • 1,28 (по-
крытие и перекрытия) + 3,2 • 1,12 • (1.0 + 4 • 2,1 • 0,75) (снег и полезные
нагрузки) = 157 кн.
е0=2 см (дополнительный эксцентрицитет) <0,225ft = 0,225 • 14 =
= 3,15 см. По (11. 4) Np—FRyli.
F= 14 - 100= 1400 см3. 7? = 2,5 Мн/м3 (табл. 1 прилож. II). <р =
= 1: (1 + 2е0 : ft) = 1: (1 + 2 • 2: 14)= 0,77 (пр илож. VII).
дгр = 1400 • 10—4 • 2,5 • 103 • 0,68 • 0,77 = 184 kh^>N — 157 кн — сечение
достаточно.
3. Торцовая стена (стена «В», рис. 81, а, в I этаже).
Несущим является кирпичный слой стены толщиной 12 + 2 • 1 = 14 см
(рис. 81, д). Некоторое увеличение его жесткости, вызываемое вовлечением
в его работу наружного армированного слоя штукатурки, в счет запаса
ие учитываем.
Средние панели стены имеют номинальную длину 9,6:4 = 2,4 м. Длина
кирпичного слоя в них из-за устройства пазов составляет — 2,36 м. Панель
армируется 3 вертикальными каркасами из стержней 0 8 мм. Fa = 3 • 2Х
X 0,503 = 3.02 см--, р = 3,02 • 100: (14 • 236) = 0,091°/о « ОДо/о). Расстояние
между каркасами ~ 2400 : 2= 1200 мм «1350 мм. см. стр. 46). Из расчета
по п. 2: тдл = 0,78; 1:/пдл = 1,28.
Рассчитываем сеченне, находящееся на /о : 3 = 2,6:3 = 0,87 м ниже пе-
рекрытия при полном загружении покрытия и перекрытий.
Нагрузка на 1 м стены
(0,8 +4-2,7 + 0.87) - 3,0 • 1.28 (стена) + 1.6 (5,5 + 3 • 3,6) • 1,28 (покры-
тие и перекрытия II—IV этажей) + 1,6 (1,0 + 3 • 2.1 • 0,75) (снег и полезная
нагрузка на перекрытиях II—IV этажей, сниженная умножением на 0.75,
см. п. 2) =90 кн
1,6 (3,6 • 1,28 + 2,1 • 0,75) (перекрытие I этажа и его полезная нагрузка
с коэффициентом 0,75) = 10 кн
N = 100 кн '
Сила 10 кн от перекрытия 1 этажа передается иа Йпорпый участок
панелей перекрытия глубиной 6 см и приложена на расстоянии 7 — (6:3) =
= 5 см от центра степы (см. стр. 129). При треугольной эпюре моментов
от внецентренно приложенных сил по рис. 38 эта сила дает на уровне
рассматриваемого сечения эксцентрицитет продольной силы: 10-5Х
X [(2,7—0,87): 2,70]: 100 = 0,34 см, ео = 0,34 + 2,0 (предписываемый допол-
нительный эксцентрицитет) = 2,34 см<_ (0,225- 14,0) см.
N = FR<f'b. Площадь сечения кирпичного слоя, приходящаяся на 1 м
= 14 • 100 • (2,36: 2,4) = 1380 см-, ф = 1: (1 + 2,34:7) = 0,74. Осталь-
ные величины как в п. 2: R = 2,5 Мн]м3; <р = 0,68.
Wp = 1380 • 10—4.2,5- 103 • 0.68 • 0,74 = 173 кн > W= 100 кн.
232
4. Простенок фасадной стены (простенок «С», рис. 81. а. в I этаже).
Влиянием наружного армированного штукатурного слоя на увеличение
жесткости кирпичного слоя пренебрегаем.
Длина кирпичного слоя простенка: 60 — 9 (паз в вертикальном стыке
панелей) = 51 см. Простенок армируем по вертикальным краям каркасами
из 2 06, Fa =2 -2-0,283=1,13 см?-, р = (1,13 • 100): (14 - 51) = 0,16%.
Рассчитываем сечение простенка на уровне подоконника I этажа. Про-
стенок воспринимает нагрузку от карниза и кровли. Расчетная величина
данной нагрузки на 1 м фасадной стены: — 4,5 (сила тяжести карниза и
полосы кровли шириной 0.9 м в пределах выноса карниза (0,6 м) и тол-
щины стены (0,3 м, см. рис. 81,6)] + 1,5 (сила тяжести полосы кровли
шириной — 1,0 м, опирающейся на фасадную стену) = 6,0 кн]м. От пере-
крытий простенок не получает никаких нагрузок.
Расчетная высота 1о здесь равна полной высоте этажа, так как пере-
крытия в рассматриваемую стену не заделываются: /О=2,7 .и; а =1000;
= 270:14 = 19,3; <р = 0,67; из табл. 3 прилож. VI при р=О,16°/о: тяп =0,80;
длительно действующие нагрузки умножаем на 1:/идл = 1,25.
Нагрузка на простенок
7^=3,2-6,0- 1,25 (карниз, кровля) + (3,2 • 12, 6 — 5-2,0-1,4)-3,0 • 1,25 :2
(стена за вычетом проемов) + 3.2-1,9-1,0:2 (снег на карнизе и покрытии)=
= 77 кн.
ео = 1 см (дополнительный эксцентрицитет для самонесущих стен,
стр. 148)<0,225 • 14 = 3,15 см. Np — FR<?>b.
F— 14 -51 = 710 см2. По табл. 1 прилож. II при р = О,16°/о (см. при-
мечание 3 к этой таблице) R = 2,5 • (1 + 2 • 0,16:3) = 2,76 Мн/лг2 • ф = 1:
:(1 + 1 :7)=0.87.
Wp =710 • 10—4.2,76 • 10» 0,67 • 0.87=114 kh>N=77 кн.
КОНСТРУКЦИИ
КРУПНОБЛОЧНОГО МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ
ЖЕСТКОЙ КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ
Пример 19. Решить конструкцию стен здания, показанного на
рис. 82, в крупных блоках.
В верхних 7 этажах здания располагаются административные помеще-
ния, в 1 этаже — магазин и помещения складского типа.
Силы тяжести покрытия и перекрытий определяются их конструкцией
(см. таблицу нагрузок стр. 235). Нормативная сила тяжести перегородок
(прибавляется к постоянной нагрузке на перекрытия) 1,0 кн/м2.
Нормативная снеговая нагрузка — 0,7 кн/м3. Нормативные полезные
нагрузки: на чердаке (при возможном доступе на чердак посторонних лиц)—
1,5 кн/м2- в верхних 7 этажах—по 2,0 кн/м2; в I этаже —4,0 кн/м2.
Скоростной напор ветра те»1 принимается (согласно СНиП) на высоте
х^10м от поверхности земли wH = 0,35 кн]м2\ 10 м<х^20 м те>и =
=0,35-(0,65+0.035%) кн/м2-, 20м<х^40м те" = 0,35(0,9 + 0,0225%) кн/м2.
Коэффициент перегрузки для ветровых нагрузок—1,2.
Грунт—мелкий маловлажный плотный песок с нормативной объемной
силой тяжести ун = 18,0 кн/м3 при угле естественного откоса р=32“.
При проектировании предусмотреть и возможность возведения верхних
3 этажей здания методом замораживания прн температурах до —20’С.
Решение
1. Подготовительные данные
Надземные стены проектируем в сплошных крупных блоках из керамзи-
тобетона с нормативной объемной силой тяжести 11,0 кн/м3; для наружных
233
Рис. 82. К примеру 19:
а — фрагмент фасада здания; б — поперечное сечеиие по т—п; е — план I
этажа. „/•— поперечная стена; „2* — блоки — шпонки в поперечной стене, перевязыва-
ющие ее с продольной стеной; — железобетонная раидбалка и колонна. Приме-
чания: 1. Проемы показаны на рисунке по внутренним размерам, без заплечиков.
2. Густой штриховкой иа рис.ч82, а отмечены (по данным проектирования и расчета)
блоки из керамзитобетона марки 100, редкой—марки 75. иезашгрнховаиные блоки —
из керамзитобетона марки 50
•стен верхних 5 этажей толщина блоков (без штукатурки) 320 мм и нижиих
3-х 400 мм. Для внутренних стен во всех 8 этажах принимаем блоки тол-
щиной 320 мм. Все керамзитобетонные блоки покрываются изнутри и сна-
ружи штукатурными слоями толщиной 10 мм. \
Карниз из сборных железобетонных плит длиной 1,8 м и шириной
ООО мм. Вынос карниза 900—320 = 580 мм (рис. 83,а).
Принятый по длине здания шаг в 3,6 м перекрываем двумя предвари-
тельно напряженными железобетонными панелями с овальными пустотами,
имеющими поминальную ширину 1600мм, и одной панелью шириной 400леи.
Толщина панелей 200 мм. Их пустоты заделываются с концов на глубину
опирания панелей бетонными пробками, закладываемыми на растворе. Па-
нель шириной 400 мм укладывается по оси простенка под межкомнатную
перегородку. В швах по ее бокам помещаются анкера, привязывающие
простенки к перекрытиям (рис. 85,а). Швы между панелями тщательно
.замоноличиваются раствором высокой прочности, чтобы воспрепятствовать
раздельному изгибу смежных продольных краев панелей.
Проемы витрин в фасадной стене 1 этажа перекрываем сборной нераз-
резной железобетонной рандбалкой. Ее неразрезность достигается сваркой
выпусков арматуры в стыках ее составных элементов н замоноличиваиием
этих стыков.
Стены подвала проектируем из блоков толщиной 500 мм из тяжелого
’бетона с пустотами и верхними горизонтальными диафрагмами; нормативная
объемная сила тяжести кладки из таких блоков 18,0 кн/м3.
Фундаменты под стенами ленточные из вибрированного бутобетона.
Нагрузки на покрытие и перекрытия и силы тяжести стен сведены в
следующую таблицу.
^Нагрузка Нормативная. кн!я* Расчетная, кн1м*
Элемент\ постоянная временная постоянная временная
Покры- тие Рулонное по- крытие Ж-б. панели 0,10 1,70 1.8 снег* 0.7 0,10-1,2 = 0,12 1,70-1,1 = 1,87 2,0 0,7-1,4=1,0
Перекры- тие VIII этажа Пенобетон ные плиты 160лглг Толь Ж-б. панели с овальными пустотами 200 мм Затирка 5 мм 0,80 0,03 2,60 0,10 3,5 1.5 0,80-1,1=0,88 0,03-1.2=0,04 2.60-1,1=2,86 0,10-1,2=0,12 3,9 1,5-1,4=2.1
Перекры- тия I—VII этажей Дощатый иол 40 мм Шлак 60 мм Панели 200 мм Затнрка 5 мм Перегородки 0,22 0,48 2,60 0,10 1.00 4,4 2,0 0,22-1,1=0,24 0,48-1,2=0,58 2,60-1,1=2,86 0,10-1,2=0,12 1,00-1,2=1,20 5,0 2,0-1,4=2,8
235
^Нагрузка Элемент\ Нормативная, кн1м* Расчетная, кн!лР
постоянная временная постоянная временная
Перекры- тие подвала Дощатый пол 40 мм Древесно-воло- книстые пли- ты 60 мм Толь Панели 200 мм Затирка 5 мм Перегородки 0,22 0,18 0,03 2,60 0,10 1,00 4,1 4,0 0,22-1,1=0,24 0,18-1,2=0,22 0,03-1,2=0,04 2,60-1,1 = 2,86 0,10-1,2=0,12 1.00-1,2=1,20 4,7 4,0-1,3=5,2
Стены толщи- ной (без штука- турки) 320 мм Кладка из ке- рамзитобетон- ных блоков 320 мм Штукатурка 2 X 10 'мм 3,54 0,40 3,9 3,54-1,2 = 4,25 0,40-1,2= 0,48 4,8
То же, Кладка 400 мм 4,40 4,40-1,2 = 5,28
толщи- ной 400 мм Штукатурка 2 X 10 мм 0,40 4,8 — 0,40-1,2=0,48 5,8 —
То же, толщи- ной 500 мм (в под- вале) Кладка из бе- тонных бло- ков 500 мм Штукатурка 1 X Ю мм 9,00 0,20 9,2 9,00-1,1=9,90 0,20-1,2=0,24 10,2
При расчете стен полезные нагрузки вышележащих перекрытий умень-
шаем, согласно нормам, в зависимости от числа с перекрытий, нагружаю-
щих данную стену, на (5 + 5с)°/о, но не более 4О°/о. Для полезной нагрузки
в I этаже (магазин, выставочные и складские помещения) такого уменьше-
ния не вводим.
Расчет фасадной стены (простенка «А», рис. 82, в) ведем сверху вниз,
начиная с карниза и кончая фундаментом. Это позволяет использовать
результаты расчетов нагрузок вышележащих частей стены в расчетах ее
нижележащих частей.
2. Карниз
Сборные железобетонные плиты карниза длиной 1,8 м анкеруются с
помощью анкерных железобетонных балок (рис. 83). Парапет возводится
из блоков, изготовленных из керамзитобетона марки 50, на растворе марки 50.
236
Скоростной напор ветра на уровне низа карниза (+ 28,7 м, рис. 82, б)
составляет, согласно заданию, 0,35-(0,9 + 0,0225-28,7) = 0,54 кн/м2.
Рассчитываем карнизный участок, имеющий длину одной карнизной
плиты, т. е. 1,8 м. Расчет производим по указаниям главы 29. Предельный
эксцентрицитет для сечений парапета (стр. 165): е0 =0,7 у = 0,7-16 =
= 11,2 см.
а. Расчет для стадии законченного здания (рис. 83, а)
Расчетные нагрузки: i
от одного блока подвесной люльки — 5,0 кн-,
карнизная плита: (0,9-0,07+0,08-0,15)-1.8:25-[1,1] = 3,7 кн-,
обшивка над карнизом: 0,8-1,8-0,30-[1,1] = 0,5 кн-,
анкерная балка: 0.12-0,16-1,8-25-(0,9] = 0,8 кн\
от железобетонной крыши с учетом отсоса: (5,6:2+0.1)-1,8-(1,8 X
X (0,9]—0,4-0,54-[1,2]) = 7,2 кн-,
ветровая нагрузка на стену (отсос): 1,8-0,6-0,54-[1,2-0,5] = 0,35 кн
на м высоты стены;
а — расчетные воздействия на карниз и парапет в стадии законченного здания;
б—то же, в стадии незаконченного здания; „J* — анкерная балка; — анкер
стена: 1,8-3,9-[0,9] =6.30 кн на м высоты стены;
от перекрытия: 2.8-1,8-3,5-{0,9] = 15,9 кн.
Расстояние каждой из этих сил от оси, отстоящей от виутреиией грани
стены иа Л: 2+«?опр = 16 + 11,2 см, показано на рис. 83,а.
Сечение под карнизной плитой. Ме = 5,0-0,628 + 3,7-0,237+ 0,5 X
Х0.228 + 0,3о-0,52:2—0,8-0,212—7,2-0,222 = 2,41 кн-м > О— анкер нужен.
Сечение иад низом перекрытия. л=1,4лт. Л4е = (2,41—0,35-0,5’:2)+
+ 0,35-1,9’: 2-6,3-1,4-0,112 = 2.01 кя-д<>0 — анкер нужен.
237
Сечение под низом перекрытия. Ме =2,01 —15,9-0,239 = —1,79 кн-м
<0 — анкер не нужен.
Наибольший момент возникает в сечении парапета под каринзиой
плитой: Л4С = 2,41 кн.м. По (29.1) площадь сечеиия анкера: Fa =
=Ме : [(0,85 Л—а) Ra ]. Ось анкера помещаем на расстоянии а = 60 мм от
внутренней грани стены. Анкер — из стали класса A-I; при марке раствора
50 из прилож. V: Ra =190 Мн/м2.
Fa = 2,41 : [(0,85-0,32—0,06) • 190- 103J= 0,60-10-4 jk2 = 0,60 см? — ста-
вим каждые 1,8 м анкер 012 с площадью ослабленного от нарезки сечения
FHT = 0,74 cjk2.
Теоретическим местом «обрыва анкера по данному расчету является ииа
перекрытия VIII этажа; обрываем анкер на 300 мм ниже (300 <иХ>150 мм,
стр. 164) на уровне верха проемов и закрепляем их за низ армированных
перемычечных блоков.
б. Расчет для стадии незаконченного здания (рис. 83, б)
Принимаем, что панели перекрытия VIII этажа укладываются н замоно-
личиваются до возведения парапета, в связи с чем в расчете учитываем и
их силу тяжести.
Расчетные нагрузки:
на краю карниза: 1,0-1,8= 1,8 кн-,
карнизная плита (как в расчете «а») 3,7 кн;
анкерная балка (как в расчете «а») 0,8 кн;
ветровая нагрузка: 1,8-1,4-0,54-[IJ = 1,36 кн на м высоты парапета;
стена (как в расчете «а») 6,3 кн на м по высоте;
от панелей перекрытия: 2,8-l,8-2,60-[0,9J = II,8 кн.
Расстояние каждой из этих сил от оси, отстоящей на 27,2 см от внут-
ренней грани стены, показано на рис. 83, б.
Сечение под карнизной плитой. Ме = 1,8 • 0,628 + 3,7-0.237 + 1.36Х
Х0,23а :2 —0,8-0,212= 1,87 кн-м.
Сечение над низом перекрытия. л=1,4 м. Ме =(1,87—1,36-0,233: 2)4-
4-1,36-1,43-(0,2 4-1,43:2)—6,3-1,4-0,112 = 2,65 кн-м. Fa =2,65:(0.85Х
X 0,32—0,06)-190-103 (см. расчет «а») = 0.66-10-4 л^=0,66 см2—анкер0 12
с Fm =0,74 см2 достаточен.
Сечение под низом перекрытия. Ма = 2,65—11,8-0,239=—0,17к«-лт<
<0—анкер не нужен.
Из расчета видно, чтоанкеры012 через 1,8 м, закрепленные на уровне
300 мм ниже перекрытия, обеспечивают устойчивость парапета с карнизом
и в стадии незаконченного здания.
3. Стены надземных этажей
Рассчитываем простенки «А» (рис. 82, в):
а) в IV этаже: это наиболее нагруженные простенки толщиной 320 мм;
б) в III: здесь простенки загружены стеной IV этажа внецентренно;
в) во II; этим расчетом проверяем, можно ли простенки во II этаже
при большей величине, но меньшем эксцентрицитете нагрузки возводить
из таких же материалов, что и в III;
г) в I: этн простенки являются наиболее нагруженными простенками
толщиной 4С0 мм.
По условиям транспортировки и монтажа стеновых блоков считаем
применение для них керамзитобетона марки ниже 50 недопустимым.
Для всех подоконных и парапетных блоков принимаем керамзитобетон
марки 50.
Для армированных перемычечных блоков принимаем во всех этажах
керамзитобетон марки 100.
238
Скоростной напор ветра на уровне середины высоты VIII этажа
(25,65 м, рис. 82, б) составляет (см. задание): и>" = 0,35 • (0,9 + 0,0225 X
Х25,65)=0,52кя/л<3. По (24.7)Нпр = hV200& :(qK с) ; Л = 0,32л<; 6 = 1,4м;
нормативное давление ветра на стену q" = 0,52-0,8 = 0,416 кн/м2; с=3,6м;
//пр =0,321/200-1,4 : (0,416-3,6) = 4,37 лг. Высота VIII этажа /7=3,3л<<
</7пр=4,37 м. Таким образом, в VIII и, тем более, во всех нижележащих
этажах проверка простенков на местный изгиб от ветра не нужна.
Воздействия на верхнее сечение стены, находящееся непосредственно
под перекрытием, обозначаем индексом «верх». Больше всего подвержены
продольному изгибу сечения в средней трети высоты этажа. Продольную
силу для них с практически вполне достаточной точностью определяем как
для сечений, расположенных посередине между уровнями низа перекрытий
под и над данным этажом.
Нагрузки на простенки собираем с участков стены длиной 3,6 м. Пол-
зучести кладки не учитываем, так как толщины стен превосходят 300 мм
(стр. 66).
Расчетные нагрузки даны в нижеследующей таблице. Их расчет произ-
веден по силам тяжести, взятым из таблицы стр. 235, и по размерам,
взятым из рис. 82. Полезные нагрузки приняты с понижающими коэффи-
циентами, зависящими от числа загружающих стену перекрытий (стр. 236).
Подробности расчета отдельных позиций нагрузок приведены лишь для IV
этажа. Для остальных этажей они аналогичны.
Этаж /V в верхнем сеченин стены, кн верх N в средней трети высоты этажа, кн
IV Покрытие, карниз: 2,0-2,9-3,6 + (0,5 + +3,7+0,8 (1,1:0,9])-2 (рис. 83, а) + + 1,0-3,7-3,6 (снег) =45 Стена: (14,6-3,6—4 • 1,9 • 2,2) • 4,8=173 Перекрытия (3,9 + 2,1 -0,7)-2,8 • 3,6 + +4 - (5,0+ 2,8-0,7)-2,8-3,6=54+4-70=334 верх =552 = 552 + (1,65 X X 1,4 + 0,26-2,2)-4,8 (часть стены IV этажа)= = 552 + 14 = 566
III Мщ верх =45 (покрытие, карниз) + + 211 (стена)+(53 + 56.9) (перекры- тия) = 654 ^„ = 654+ 17 = 671
II 7V„ верх = 45 (покрытие, карниз) + +256 (стеиа)+(52+6-67) (перекрытия) =755 =755 +17 = 772
I М верх =45 (покрытие, карниз) + +301(стена)+(52+7-67) (перекрытия) =867 Nt =867 + 24 = 891
Рассчитываем сечения, находящиеся на треть высоты этажа ниже пе-
рекрытия. В них продольный изгиб проявляется уже полностью. Моменты
239
в этих сечениях Л1 = Л4верх • 2/3, где Л4верх— момент в верхнем сечении
стены (см. рис. 38).
а. Простенок в IV этаже.
ZO=3,3—-0,2 (толщина панели перекрытия) = 3,1 м. NIV~566 кн. Па-
нели перекрытий заделываются в стены на 10 см. Их опорные реакции
приложены к верхнему сечению стены с эксцентрицитетом (32:2)—(10:3)=
= 12,7 см относительно оси стены (стр. 129). Поэтому сила 70 кн от пере-
крытия IV этажа (см. таблицу на стр. 239) дает момент Af = Aflv верх-2/3=
= 70• 0,127-2/3 = 5,90 кн-м. Эксцентрицитет силы NIV: ^„=5,90:566 =
= 0,01 л<=1,0 cjk<0,45 > = 0,45-16 = 7,2 см.
По (11.4): Np=F/?if4. F— 140-32 = 4480 см2. Керамзитобетон для бло-
ков марки 50 и раствор марки 50. Из таблицы 2 прилож. II (с учетом
примечания 1,а к ней) /?=1,5 • 1,1 = 1,65 Мн/м2. Из прилож. VI:
а =750; ХЛ =310:32 = 9,7; у = 0,86. По прилож. VII: ф=1:(1 + 1,0:16,0) =
= 0,94.
Л'р =4480-10—4-1,65-103-0,86-0,94 = 598 кн~>=566 кн — простенок
достаточно прочен.
б. Простенок в III этаже.
10 = 3,1 м. П1и =671 кн. Сила 69 кн от перекрытия III этажа здесь
приложена с эксцентрицитетом (40 :2) — (10:3) = 16,7 см. Кроме того,
сила 654 (=NIn х) — 69 (перекрытие 111 этажа) = 5Ь5 кн, приложена с
эксцентрицитетом 4 см, так как в III этаже стена односторонне утолщена
на 8 см. Л4111верх = 69-0,167 + 585 • 0,04 = 35,0 кн-м. М = Л41П верх 2/3 =
= 23,3 кн-м. е0 = 23,3:671 = 0,035 м = 3,5 см.
F—140-40 = 5600 см2. Керамзитобетон марки 50 и раствор марки
50. Хл = 310: 40 = 7,7; <р = 0,90; 4 = 1 : (1 + 3,5: 20,0) = 0,85.
Np = 5600-10~4-1,65-103-0,90-0,85=706 кк>ЛГш=671 кн.
в. Простенок во II этаже.
!0 — 3,1 м. Nu = 772 кн. М— 6,7-0,167-2/3 = 7,5 кн-м; е0 = 7,5 : 772 =
= 0,01 м =1,0 см.
Керамзитобетон марки 50, раствор марки 50. 4=1: (1 + 1,0:20,0)=0,95.
Np =5600-10-«-1,65-103-0,90-0,95 = 790 к«>77=772 кн.
г. Простенок в I этаже.
Zo =4,2 —0,2 = 4,0 м. N=891 кн. Af = 67-0,167-2/3 = 7,5 кн-м-, е0 =
= 7,5 : 891 =0,008 м = 0,8 см.
Керамзитобетон марки 75, раствор марки 50: R = 2,1-1,1=2,31 Мн/м2.
X h = 400: 40 = 10,0; <р = 0,85; ф = 1 + (1 + 0,8 :20,0) = 0,96.
Np =5600-10—4-2,31-103-0,85-0,96= 1058 kw>N=891 кн.
Примечание. Принятые в данном расчете марки керамзитобетона блоков наруж-
ных стен показаны и на рис. 82, а (относительно простенков «В» и «С», примыкающих к
поперечной стене,— см. далее, в расчете конструкций пространственной жесткости здания,
стр. 246).
4. Стены подвала.
Расчет производим для случая полного загружения покрытия и всех
перекрытий здания.
Расчетная нагрузка на участке стены подвала длиной 3,6 м на уровне
низа перекрытия (отметка ±0,0, рис. 82, б):
867 (Nj верх из таблицы стр. 239) + (4,0-3,6—2,5-2,2)-5,8 (стена
I этажа) + 0,2-3,6-10,2 (пояс кладки высотой 0,2м из блоков тол-
щиной 500 мм) = 926 кн.
240
(4,7 + 5,2)-2,8-3,6 (перекрытие подвала без уменьшения полезной на-
грузки, см. стр. 236) = 100 кн,
^подв. верх — 1026 КН.
Перекрытие подвала заходит в стену на 150 мм,— на 50 мм больше,
чем в вышележащих этажах, так как эта стена выступает внутрь здания на
50 мм (рис. 84, а). Поэтому эксцентрицитет силы 100 кн составляет (50:2)—
— (15:3) = 20 см, и на уровне низа перекрытия она дает момент 100-0,20 =
= 20,0 кн-м.
Давление грунта передается на простенки подвальной стены частью непосредственно и
частью через боковые стенки и днища световых приямков. Но без существенной погреш-
ности принимаем, что все оно передается на простенки ^непосредственно.'
Нижнюю горизонтальную опору стены подвала принимаем на уровне
низа фундамента стены (см. стр. 183).
По условиям задания нормативная объемная сила тяжести грунта у” =
= 18 кн/м3; угол естественного откоса р = 32°. Расчетная объемная сила
тяжести т=18. {1,2] = 21,6 кн/м3. Расчетная полезная нагрузка на поверх-
ности земли 12 кн1м2 (стр. 182). Этой нагрузке соответствует эквивалент-
ный слой грунта высотой 12:21,6 = 0,56 м.
Согласно (32.1), интенсивность давления грунта на участок стены дли-
ной 3,6 м, находящийся на глубине h от поверхности эквивалентного слоя:
<7 = 3,6-21,6-tg2 (45° — 32° : 2)-й = 3,6-21,6-0,5542-й = 23,9/г кн/м.

—*—*• 4-*—
miiiiiiiiiiiit
22,5
22,5
50
МОсм
б)
1026нн
20,0кн-м
74,7кн
20,0кн-м
74.7кн
22,5
_22,5
I ^-260
020
70.6 кн-м
108, вин
thrr 13,9кн/м
^-340,9910кн/м1
26,8кн
47.9кн

5:
Рис. 84. К расчету стены подвала:
а — поперечь'1Ьй разрез; б — расчетные схемы; в — эпюра моментов
Интенсивность давления грунта на уровнях горизонтальных опор стены
подвала 23,9-0,56=13,4 кн/м и 23,9 (0,56 + 3,40) = 94,6 кн)м.
Расчетная схема стены показана на рис. 84, б. Для удобства расчета
трапецеидальная эпюра давления грунта расчленена на прямоугольную и
треугольную.
Горизонтальные опорные реакции стены:
верхняя 13,4-3,4:2 + 81,2-3,4:6 + 20,0:3,4 = 74,7 кн;
нижняя 13,4-3,4:2 + 81,2-3,4:3 — 20,0:3,4 = 108,9 кн.
16 Розенблюмас
241
Mmax действует в сечении, где поперечная сила равна нулю: 74,7—13,4-х—
— (81,2:3,4)-0,5-х2 = 0.
Из этого уравнения получаем х —2,0 м. На участке длиной 2,0 м пря-
моугольная нагрузка составляет 13,4-2,0=26,8 кн и треугольная —
(81,2:3,4)-0,5-2,02 = 47,9 кн. Из рис. 84, б:
Мтах = (26,8:2 + 47,9 2:3) • 2,0 — 20,0 = 70,6 кн м.
Сечение, в котором действует Afmax, расположено несколько ниже по-
доконника (рис. 84); в запас прочности принимаем в качестве рабочего
сечения лишь сечение простенка. Нормальная сила в нем имеет следующую
величину:
А= 1026 (Лподв_ верх , стр. 241)+ 2,0-1,4+ 0,3-2,2)-10,2 (часть стены
подвала высотой х = 2,0 м) = 1061 кн.
Эксцентрицитет силы А е0 = 70,6:1061 = 0,066 м — 6,6 см<. 0,45 у =з
= 0,45-25 = 11,3 см.
Согласно (11.4) :Np = FR<f'b.
+ =50-140 = 7000 см2. Блоки из тяжелого бетона марки 150 с пусто-
тами, перекрываемыми верхней горизонтальной диафрагмой. Отношение
площади сечения блоков за вычетом пустот к площади сечения без вычета
пустот +нт: +Ср — 0,75. Блоки укладываются на растворе марки 50. Из табл.
2 прилож. II с учетом примечаний 1,а; 1,г; 2 к этой таблице /? = 3,9Х
X 1,1-U-0,753 • 0,9 = 2,39 Мн/м2. /о = 3,40 м. По прилож. VI: а= 1500;
= 340:50 = 6,8; <? = 0,97. По прилож. VII: ф = 1: (1 + 6,6:25) = 0,79.
Лр = 7000-10—4-2,39-103-0,97-0,79 = 1282 кн > N= 1061 кн — прочность
простенка достаточна.
5. Фундамент
Расчетная нагрузка на участок фундамента длиной 3,6 м на уровне
верхнего обреза фундамента (с отметкой — 2,60 м, рис. 84, а).
М^унд —1026 (^подв. верх . СТР- 241) + (2,6-3,6 — 1,4-2,2)-10,2 (стена под-
вала) = 1090 кн.
Ширина подошвы фундамента принята равной 1,4 м. Давление на грунт:
1090-Ю-3:(1,4-3,6) =0,216 Мн/м2.
Давление на грунт ог силы тяжести фундамента н лежащего на его ступенях грунта
здесь не учтено, так как оно не вызывает в ступенях напряжений скалывания нли изгиба.
Фундамент из вибрированного бутобетона марки 100, высотой 0,8 м
(рис. 84, а). Для него минимальное допускаемое отношение высоты к вы-
носу (стр. 182): h -.a— 1,25 + 0,25-(2,16 — 2,0): (2,5 — 2,0) = 1,33. Принято:
h: а — 80 : 45= 1,78 > 1,33. Достаточна и принятая высота ступеней фунда-
мента 40 см О 30 см, стр, 180).
6. Анкеры
Анкеры закладываются во всех перекрытиях над каждым простенком в
обоих боковых швах панелей шириной 400 мм (рис. 85, а и в) и прива-
риваются к закладным деталям блоков — перемычек. Усилие в анкере по
(24.3): S = А + 0,01 Р, где А — горизонтальная опорная реакция стены и
Р—нагрузка, приложенная к верхнему сечению стены.
Наибольшие S получаются для анкеров в перекрытии II этажа, так как
у низа стены III этажа, вследствие одностороннего ее утолщения против
степы IV этажа, возникают значительные горизонтальные силы А, стремя-
щиеся оторвать стену от перекрытия II этажа.
Для пары указанных анкеров (рис. 85, б): А = Л!П1 верх : (3,3 м). Из ра-
счета простенка III этажа (стр. 240) А41П верх = 35,0 кн-м. А = 35,0:3,3 =
= 10,7 кн. Сила P=NU верх (из таблицы на стр. 239) = 755 кн.
S = 10,7 + 0,01 -755 = 18,2 кн
242
Рис. 85. К расчету анкера:
а — расположение анкеров в плане; 6 — расчетная схема для опреде-
ления силы Д; ей г — вид анкеров в горизонтальной н вертикальней
проекциях; „7“ — перемычечные блоки; „2“ — анкеры; „3“ — связи у внут-
ренней стены; — панели перекрытия номинальной шириной 1600 мм
„5“ — то же, шириной 400 мм; „6“ — закладные детали
Принимаем два анкера (рис. 85, в) 0 10 из стали класса А-I. Fa =
= 2-0,785 = 1,57 см2. Поцрилож. IV (при растворе марки 50) Ra =190 Мн!м2.
Fa/? а = 1,57-10-М90-10*= 29,8 кя>Д=18,2 кн.
Для связей между перекрытиями у внутренней капитальной стены
(связи <3» на рис. 85, а), а также для анкеров и связей в остальных пере-
крытиях принимаем такие же анкеры: 0 10 из стали класса А-1.
7. Раидбалка над витринами! этажа
Ширина сечения рандбалки равна толщине стены (40 см); его расчет-
ную высоту принимаем (с известной осторожностью) равной 80—20 (тол-
щина панелей перекрытия) = 60 см. Бетон для рандбалки марки 200. Ра-
счет по главе 31.
Через рандбалку давление железобетонных колонн передается вверх
на простеночные блоки П этажа, распределяясь на большую длину. Сила,
передающаяся на блоки, равна нагрузке на участок стены длиной 3,6 м на
уровне верха перекрытия 1 этажа: Ar=867 (—Ny верх из таблицы на стр.
239) — 0,20-3,6-5,8 (пояс кладки высотой 20 см) — 67 (перекрытие I этажа)=
= 796 кн. Над крайними опорами рандбалки распределение давления не
происходит, так как опоры эти имеют такую же ширину, что и простенки
II этажа (см. рис. 82, а). Поэтому рассматриваем лишь распределение дав-
ления в кладке над промежуточными железобетонными опорами.
16*
243
Приведенная высота рандбалки. По (31.2): йпр = 0,9Л' Е'-. Е.
Расчетная высота сечения рандбалки h' = 60 см", отношение модулей
деформаций бетона и кладки Е': Е может быть принято таким же, как и
отношение их начальных модулей деформаций (модулей упругости, стр. 62)
Еб ’..Ео. Е6 = 26500 Мн/м2 (прилож. V). £0=а£". а = 750 (прилож. VI);
= 2Я = 2-(1,5-1,1) (табл. 2 прилож. II) = 3,3 ЛТн/лЯ £0 = 750-3,3 =
= 2480 Мн/м2.
йпр =0,9-60 • J/26500 : 2480= 119 см.
Анализ возможности свободного распределения давления в кладке
Ширина участка загружения (промежуточной опоры) s = 40 см<.
<3,14 Лпр = 3,14-119 = 374 см, поэтому эпюра давлений в кладке при сво-
бодном их распределении может быть принята треугольной, по рис. 59, а.
По данным, приведенным на этом рисунке, получаем длину эпюры t —
= «+ 3,14йпр= 40 + 374 = 414 см и наибольшую ее ординату р =
= 796-2:4,14 = 385 кн/м (рис. 86, а).
При данной эпюре в шве между подоконным и простеночным блоком
получается скалывающая сила (рис. 86, а): (385 : 2,07)-0,5-1,372= 175 кн,
которая значительно превышает силу его сопротивления. Поэтому возмож-
Рис. 86. К расчету рандбалки:
а — эпюра давлений на кладку над промежуточной опорой при свобод-
ном их распределении; б — то же, при распределении давлений в пределах
ширины простенка; виг эпюры нагрузок для расчета рандбалки; „7“ — ранд-
балка; .2“ — панель перекрытия
244
ность свободного распределении давлений далее не учитываем и рассмат-
риваем лишь эпюру распределения давлений в пределах простенка.
Давление на кладку при распределении его в пределах ширины про-
стенка
Длина и ордината линии влияния для краевого давления по
данным рис. 57,6: ^ = 0,93 - йпр = 0,93 • 119= 111 см; ч)1 = 2,14:Лпр =
= 2,14:1,19 =1,80 (по оси опоры, рис. 86, б) — 1,80-41:111 =0,66Ум.
Краевое давление pi = 796-0,66 = 526 кн1м.
Давление р0 в точке 0 получается из условия равенства площади эпюры
давлений силе 796 кн (рис. 86;, б): (р0 + 526)-1,40 : 2 = 796 кн; отсюда »0 =
= 796:0,70 — 526 = 611 кн]м.
Напряжения в кладке над рандбалкой
Наибольшей интенсивности давление рандбалки на кладку достигает в
точке О: р0 = 611 кн/м. Наибольшее значение напряжений в кладке над
балкой: а0 = 611 • 10 -з: 0,40 = 1,53 Afw/лЛ
Для простенка II этажа (при марках керамзитобетона блоков и раст-
вора 50): /?= 1,65 Мн1м2. Напряжение с q= 1,53 Мн/м2 меньше 7? =
з--------------------------------------------------------------
= 1,65 Мн/м2, тем более оно будет меньше Rc= R [/F :Fc по
(12.6), где F:Fc = l,40: (796:611) = 1,08 (см. пояснение на стр. 176). Сле-
довательно, кладка в любой точке ее соприкосновения с рандбалкой доста-
точно прочна.
Эпюры нагрузок на рандбалку
Нагрузки на рандбалку от стен определяются найденными эпюрами
давлений над опорами по рис. 86, б. Кроме того, следует учесть и нагрузку
на рандбалку от ее собственной силы тяжести и от непосредственно на
иее опирающегося перекрытия I этажа: {[0,4-25+0,4 (штукатурка)] • 0,80 X
X 11.1] + 2,8-5,0 {(постоянная нагрузка) + 2,8-2,8-0,9 (переменная) = 23,1 +
+ 7,1=30,2 кн/м (переменная нагрузка здесь взята с коэффициентом 0,9,
как при расчете главных балок).
Рассматриваемая неразрезная железобетонная рандбалка должна быть
рассчитана на суммарное воздействие найденных выше ее нагрузок (по
схемам рис. 86, в и г).
8. Проверочный расчет для случая возведения верхних 3 этажей
методом замораживания
Раннее замораживание кладки VI—VIII этажей и парапета понижает
прочность раствора в ней. На расчете карнизного участка (см. стр. 236 и
далее) это не отражается, так как его устойчивость против опрокидывания
от марки раствора не зависит. Таким образом, при принятых выше усло-
виях возведения парапета с карнизом (предварительная укладка панелей
перекрытия VIII этаЖа и постановка анкеров) устойчивость их можно счи-
тать обеспеченной и в случае возведения по методу замораживания.
Проверяем простенок VI этажа при принятых для него марках керамзи-
тобетона (50) и раствора (50).
Нагрузка на простенок VI этажа (сравни таблицу на стр. 239):
NV1 верх = 45 + (8>° • 3,6 — 2-1,9-2,2)-4,8 + (3,9 + 2,1-0,8)-2,8 • 3,6 + 2 • (5,0 +
+ 2,8 0,8) 2,8 • 3,6 = 45 + 98 + 56 + 2 • 73 = 345 кн.
NV1 = 345 + 14 = 359 кн. е0 = 73-0,127-2/3:359 = 0,017 м = 1,7 см (срав-
ни расчет простенка IV этажа, стр. 239).
а. Расчет для стадии законченного здания
245
Марка раствора вследствие раннего замораживания при t до — 20°С
Снижается в законченном здании на одну ступень до 25.
При керамзитобетоне марки 50 и растворе марки 25: /?=1,4-1,1=:
= 1,54 Мн/м1 2 *. = 1: (1 + 1,7:16,0) =0,90. F и « — как в расчете простенка
IV этажа: Д = 4480 см2-, у = 0,86.
7Vp — 4480- IO-*-ii54.Юа-0,86-0,90 = 534 кн >W= 359 кн.
б. Расчет для стадии оттаивания
Для раствора, имеющего проектную марку 50, принимаем в стадии от-
таивания марку 2 (стр. 210). Расчетное сопротивление кладки берем с коэф-
фициентом 1,25 как для стадии незаконченного здания (прилож. I).
R для кладки из крупных блоков при растворе марки 2 принимается
как при растворе марки 0. Для блоков из керамзитобетона марки 50 при
растворе марки 0 с учетом дополнительного коэффициента 1,25 по табл.
2 прилож. II имеем: R = 0,85 • 1,1-1,25= 1,17 Мн/м2. Из прилож. VI при
марке раствора 2 : а = 500; Xй = 310 : 32 = 9,7; <f = 0,79; 4 = 0,90 (как выше).
^=4480-IO”4-1,17-Юз-0,79-0,90 = 373 kw > WVI = 359 кн.
Из приведенного расчета видно, что верхние 3 этажа здания (но не
более) могут быть в зимних условиях возведены из материалов тех же
марок, что и в летних условиях.
КОНСТРУКЦИИ ПРОСТРАНСТВЕННОЙ ЖЕСТКОСТИ
КРУПНОБЛОЧНОГО МНОГОЭТАЖНОГО ЗДАНИЯ
Пример 20. Для здания, запроектированного в примере 19 (см. рис. 82),
рассчитать ветровую консоль, образуемую в надземных этажах сквозной
поперечной стеной лестничной клетки и примыкающими к ней участками
наружных стен.
1. Подготовительные данные
Общие сведения о конструктивном решении
В сечение рассматриваемой ветровой консоли, помимо сквозной попе-
речной стены, входят примыкающие к ней простенки «В» и «С» наружных
стен (см. рис. 82, в). Остальные простенки наружных стен в сечении не
учитываются (стр. 141).
Участием короткой, несквозной поперечной стены лестничной клетки
в восприятии ветровых нагрузок пренебрегаем (стр. 134).
Ветровая консоль возводится из керамзитобетонных блоков (рис. 87, б).
Горизонтальные блоки: шпонки, поясные блоки и перемычки над проемами
в поперечной стене перекрывают швы между вертикальными блоками.
Шпонки связывают, кроме того, поперечную стену с продольными. Гори-
зонтальные блоки подвержены значительным скалывающим усилиям. Они
армируются во всех этажах сварными каркасами и связываются в стыках
друг с другом путем приварки сверху коротышей к закладным деталям в
концах блоков (сравни рис. 85, в). Армируются также и вертикальные
блоки с проемами в центре поперечной стены. Глухие вертикальные
блоки и примыкающие к ним простеночные блоки не армируются.
В качестве минимальных марок керамзитобетона принимаем: для арми-
рованных блоков—100, для неармированных — 50. Раствор для монтажных
швов — марки 50 (прочностные характеристики кладки будут отличаться
друг от друга только в зависимости от марки керамзитобетона).
Расчет элементов ветровой консоли производим по указаниям глав
25 и 26.
246
Расчетные ветровые нагрузки на консоль
Ветровые нагрузки иа коисоль собираются с участка длиной 6,5-3,6 =
—23,4 м (см. рис. 82, а) и принимаются равномерно распределенными по
поясам высотой 10 jk.
Расчетные нагрузки от давления и отсоса Петра с коэффициентом 0 9
для дополнительного сочетания нагрузок на 1 высоты (рис. 87, а):
на уровне от ±0,0 до + 10,0 м (см. задание в примере 19,’стр. 233):
3,3 °'9 2,7 Р6 2;7 Р’Р 2,7
Рис. 87. К примеру 20:
а — расчетные ветровые нагрузки, взятые с дополнительным коэффициентом 0,9, и
эпюры поперечных сил и моментов от них; б — разрезка поперечной стены на блоки, сечения
а—Ь и c—d ветровой консоли здания; „7“ — вертикальные блоки; .2“— шпоики; .3“ —поясные
блоки; — перемычки. Густой штриховкой на рисунке 87, б отмечены (по данным расче-
та) блоки из керамзитобетона марки 100, редкой штриховкой — марки 75, незаштрихованные
блоки—из керамзитобетона. ^арки 50
247
23,4-0,35-1,4-[1,2-0,9] = 12,4 кн/м.
на уровне от + 10,0 м до 4- 20,0 м, в среднем:
23,4-0,35-(0,65 + 0,035-15,0)-1,4-[1,2-0,9] = 14,6 кн/м,
на уровне от + 20,0 м до + 30,0 м в среднем:
23,4-0,35.(0,9 + 0,0225-25,0)-1,4-[1,2-0,9] = 18,1 кн/м
(здесь 1,4 = 0,8 4-0,6—сумма аэродинамических коэффициентов давле-
ния и отсоса).
Расчетные вертикальные нагрузки [на простенок *В»
Полезные нагрузки принимаем при расчете консоли с коэффициентом
0,6 (как при 7 и более загружающих перекрытиях) и все кратковременные
нагрузки, снеговые и полезные, кроме того, с дополнительным коэффи-
циентом 0,9 (как при дополнительном сочетании нагрузок).
Этаж Нагрузка сечений в средней трети высоты этажа
VIII Л\пп = Н5— (1,0-3,7-3,6)-0.1] (покрытие, карниз; см. табл. стр. 239) +(3,05-3,6— 1,35-2,2)-4,8 (стена)+(3,9 + 2,1-0,6-0,9)Х Х2,8-(3,6 — 0,32) (перекрытие) = 44 + 38 + 46 = 128 кн
VII NVil = 128 + (3,3-3,6 — 1,9-2,2)-4,8 (дополнительная сила тяжести стены) + (5,0 + 2,8-0,6-0,9)-2,8-3,28 (добавляю- щееся перекрытие) = 128 + 37 + 61 = 226 кн
VI Nvl = 226 + 37 + 61 = 324 кн
V — 324 + 37 + 61 = 422 кн
IV Njy = 422 + 37 + 61 = 520 кн
III ЛГш=5204-[(1,45-3,6-0,55-2,2)-4,8+(1,85-3,6- 1,35-2.2)5,8] (дополнительная сила тяжести стены) + 61 =520 + 41 +61= 622 кн
II ЛГП = 622 + (3,3-3,6— 1,9-2,2)-5,8 + 61=622 + 45 + 61 = 728 кн
I J = 728 + (3,75-3,6 — 2,05-2,2) -5,8 + 61=728 + 52 + 61 = 841 кн
Моменты инерции сечений консоли
В I — III этажах (рис. 87, б, сечение с — d) : J— 0,32-14,443:12 +2 -0,5бу
Х7,42I 2 * * * * * В= 142,0 м\
В IV—VIII этажах (сечение а — Ъ) аналогично: 7=130,0 м*.
2.Расчет сечений ветровой консолина сжатие
Наиболее загружен в сечении ветровой консоли простенок «В». Ниже
производим его расчет. Простенок «С» делаем таким же.
В простенок «В» (как и в «С») в каждом этаже вставляется поясной
блок — шпонка поперечной стены (рис. 87, б). Высота шпонки равна вы-
248
соте перемычечиого блока наружной стены, включая высоту заплечика
(10 см): в I этаже ее номинальная величина 90 см, в остальных эта-
жах— 60 см. Расчетная высота простенка при расчете его на продольный
изгиб приравнивается высоте этажа, уменьшенной па высоту шпонки.
В I этаже. 7о = 42О—90 = 330 см. На уровне 0,2 (толщина панелей
перекрытия) +1,1 (=/0: 3)=1,3 м (рис. 87, а): Л1=6760 кн-м. Продоль-
ная сила от ветра определяется по (25.5) с подстановкой х = 0, т. е. по
формуле: NB—MyF:J. Здесь F (сечение простенка, рис. 87, 6) =0,56 м2;
у = 7,42 м-, 7=142,0 м*. Лв = 6760.7,42-0,56 : 142,0=199 кн. А=199 +
+ 841 (=77, из таблицы на стр., 248)= 1040 кн.
Принимаем (как для простенков «А», стр. 240) блоки из керамзитобе-
тоиа марки 75. /7= 2,31 Мн/м2. ХЛ=330:40 = 8,3; <? = 0,89.
АГ, =FR<f = 0,56-2,31 -103-0,89= 1150 кк>А=1С40 кн.
Во II этаже. 10 = 330 — 60 = 270 см. На уровне 0,2 + 2,7: 3= 1,1 м иад
инзом перекрытия 1 этажа (рис. 87, а): Л4 = 5120 кн-м.: Ав = 5120-7,42Х
Х0,56 :142,0= 151 кн. А = 151 + 728 = 879 кн.
Пытаемся принять керамзитобетон марки 50 (как для простенка «А» на
том же этаже): 77=1,65 Мн/м2. ХЛ = 270:40 = 6,8; <? = 0,92.
Np = 0,56-1,65-103-0,92 = 850 кн <_ N= 879 кн — прочность простенка
при марке керамзитобетоиа 50 недостаточна; повышаем ее до 75 (это от-
мечено на рис. 82, а штрнховкой).
В III этаже, как видно из расчета простенка II этажа, марка керам-
зитобетона 50 достаточна.
В IV этаже. /0=2,7 м. На уровне 0,2 + 2,7 : 3= 1,1 м над низом
перекрытия III этажа (рис. 87, д):7И = 2850 кн-м. F (простенка, рис. 87,6) =
= 0,448 м*у = 7,38 м-, 7=130,0 м\ Ав =2850-7,38-0,448 : 130,0 = 73 кн.
А= 73 + 520 = 59,3 кн.
Керамзитобетон марки 50: 77=1,65 Мн/м2. ?.*=270:32 = 8,4; <р =
= 0,88.
Np =0,448-1,65-103-0,88 = 651 кк>А=593««.
В V—VIII этажах—как в IV, блоки из керамзитобетоиа марки 50.
З.Расчет сечения ветровой консоли на скалыва-
ние
В данном расчете ветровая нагрузка—единственная учитываемая крат-
ковременная нагрузка. Поэтому относим ее к основному сочетанию и при-
нимаем без дополнительного коэффициента 0,9, т. е. по рис. 87, а, ио с
делителем 0,9.
Поперечная сила на уровне ±0,0 (рис. 87, «):Q = 451 : 0,9 = 501 кн.
Несущая спокобность сечення консолн иа уровне±0,0 по скалыванию на
линии 1—1 (рис. 87, б) определяется по (25.6): Qp = (7:5)й/?ск;7=142,0.и4;
5 = 6,72-0,32-3,86 + 0,56-7,42=12,5 м3; в = 0,32 м.
/?ск рассчитывается по (25.7): 7?ск = 7?гл |/ i + 0; #гл .
Блоки из керамзитобетоиа марки 75 на растворе марки 50. Из прилож.
III: /?гл(=7?гл) = 120 кн/м2.
о — среднее напряжение в поперечной стене от постоянной нагрузки,
взятой с коэффициентом перегрузки [0,9]. Стена имеет длину 14,44 м
(рис. 82, б), несет собственную силу тяжести и на участке длиной (2,6 +
+ 0,32 + 5,6) = 8,52 м — силу тяжести конструкции лестниц. Нормативная
249
сила тяжести стены — 3,9 кн/м* (см. таблицу, стр. 236), нормативная сила
тяжести лестничной конструкции принимается на этаж равной 3,0 кн/м2.
Таким образом, на уровне + 0,0: а — [3,9-30,0 + 3,0-1,64-8-(8,52:14,44)]Х
X [0,9[ :0,32 = 394 кн1л2.
R™ = 120-J/-1 + 394; 120 — 248 кн/м2.
Qp =(142,0:12,5)-0,32-248 = 905 /сл>(? = 501 кн.
4. Скалывающие усилия в шпонках
Шпонки рассчитываем на суммарные скалывающие усилия от неодина-
кового обжатия кладки сопрягаемых стен и от воздействия ветра. Рассмат-
риваем дополнительное сочетание, включающее снеговые, полезные и вет-
ровые нагрузки. Поэтому указанные нагрузки берем с дополнительным
коэффициентом 0,9.
Для вертикальных блоков поперечной стены принимаем такие же марки
керамзитобетопа, как для простенка «В»: в I и II этажах — 75, в остальных
этажах—50. Отношение модулей деформаций кладки продольных и попе-
речной стен для всех этажей: л = 1.
Скалывающие усилия Тк+1 от обжатия кладки
Усилия Тк^ рассчитываются, последовательно переходя от Тк в шпонке
одного этажа к7к^ нижележащего этажа, подформуле (26.1) при л = 1:
Напряжение а' в простенке «В» определяем по нагрузкам, приведенным
в таблице, стр. 248, с в поперечной стене — лишь от ее собственной силы
тяжести (4,8 кн/м3, см. таблицу на стр. 236).
Расстояния h. в формуле для Тк+1 измеряем от уровня виза перекры-
тия этажа, в котором находится шпонка I, до уровня к + 1, расположенного
посередине высоты этажа со шпонкой к -р 1. Эти расстояния берем из
рис. 87, а.
Расчет усилий 7’к^_1, начиная со шпонки VIII этажа
В VIII этаже: (к-р1) = 1. Сечеиие простенка F = 0,448 м2;
а — 0,32м-. Н=3,3 м
а' = 128 :0,448 = 286 кн/м2
а = (2,7 + 3,3:2) • 4,8:0,32 = 65 кн/м2
/ 1 4 28 \
Г₽(2Ю_И)!(_+-=_)=и1:в2,= 33.2 «
В VII этаже: (/:+ 1) = 2. F2 = 0.448 м2
с' = 226:0,448 = 504 кн/м3
С = 6-5 + 3.3-4.8:0,32 = 65 4- 50 = 115 кн/м2
(ГО : F2 = 35,2 :0,448 = 79 khJm2
2,14 Т, 2,14 35,2 „ „„ 35,2
а ’ Л3 ~0.32 ‘ 4,95 —6,69'4,95“ 47
Т2 = (504 — 115 — 79-47): 6,28= 41,8 кн
250
В VI этаже: («-(-1) = 3. Д3 = 0,448 м2
а' = 324:0,448 = 723 кн/м2-, о = 115 + 50 = 165 кн/м2
2
(2 7'-) : = 79 + 41,8:0,44'8 = 172 кн/м2
м и
2 Т
У — = 6,69 • (380: 8,25 + 41,8 : 4,95) = 85 кн/м2
а 1±1 ht
Т3 = (723-165-172—85): 6,28 = 47,9 кн
Аналогичен расчет и для остальных этажей. Найденные усилия Т от
обжатия кладки вписаны в сводную таблицу (см. ниже). В III этаже уси-
лие получилось меньшим, чем в IV, так как простенок здесь толще (40 см
вместо 32).
Скалывающие усилия Т в от ветра
По (25.9):7’B = Q/7S:J.
В 1 этаже: 7 = 142,0 м4. Статический момент сечения полки относи-
тельно оси О—О (рис. 87,6): S= 0,56-7,42 = 4,16 м2.
Из рис. 87,а: Н~ЕЕ—3,7Ь м; Q — Qt — 4(Q кн.
Тв =402-3,75-4,16:142,0 = 44,2 кн.
Аналогично значения 7'в получены и для остальных этажей.
Сводная таблица скалывающих усилий (в кн)
Скалывающее усилие в шпонке Этаж, в котором находится шпонка
I 11 IV V VI VII VIII
От обжатия кладки: 67,0 49,0 34,8 55,7 52,4 47,9 41,8 35,2
От ветра: 44,2 34,7 28,5 22,4 18,4 14,1 9,2 3,0
В сумме Т = 111,2 83,7 63,3 78,1 70,8 62,0 51,0 38,2
5. Расчет шпонок и узлов их заделки
Ширина шпонок во всех этажах: аш — 32 см. Конструктивная высота
шпонок в I этаже Лш =90—2 (шов)=88 см, в остальных этажах йш — 58 см.
Шпоики из керамзитобетона марки 100.
Смятие в узлах заделки шпонок
Наиболее о пашами могут быть напряжения смятия в узлах заделки
шпонки I этажа (здесь усилие Т имеет наибольшее значение) и шпонки
IV этажа (здесь простенок тоньше—32 см вместо 40, и марка керамзито-
бетона меньше — 50 вместо 75).
В I этаже. Т —111,2 кн. Отношения модулей деформаций шпонки и
кладки для поперечной и для продольной стены одинаковы: ЕШ:Е=2,7
(Е из табл. 2 прилож. II при марке бетона 100): 2,1 (то же, при марке
75) = 1,3. По (26.4): Лпр 0,9 Лш |/ Еш : Е = 0,9 Лш^1,3 ~ Лш = 88 см.
251
Глубины заделки шпонки (рис. 87,6): в простенке с'= 40 см, в поперечной
стене с = 242 см. Так как с = 242 ел/>2 Лпр=176сл<, то напряжения опре-
деляем пб данным рис. 43,«. Наибольшее напряжение смятия — у внутренней
грани простенка: сстах= (7я: ашс'): (1 +«'’: й„р)= (111,2:0,32-0,40) : (1+4O2:
: 882) = 1050 кн/М2 = 1,05 Мн/м2. При керамзитобетоне марки 75 из табл. 2
прилож. II: 7? = 2,1-1,1 =2,31 Мн]м2.
астах=1-05 A/h/jW2 < 7? = 2,31 Мн/м2 < R CQ.£> (12.6).
В IV этаже. Аналогичный расчет показывает, что и здесь сс тах<'-^с ’
Усилия в наиболее опасно нагруженной шпонке
Наиболее опасной по скалыванию и изгибу является шпонка II этажа
(ее высота Лш = 58 см против 88 см в 1 этаже): Т = 83,7 кн. с' — 40 см;
с = 242 см.
В рассматриваемом неблагоприятном случае загружения, когда Т от
обжатия стен и от ветра складываются, шпонка II этажа давит
снизу вверх на простеночный блок III этажа из керамзитобетона
марки 50 и сверху вниз на блок II этажа поперечной стены из керам-
з -----------------------------------------------
зитобетона марки 75. Поэтому hпр — 0,9 Лш у Еш : Е по (26.3) для про-
стенка и для поперечной стены здесь различны: для простенка Еш: £ = 2,7
(—7? из табл. 2 прилож. II при марке бетона 100): 1,5 (то же, при марке 50)=
3
= 1,8 и йпр=/12Пр = 0,9-58-)/1,8 = 64 см; для поперечной стены £ш :£ =
= 2,7:2,1 (—Лпри марке бетона 75) = 1,3 и Лпр = Л1пр =0,9 йш|/1,3 =
= Лш = 58 см.
с = 242 сл/>2 Л1пр = 2-58 = 116 см; эпюру давлений строим nd
рис. 43,а.
Рис. 88. К расчету шпонок и перемычек в примере 20:
а, б, в — соответственно расчетные схемы для шпонкн во II этаже и для перемы-
чек поперечной стены в I и II этажах
Краевые давления (иа м) в простенке: (83,7 : 0,40)-(1 + 402 : 642) =
= 291 кн/м; (83,7 :0,40)-(1—402:642) = 127 кн]м; расстояние равнодейству-
ющей давлений на участке с' от внутренней грани простенка (расстояние
центра тяжести трапеции давлений, см. рис. 88,- а): (40:3) • (2 • 127 + 291):
: (127+ 291) =17,4 см.
252
A = 83,7 • (17,4 + 19,3): (242 —19,3) = 13,8 кн; T\ — 83,7 + 13,8 = 97,5 кн.
Л4шах действует в сечении, где Q = 0. Расстояние этого сечеиия от вер-
шины треугольника давлений на участке с определяется из уравнения
97,5 х2 : 582 = 13,8 кн; х— 21,8 см. Afmax = 13,8 • (2,42 — 0,58 + 0,218 • 2/3)=
=[27,4 кн/м (момент дает растяжение в верхней зоне шпонки).
Расчет шпонок на скалывание
По (26.4): Гр=Д7?ср.
F=32 • 58 = 1860 см2; /?ср=2/?6р (см. стр. 144) = 2-0,45 = 0,9 Мн/м2.
7’р =(1860-10-<) • (0,9-Ю3) = 167 кнУ 7' = 83,7 кн.
Армирование шпонок
Из прилож.. V: R6m =5,5 Мн!м2'. h0 = 55 см. А = Л1шах: (amhр R6 и) =
= 27,4 : (0,32-0,552-5,5 • 103) = 0,052. Из прилож. IX: у = 0,973. Продольная
арматура — из стали класса А-П. Из прилож. IV: Ra — 240мн/м2. Fa =
= Л4гаах:(т/10/?а ) = 27,4:(0,973-0,55-240-10’)= 2,13- 10-4 л2 =2,13 сл<2. Верх-
няя арматура —3010 с 2,36 см2. Нижиюю арматуру берем такой же.
Поперечную арматуру принимаем (при меньшей величине скалывающей
силы) такую же, как для рассчитываемого далее поясного блока: 306 из
холоднотянутой проволоки через 25 см.
6. Поясные блоки поперечной стены
Скалывающие усилия
Поясные блоки рассчитываются на скалывающие усилия от ветра; по
(25.9): Т = QHS: J. Значения Q показанные на рис. 87,а, следует в дан-
ном расчете делить на 0,9, так как ветровые нагрузки являются единствен-
ной учитываемой в нем кратковременной нагрузкой, и поэтому причисля-
ются к основному сочетанию. Высоты Н между уровнями середин этажей
принимаем по рис. 87,а.
Статический момент 5 определяется здесь для половины сечеиия
(рис. 87,б). В I—III этажах, как в п. 3 (стр. 249): 5=12,5 м2; 7=142,0 м*;
для IV—VIII этажей: 5 = 6,72-0,32-3,86 + 0,448-7,38= 11,6 м2; 7=130,0 м>.
7\ =(402:0,9)-3,75-(12,5:142,0)=147 кн; Тп = (358:0,9)-3,3-(12,5:142,0)=
= 115 кн и т. д.
Таблица величин Т (в кн) для поясных блоков.
Этаж I П Ш IV V VI
т 147 115 102 87 72 55
Расчет поясных блоков на скалывание
Для поясного блока II этажа (он на 30 см ниже блока I этажа): Т —
= 115 кн.
Керамзитобетон марки 100. /?бл1 = 5,5 Мн]м2; #6р = 0,45 Мн/м2.
Расчет на скалывание по вертикальному сечению. По (26.4) 7’р =
= /7?ср. Г= 32-58 =1860 см2. /?ср = 2-/?б.р = 0,9 Мн/м2. 7р=(1860 х
X Ю—4)-(0,9-103)= 167 кн>Т= 115 кн.
Расчет на скалывание по косому сечению производится как для же-
лезобетонного элемента (стр. 146). <? = 7' = 115 кн. Поперечную силу Q
воспринимают поперечные стержни, отгибов продольной арматуры не де-
253
лаем. В один ряд ставим 3 поперечных стержня 0 6 из холоднотянутой
проволоки. Их сечение Fx = 3-0,283 = 0,85 ел2. Из прилож. IV для попе-
речной арматуры: Fa =175 Мн/м2. F* R& =(0,85-10—4) • (175-Ю3) = 14,9 кн.
а ш =0.32-0,552-5,5-103 = 532 кн-м. Согласно нормам для железобе-
тонных конструкций шаг и поперечных стержней не должен превышать
0,6(flm^/?6H)-(Fx/?a):(Q + Fx/?a )2=0,6 - 532 - 14,9: (115 + 14.91s=
= 0,283 м;
0,1 («ш h20 Кб.и): Q = 0.1 -532:115 = 0,475 л;
0.5Л = 0,5-0,58 = 0,29 м.
Принимаем и = 25 см.
Продольную арматуру принимаем как для рассчитанных выше шпонок:
по 3010 из стали класса А-П наверху и внизу.
7. Перемычки поперечной стены
Перемычки перекрывают проемы шириной 1,0 м, расположенные
в центре стены. Они рассчитываются иа те же скалывающие усилия Т,
что и поясные блоки (см. таблицу на стр. 253).
Смятие кладки в узлах заделки перемычек
В I этаже: Т — 147 кн.
Глубина заделки (рис. 87,6): а = (3,2— 1,0): 2= 1,1 м. Сила Т рассма-
тривается как приложенная в середине пролета перемычки (стр. 138). Рас-
стояние ее от центра заделки ео = (1,0 + 1,1):2= 1,05 м. Q—T — 147 кн.
Краевые давления на м по (29.2): (147:1,1)-(6-1,05:1,1 + 1) = 899 кн/м;
(147:1,1)-(6-1,05:1,1 — 1) = 632 кн/м; длины частей эпюры (рис. 88,6):
1.1-899: (899 + 632) = 0,646 м; 1,1 — 0,646 = 0,454 м. Наибольшее напряже-
ние смятия от местной нагрузки: ас = 899:0,32 = 2810 = 2,81 Мн/м2.
з ------
По (12.6) : Rc = R|/F: Fc < -jR.
Средние, армируемые вертикальные блоки с дверными проемами — из
керамзитобетоиа марки 100. Из табл. 2 прилож. П: R — 271,1 = 2,97 Мн/м2.
Длину площади F определяем как длину треугольной эпюры, увеличенную
на толщину стены (стр. 75): 0,646 + 0,32 = 0,966 м; расчетная длина пло-
з _____________________________________________ з ________________
щадки Fc (стр. 144):0,646 :2 = 0,323м. yF: Fc = J/0,966 : 0,323 1,44. Зна
чение т берем из прилож. VIII для случая, когда нагрузка —у края кладки.
а. При местной нагрузке: ос =2,81 Мн/м2< R = 2,87MhIm2<.Rc по (12.6).
з----------------------------------------------
б. При местной и основной нагрузке: |/F:FC= 1,44< у = 1,5; Rc =
= 1,44 • 2,97 = 4,28 Мн/м2.
На площадку Fc передается нагрузка от лестниц И—V111 этажей. Рас-
четная нагрузка лестниц на этаж составляет: 3,0-[1,1] (собственная сила
тяжести) + 3,0 • [1,3]-0,6 (полезная нагрузка с учетом ее снижения при за-
гружении 7 этажей) = 5,6 кн/м2. Напряжение по площадке Fc от основной
нагрузки: а =[25,8-4,8 (стена над уровнем низа перекрытия I этажа) + 7 X
X 5,6-1.64 (лестницы)]: 0,32 = 590 кн/м2 = 0,59 Мн/м2. <jc + а = 2,81 + 0,59=
= 3,40 Мн/м2 < Rc (= 4,28 Мн 1м2).
Прочность кладки I этажа по смятию в узлах заделки перемычек до-
статочна.
254
Армирование перемычек
Наибольшее армирование требуется для перемычки во II этаже (ее вы-
сота 58 см против 88 см в 1 этаже).
Из таблицы стр. 253: 7 = 115 кн. Эпюра давлений кладки на пере-
мычку подобна эпюре, показанной на рис. 88,6. Краевые давления:
899-(115:147) = 703 кн/м; 632-(115:147) = 494 кн/м. Наибольший момент
возникает в сечении 1—1 (рис. 88,в), так как в нем Q = 0. Л4шах — (494 X
X 0,454 • 0,5) • (2 • 0,454 • 2/3) = 67,9 кн • м.
Керамзитобетон марки 100. Из прилож. V: /?би = 5,5 Мн[м2'. h0~
=0,55 м. А = ЛГтах : (bft2/?6.H)-67,9:(0,32-0,55=.5,5.10з) = 0,127. Из при-
лож. IX: т = 0,932. Продольная арматура из стали класса А-П. Из прилож. IV:
/?а = 240 Мн/м2. Fa = Afmax : (тй0 Аа ) = 67,9: (0,932 • 0,55-240 М = 5,52 X
X 104 .м3 = 5,52 см2—по 3016 с 6,03 см2 наверху и внизу.
Поперечная арматура при той же поперечной силе Q — Т = 115 кн
принимается такой же, как в поясных блоках (стр. 254): по 306 из холод-
нотянутой проволоки через 25 см.
Примечание. Марки керамзитобетоиа блоков поперечной стены, принятые в на-
стоящих расчетах, показаны н на рис. 87,6.
КОНСТРУКЦИИ ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
С УПРУГОЙ КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМОЙ
Пример 21. Для промышленного здания (рис. 90) спроектировать стены
и столбы из сплошного кирпича. Расстояние между температурными
швами — 60 м. Здание снаружи и изнутри не штукатурится.
Нормативные силы тяжести: кладки — 18 кн/м2; армопеиобетонных плит
покрытий, включая замоноличивание, — 1,8 кн/м2; сборной железобетонной
полигональной арки с стальной затяжкой пролетом 18 м — 34 кн-, железо-
бетонной балки пролетом 9 м в боковом пролете—18 кн-, подкрановой
балки пролетом 6 м, включая рельс, его крепление и подливку, — 8,0 кн/м.
В большом пролете предусмотрены два мостовых электрических крана
грузоподъемностью по 50 кн для среднего режима работы. Нормативная
снеговая нагрузка—0,7 кн/м2, нормативный скоростной напор ветра на вы-
соте до Юл над поверхностью земли (в защищенной местности)—0,3 кн/м2.
Решение
1. Расчетная схема и предварительные расчеты
Расчетная схема поперечной рамы здания показана на рис. 89. В боко-
вом пролете здания кранов нет,
и можно принять, что нижняя
точка его стены — шарнир
(стр. 156).
Стержни рамы обозначаем
знаками конечных 'их точек, т-
например а- 1 или, что то же,
1—а и т. д. Сечения стержней
обозначаем двумя знаками:
первый соответствует месту cj
сечения, второй —другому кон- S?
цу данного участка стержня
(например, сечение а—1—это ‘
сечение а участка а—Г).
В таблице приведены при-
нятые сечения (их обозиаче-
Недеформирующийся
255
Рис. 90, К примеру 21:
а — поперечный разрез здания; б — план по /-/; в —план по П-П\ г—фрагменты
фасадов; „/*—балка; сборная полигональная арка; »3“ — подкрановая балка; „4“
армокнрпнчная_балка
256
ния — по рис. 90),' положение в них центров тяжести (0), величины их
площадей i(F), моментов инерции (J), радиусов инерции (г).
BUS,
^30
4—с
0,723 640-10—4 0,298
Согласно конструктивным требованиям (стр. 150) кирпич для стоек
1—3 н 2—4 должен быть марки /?t 75 и раствор марки /?2 25. Кладку
из таких материалов относят к группе I (прилож. XIV). Проверим, ие пре-
вышает ли при принятых сечениях гибкость Xй стержней рамы предельные
значения рпр по прилож. XV. При этом примем самый невыгодный
случай: /?2 = 25.
В плоскости рамы наиболее гибким является стержень 4—2. Для него:
ft = 3,5-(0,298-5,6 + 0,136-2,5)-.8,1=0,87 м; ₽пр = 22-0,70= 15,4; Xй = 8,10:
: 0,87 = 9,3 < 15,4.
В направлении, перпендикулярном к плоскости рамы, проверяем гиб-
кость стержня 3—а: ft = 0,51 м\ В—= 22-0,65= 14,3; Xй =5,6 : 0,51 = 11,0 <
< 14,3.
2. Расчетные нагрузки на стойки
А. Постоянные нагрузки
а. Нагрузки на свободно стоящие стойки
К ним причисляем и силу тяжести подкрановых балок и полигональ-
ных арок.
Сила тяжести карниза ~ 0,18-0,25-18-[1,1] =0,9 кн)м.
От кладки на участке а—1 (рис. 91,а) : (6,0 -3,4 — 2 • 1,97 • 1,3)-0,38-18Х
X [1,1] + 2,5 • 0,51 • 0,13 • 18 [1,1] + 0,9-6,0 (карниз) = 115,0 + 3,3 + 5,4 =
17 Розенблюмас
257
Рис. 91. К расчету нагрузок на раму:
а — площади кладки, загружающие стойки рамы; б — схема снеговых нагрузок;
в — расположение колес кранов на подкрановом рельсе; г н д — расчетные нагрузки при
ветре слева и справа
= 123,7 кн — эту силу считаем действующей в центре 38 см стены, так как
эксцентрицитеты сил тяжести пилястры (3,3 кн) и карниза (5,4 кн) при-
мерно уравновешивают друг друга.
От кладки на участке 3—а (см. F в таблице на стр. 257): 5,6-0,658-18 X
X [1,1] =73,0 кн.
От кладки иа участке с—2 (рис. 91,я, числа — из расчета для участка
а—1): 115,0:24-3,3 + 5,4:2 = 63,5 кн—силу считаем приложенной в центре
38 см стены.
258
От кладки на участке 4—с (см. F в таблице на стр. 257): 5,6 - 0,723 • 18 X
X [1.1] = 80,2 кн.
От силы тяжести подкрановых балок (см. задание): 6,0-8,0-[1,1] = 52,8 кн.
От силы тяжести полигональной арки (см. задание): 34-[1,1]:2= 18,7 ня.
б. Нагрузки на стойки, связанные в раму
Сила тяжести 1 м2 покрытия: [0,12 (рулонный ковер) + 1,8 (панели, см.
задание)] [1,1] — 2,11 кн/м'2.
Сила тяжести 1 м2 горизонтальной проекции покрытия (рис. 89):
при а1=21°30': 2,11: cosai = 2,27 кн/м2,
при a2z=7°30’: 2,11: 00503 = 2,13 кн/м2.
От покрытия большого пролета (без силы тяжести арки, она засчитана
в группу нагрузок «а»): 6,0-18,62-(2,27 + 2,13): 4 = 122,9 кн.
От покрытия бокового пролета, включая силу тяжести балки:
6,0-(8,4:2 4- 0,26)-2,13 + 18-[1,1]: 2 (от балки, см. задание) = 66,9 кн.
Б. Снеговые нагрузки
Распределение снеговой нагрузки принято по рис. 91, б.
А, = 6,0-18,62-0.7-[1,4]: 2 = 54,7 кн.
А2 = 6,0 • 0,7 • [1,4] - (4,46 + 3 • 5,4 •0,5 -694: 856) = 64,8 кн.
В. Вертикальные нагрузки от кранов
Расположение грузов от колес предусмотренных в задании двух кранов
пролетом 17 м показано на рис. 91, в (в соответствии с ГОСТ 3332—54);
их величины Ртах = 82 ня; Pmin = 44,5 кн. Нагрузки на стойки:
Amax — 82• [1.3] (600 + 250 + 450 + 100): 600 = 82-3,033 = 248,7 кн;
Anin = 44,5-3,033= 135,0 кн.
Г. Горизонтальные нагрузки от кранов
Тормозная сила поперек подкранового рельса от каждого колеса крана
Р д =. (g + Q); 40, где g—сила тяжести тележки крана, Q — его грузо-
подъемность: £ = 22 кн, Q = 50 кн и Р^= (22 + 50) :40= 1,8 кн. От этих
снл стойки получают горизонтальные силы:
Ah = 1,8-3,033 = 5.5 кн
(3,033—как в расчете вертикальных нагрузок от кранов). Силы Ал прило-
жены к головке рельса, т. е. на уровне +5,9 м (рис. 89).
Д. Ветровые нагрузки
Для ветровых нагрузок, помимо коэффициента перегрузки л =1,2, при-
нимаем и л = 0,9, как при дополнительном сочетании нагрузок.
Расчетный скоростной напор ветра на участок здания длиной в 6 л
при аэродинамическом коэффициенте, равном единице:
<? = 6,0 • 0,3 • |1,2 -0,9] = 1,94 2,0 кн/м.
а. Нагрузки от ветра слева
Схема нагрузок с соответствующими аэродинамическими коэффициен-
тами показана на рис. 91, г.
В схеме опущены вертикальные составляющие ветровых нагрузок на крыщи как несу-
щественные и горизонтальные составляющие на левую часть крыши над большим пролетом
как направленные против ветра.
При данной схеме стойки 3—1 и 4 — 2 получают нагрузки: равномерно
распределенные — на участок а — 1 —1,6 кн/м и на стержень 4—2—1,2 кн/м,
сосредоточенные — на уровне 1 — 2— (1,6+ 1,2)-0,9+ 1,4-2,5 = 6,0 кн и в
точке а —1,6 (3,50:2 + 1,50) = 5,2 кн.
17*
259
б. Нагрузки от ветра справа
Данные нагрузки с соответствующими аэродинамическими коэффициен-
тами показаны на рис. 91, д. Оии дают равномерно распределенные на-
грузки на стержень 4 — 2—1,6 кн/м и на участок а — 1 —1,2 кн[м и со-
средоточенные нагрузки на уровне 1 — 2 — 6,0 кн (как при ветре слева,
только в другую сторону) и в точке а —1,2(3,50:2 + 1,5) = 3,9 кн.
З.Общее решение поперечной рамы здания
Расчет системы, показанной на рис. 90, сводится к расчету несимметрич-
ной однопролетной рамы (рис. 92). Решения последней методами сил или
методом деформаций по трудоемкости примерно одинаковы, — в обоих слу-
чаях искомым является одно неизвестное. Выбираем метод деформаций (при
нем более удобно проводится проверка по равновесию полученных усилий).
<13
:_______________
'J3a = 45’S .
=0,200
=32.0'

Ж
2

Рис. 92. К расчету рамы:
с — расчетные жесткости j сечений стоек; б — поперечные силы q^
в стойках от единичного перемешения А =1
За неизвестное принимаем смещение Д верхних точек стоек (рис. 92, в).
Согласно (27.2):
Д = -(£ QKp + н): 2
где QKp и ркЪ — поперечные силы в верхних концах наверху неподвижно
опертых стоек от приложенных к ним внешних сил р и от единичного
смещения опоры Д=1; Н— внешние горизонтальные силы. Силы QK от
любых воздействий (от р, от Д) и Н считаем положительными, если в
верхней части рамы, отделенной сечением I — I, проведенным непосред-
ственно под ригелем 1—2, онн направлены влево (стр. 153) или в нижней
части, под сечением I—I вправо (на рис. 92, а показаны положительные на-
правления QK и Н).
Обе стойки, 1 — 3 и 2 — 4, из одинаковых материалов, поэтому их
модули деформаций Е принимаем одинаковыми. Расчеты проводим в ки-
лоньютоииах и метрах. Жесткости EJ всех сечений стоек берем уменьшен-
ными в (£-20-10-4) раза, т. е. оперируем не фактическими жесткостями
EJ, а жесткостями _/ = £/: (£-20-10-4) = J/. (20-10~4). От этого результаты
расчета внутренних усилий не изменяются. Значения j = J : (20-10~4) впи-
саны в чертеж рис. 92, a (J взяты из таблицы на стр. 257).
Величины QKp и qK& определяем по табл. 1 прилож. XIX. Величины
K—(EJ:E2J2) — 1 = (7И :/в ) — 1 (7Н и jB — j нижней и верхней частей стой-
ки), фигурирующие в этой таблице, имеют для стоек 1 — 3 и 2 — 4 зна-
чения:
/<13 = 45,6:4,25 — 1 = 9,73; к^ = 32,0:4,25 — 1 = 6,53.
260
Определяем величины qKl: 513.Й — j3a: [(8,13+9,73-2,53): 3]=45,6:(227,8]=
= 0,200. =j\c: [(8,Р + 6,53 • 2,53): 3] = 32,0: [211,2] = 0,152.
Значения qKl вписаны в рис. 92, б.
2
X Чк 6 = 0,200 + 0,152 = 0,352 и согласно (27.2)
К=1
Д = -(2С«р+//):0,352
№1 Z
(77^0 будем иметь лишь при ветровых нагрузках, для остальных случаев
нагрузок /7=0).
С полученным Д находим по (27.1) и QK = Q„p+ Л qK% и с последни-
ми— все усилия (УМ, N, Q) в стойках. В эпюрах моменты М откладываем
с растянутой стороны стойки. Положительными считаем такие М, которые
вызывают растяжение в стойках со стороны большого пролета. Положи-
тельными продольными силами N считаем сжимающие силы.
При расчете на крановые нагрузки узлы рамы считаются несмещаю-
щимися (стр. 155), т. е. принимается: Д = 0 и QK — QKP.
4. Усилия в стойках от нагрузок
На рис. 93, а показаны оси стоек и расположение точек приложения
грузов. Оси приняты в соответствии с положениями центров тяжести сече-
ний, указанными в таблице, стр. 257. Центры тяжести верхней и нижней
частей стоек смещены относительно друг друга, и оси стоек имеют ломаную
Балка
бокового
{60'510^520 < а) , 520f 5101
227J13 200 ^,ферма 227
1 Поокроновые
> . J, . / балка
80
407, : 425
~15В[~~
220 220
$8419?
227
04^ 645
604 -.426
1290
1030
Рис. 93. Замена ломаных осей стоек прямыми:

а — форма^осей стоек и положение грузов; б — пример замены
ломаной осн прямой для стойки 1—а—З
форму. В расчетах рамы заменяем их прямыми осями и вертикальные вне-
цеитренные силы, действующие на стойки, — осевыми силами и моментами
Например, силу Р в точке 7 ломаной оси 1 — а—3 (рис. 93, б) заменяем
осевой Р в_точке 1 прямой оси 1 — а — З и моментами Мг =— Р-(0,083 м) в
точке 1 и Ма = + Р-(0,158м) в точке а. При горизонтальных крановых и
261
при ветровых нагрузках оси сразу же изображаем прямыми, так как пере-
ломы осей на усилия от этих нагрузок не влияют.
А. Усилия от постоянных нагрузок
а. От нагрузок, приложенных к свободно стоящим стойкам (рис. 94,а)
М1а — М2с — —18,7-0,083 = - 1,6 кн-м;Ма-3= 123,7-0,195 + 18,7-0,075 —
— 52,8-0,425= + 3,1 кн - м; 44^ = 63,5 • 0,236+ 18,7 • 0,116 — 52,8-0,384 =
= —3,1 кн-м.
б. От нагрузок на стойки, связанные в раму (рис. 94, б)
Моменты М, прикладываемые в заменяющей схеме (—с прямыми осями,
см. рис. 94, б): М1а = М%. = — 122,9 • 0,083 =—10,2 кн • м; Маз = 66,9 • 0,565 +
+ 122,9-0,158 = + 57,2 кн-м; Мм = 122,9-0,199 = + 24,5 кн-м.
Величины QKp (по табл. 1 прилож. XIX):
для стержня 1—3: к13 — 9,73 (стр. 260); Q13р =—[10,2 (8,1а + 9,73-2,52): 2—
— 57,2- (8,12 — 2,52): 2]: 227,8 = + 4,62 кн (227,8 взято из расчета
стр. 261);
Схема Заменяющая
схема
Рис. 94. К расчету усилий в стойках от постоянных нагрузок:
а — нагрузки, приложенные к стойкам до того, как они были связаны
в раму, и моменты от иих; б — нагрузки, приложенные после образования
рамы, и моменты от них; в —суммарные моменты и продольные силы от обоих
видов нагрузок
262
для стержня 2 — 4: «2, = 6,53 (стр. 260); (?24р = —[—10,2(8,12 +
+ 6,53-2,53): 2 + 24,5-(8,12 — 2,5я): 2]: 211,2 = — 0,87 кн (211,2 взято из рас-
чета <724.8 , стр. 261).
Величины Д и QK (см. стр. 261):
Д = — (4,62 - 0,87): 0,352 = — 10,65; Q13=+4,62 — 10,65-0,200=+2,49 кн;
Qu = — 0,87- 10,65-0,152 = — 2,49 кн; + — правильно.
Моменты:
ма1=мс2 — — 10,2 - 2,49-2,50 = — !6,4 кн-м; Л4а3= - 16,4 + 57,2 =
= + 40,8 кн-м;
М3а = + 40,8 — 2,49-5,60 = + 26,9 кн-м; Mci——16,4+24,5=+8,1 кн-м;
ЛГ4с = + 8,1 — 2,49-5,60 = — 5,8 кн-м.
в. Суммарные усилия от постоянных нагрузок
На рис. 94, с показаны моменты и продольные силы от суммы нагрузок
для случаев а и б. Они получены путем сложения моментов и нагрузок,
показанных на рис. 94, а и о.
Б. Усилия от снеговой и ветровых нагрузок
Расчеты рамы на снеговую и ветровые нагрузки вполне аналогичны
приведенному выше (в пункте А, б) расчету рамына постоянные нагрузки
Рис. 95. К расчету усилий в стойках от снеговой
н ветровых нагрузок:
а — снеговая ^нагрузка н моменты от нее; б — ветровая нагрузка и
моменты от нее при ветре слева; в — то же, при ветре справа
263
[только при ветровых нагрузках, в отличне от других случаев; имеются
еще и силы Н на уровне 1—2, рис. 92, а, в связи с чем Q13 + Q24 при этих
нагрузках дает (— Н), а не нуль]. Результаты расчетов рамы на снеговую
и ветровые нагрузки показаны на рис. 95.
В. Усилия от вертикальных и горизонтальных крановых [нагрузок
При этих нагрузках принимаем, как отмечено иа [стр. 261: Д = 0, и
QK (= QKp) получаем по прилож. XIX сразу.
Усилия от вертикальных крановых нагрузок при положении Атах
у стойки 1—3-_
Моменты М для схемы с выпрямленными осями (рис. 96, а) Ма1 =
= -248,7-0,425 = 105,7 кн-м; Мс2 =—135,0-0,384 = — 51,8 кн-м.
Величины QK (по прилож. XIX, см. также расчет Qk/)flb пункте А, б):
Q13 = - (105,7:2) -(8.12 - 2,52): 227,8 = —13,77 кн; Q24 = - (— 51,8:2)-(8,Р—
- 2,52): 212,2= + 7,28 кн.
Моменты: Ма1 = 13.77-2,5 = 34,4 кн-м; Л4о3 = 34,4 — 105,7=—71,3 кн-м
и т. д.
Рис, 96. К расчету усилий в стойках от крановых нагрузок:
а — вертикальные крановые нагрузки и моменты от них при положе-
нии Атах у стойки 1—3; б — то же. при положении Дтах у стойки 2—4;
в — горизонтальные крановые нагрузки и моменты от них
Аналогично определяются усилия от вертикальных крановых нагрузок
при положения Атах у стойки 2—4 (рис. 96, б) и от горизонтальных кра-
новых нагрузок (рис, 96, в).
264
5. Сводка усилий в стойках
Из рассмотрения полученных эпюр моментов видно, что наиболее опас-
ными сечениями в стойках являются нижние сечения каждой из ступеней
стоек. Имеем следующие опасные сечения: а — /; 3—а; с — 2; 4 —с. Для
них составляем сводные таблицы Мн N. Значения М берем из эпюр М иа
рис. 94—96, N от постоянных нагрузок — из эпюры N, рис. 94, в, Д’
от остальных нагрузок — непосредственно нз схем нагрузок рис. 95 и 96.
В таблице для дополнительных сочетаний М и N от снеговой и всех
крановых нагрузок взяты с коэффициентом 0,9 и М от ветровых нагру-
зок — из эпюр на рис. 95 без коэффициента, так как при составлении этих
эпюр коэффициент 0,9 уже был учтен (стр. 259).
М от горизонтальных крановых сил Ah в таблицах записаны с двумя
знаками: верхние соответствуют принятым на рис. 96, в направлениям сил
ЛЛ> нижние— противоположным направлениям сил Ah .
Помимо М и N от отдельных видов нагрузок, в сводных таблицах при-
водятся и суммарные Л4тах, Л4т1п и Nmax при наиболее неблагоприятных
сочетаниях нагрузок. К Л1тах и Л4т(п приписаны соответствующие им, т. е.
при тех же сочетаниях нагрузок полученные Д', и к Дтах — соответствую-
щие им М.
При суммировании различных М и N от отдельных видов загружения
учтено, что:
1) не может быть никаких сочетаний нагрузок, не включающих в себя
постоянные нагрузки;
2) не могут одновременно действовать:
нагрузки За и 36, т. е. Лшах от кранов на левую стойку и Лгаах от
кранов на правую стойку;
нагрузки 4а и 46, т. е. ЛЛ от кранов в левую стойку и Лй от кранов
в правую стойку;
нагрузки 5а и 56, т. е. ветер слева и ветер справа;
3) не могут действовать горизонтальные нагрузки от кранов (нагрузки
4а или 46), если нет вертикальных нагрузок от кранов (нагрузок За или 36).
6. Расчет сечений стоек
Принятые сечения, их площади F, радиусы инерции г и положения
центров тяжести О показаны в таблице на стр. 257.
Для кладки стоек принимаем кирпич пластического прессования марки
125 и раствор марки 50 (см. требования, стр. 150); для них при F>0,3 м2
R = 1,7 Мн/м2; а =1000. Расчетные длины /0 надкрановых и подкрановых
частей стоек — по указаниям на стр. 157.
П<? изгибу в плоскости рамы сечения рассчитываем на дополнительные
сочетания нагрузок (основные не столь опасны, см. табл, на стр. 266 и
267). Наиболее опасны:
сечение а — 1 при Л4 = Л4т|п =— 39,8 кн-м и Д= 314,5 к«;
сечение 3 — а при Л4=Л4тах= 141,1 кн-м и Д= 789,4 ки;
сечение с — 2 при Л4 = Л/min = — 36,5 кн-м и Д= 254,3 к«;
сечение 4 — с при Л4 = — 81,3 кн-м и X=№iax = 611,1 кн.
По изгибу из плоскости рамы рассматриваем подкрановую часть 3 — а
стейки 1 — 3 при основном сочетании, дающем в сечении 3—а силу
Д = Мпах = 826,2 кн.
Сечение а — 1.
М= — 3№ кн-м-, Д= 314,5 кн- е0 =39,8:314.5 = 0.126 л/<0,45> =
= 0,45 • 0,283 = 0,127 м — малый эксцентрицитет.
По (11. 4): Nv=FR<fi/,
265
ЛНв к«'Л) и Л'(в кн) при основных сочетаниях нагрузок
Нагрузки Стойка 1 — 3 Стойка 2 — 4
сечение а — 1 сечеиие а ~ 3 сечение 3 — а сечение с - 2 сечение с — 4 сечение 4 — с
Л1 М М N М N М N м
1. Постоянные - 18,0 265,3 + 43,9 385,0 + 30,0 458,0 -18,0 205,1 4-5,0 257,9 -8,9 338,1
2. Снег -10,1 54,7 + 35,2 119,5 + 22,8 119,5 -10,1 54,7 ~h 0»8 54,7 -11,6 54,7
3. Крановые верти- кальные а) Лтах слева + 34,4 — -71,3 248,7 + 5,8 248,7 + 18,2 — -33,6 135,0 + 7,2 135,0
б) Дтах справа + 18,7 — -38,7 135,0 + 3,2 135,0 + 33,6 — -61,9 248,7 + 13,2 248,7
4. Крановые горизонтальные + 3,2 — Т 3,2 — ± 9,5 — + 3,6 — + 3,6 — ±8,0 —
Сочетание Л4тах + 19,6 265,3 + 79,1 504,5 — — + 19,2 205,1 + 5,8 312,6 + 12,3 586,8
нагрузок, Afmin -28,1 320,0 — 30,6 633,7 — — -28,1 254,8 — 60,5 506,6 -20,5 392,8
дающее №iax — — + 11,0 753,2 + 68,1 826,2 — — -59,7 561,3 - 15,3 641,5
(в КН'Ж) и Л' (в кн) при дополнительных сочетаниях нагрузок
Нагрузки Стойка 1—3 Стойка 2 — 4
сечеиие а — 1 сечение а — 3 сечение 3 — а сечение с — 2 сечение с — 4 сечение 4 — с
М М N М N М М Л М N
1. Постоянные — 18,0 265,3 + 43,9 385,0 + 30,0 *458,0 -18,0 205,1 + 5,0 257,9 -8,9 338,1
2. Снег - 9,1 49,2 + 31,7 107,6 + 20,5 107,6 - 9,1 49,2 + 0,7 49,2 -10,4 49,2
3. Крановые ' верти- кальные а) Лтах слева + 31,0 — -64,2 223,8 + 5,2 223,8 + 16,4 — -30,2 121,5 + 6,5 121,5
б) <4 max справа + 16,8 — -34,8 121,5 + 2,9 121,5 + 30,2 — -55,7 223,8 + 11,9 223,8
4. Крановые горизонтальные + 2,9 — ± 2,9 — ±8,6 — + 3,2 — ±3,2 — ±7,2 —
5. Ветер а) слева - 12,7 — -12,7 — -81,6 — + и,о — + 11,0 + 62,9 —
б) справа + 14,4 — + 14,4 — + 76,8 — -9,4 — -9,4 — -66,7 —
Сочетание нагрузок, дающее Л4тах + 30,3 265,3 + 90,0 492,6 +141,1 789,4 + 26,4 205,1 . + 16,7 307,1 + 73,1 561,9
Afniin -39,8 314,5 -35,9 608,8 -57,3 458,0 -36,5 254,3 -63,3 481,7 -86,0 387,3
ЛТтах 1 — + 28,7 716,4 1 ” — -62,6 530,9 -81,3 611,1
F = 0,458 л/3 (из табл, иа стр. 257); г = 0,136 .и. /о = 2 • 2,5 = 5,0м;
Хпр = 5,0:0,136 = 37; <р = 0,87. Из прилож. VII: 6 = 1 :[1 Ч-^о ’-(Л — _У)1 —
= 1: (1 + 0,126:0,227) = 0.64.
Wp =0,458 • 1,7 • Юз • 0,87 • 0,64 = 434 kh>N— 314,5 кн.
Расчет по прочности площадки Р соприкасания иадкрановой части
стойки с подкрановой (рис. 97, а).
~F — 0,51 • 0,51 = 0,26 м-. Расстояние между центрами тяжести площад-
ки F и полной площади F сечения а — 1: 25,5 — 22,7 = 2,8 см. Эксцентри-
цитет силы N относительно центра тяжести площадки F: е0 = е0 —
— 2,8= 12,6 — 2,8 = 9,8 см. Расстояние наиболее обжатого края ^площадки
F до ее центра тяжести; у — 51:2 = 25,5 см. е0 =9,8 см <С 0,45 = 0,45X
Х25,5= 11,5 см — малый эксцентрицитет. 6 = 1: (1 + 2 е0 : Л) = 1: (1 + 2Х
Х9,8:51) = 0,72.
б)
N = 254,3кн
ег=139 =
8-— -* ——|
Рис, 97. К расчету сечений стоек:
а — форма н нагрузка сечения а—7; б— то же, сечения с—2
Несущая способность площадки F должна быть ие меиее 7Vp = Х=
= 314.5 кн. Имеем: 314,5-10~3 = ^7?^ = 0,26-7? • 0,87 • 0,72 = 0,1637?, откуда
7? = 314,5-10-3 :163= 10,93 Мн!м2. Над сечением а — 1 устраиваем железо-
бетонную подушку из бетона марки 150 высотой 23,1 см (3 ряда кладки),
длиной 103 см на полную площадь F. Для данного бетона (из прилож. V)
7?б. пр= 6,5 Мн/м2> 1,93 Мн/м?.
268
Сечение 3 — а.
М= 141,1 кн-м; W= 789,4 кн.
F=0,51 • 0,129 = 0,658 л2. е0 = 141,1:789,4 = 0,179 л<0,45у = 0,45Х
Х0.645 = 0,29 м — малый эксцентрицитет. 1$ = 1,25 • 5,6 = 7,0 м; = 7,0 :
:1,29 = 5,4. <р = 0,97. <Ь= 1:(1 + 2 • 0,179:1,29) = 0,78. ЛГР =0,658-1,7-WX
Х0.97 • 0,78 = 846 /cw > Л^= 789,4 кн.
Расчет по продольному изгибу из плоскости рамы.
Расчет производится на осевое сжатие по наибольшей сжимающей силе
826,2 кн (из табл, на стр. 266). Расчетная сила тяжести подкрановой части
3 — а стойки — 73,0 кн (стр. 258) учитывается согласно (10. 4) уменьшен-
ной на 100 — 53 = 47°/о. Таким образом, N= 826,2 — 0,47 • 73,0 = 791,9 кн.
F= 0,658 л2; Zo = 1-25 • 5,6 = 7,0 м; ?пр = 7,0 : 0,51 = 13,7; ? = 0,80.
Np =0,658 - 1.7 - 103 • 0,80 = 895 kh>N= 826,2 кн.
Л4 = —36,5 кн-м; N= 254,3 кн; е0 = 36,5:254,3 = 0,144 м.
Из расчета сечения а — 1: F= 0,458 м~; <р = 0,87; у = 0,283 л; 0,45у =
= 0,127 л<+0 = 0,144 м< 0,7 у — 0,198 м. По (11.5): 2VP =
Расстояние х от точки приложения силы N до границы сжатой зоны
Fc (рис. 97, 6) по (11.8):х = К(51: ЮЗ) • 13 • (2 - 13,9—13) +(13,9—13)2 =
= 9,8 см (точка приложения N является центром тяжести площади Fz ).
Fc = 51 • 23,7 + 2 • 26 • 10,7 = 1210 + 560 = 1770 ел2. Jc = 1210 • [23,72:12 +
+ (23,7 :2 — 9,8)2] + 560-[10,72:12+ (9,8—10,7:2)!] = 78000 ел4.
г с — I/ 78000 : 1770 = 6,6 см.
Расчетную длину иадкрановой части с — 2 стойки при определении <рс
принимаем равной Zq = 2 • 2,50 = 5,00 м, так как эпюра М в этой части
стойки однозначна. X" = Zo : гс = 500:6,6 = 76; <рс = 0,61. По (11.6):<ри =
= (ч> + <ес ) 2 = (0,87 + 0,61) : 2 = 0,74.
з -------- з -------------
По прилож. VII: = у (Fc : F)2 = j/(1770:4580)2 = 0,53.
Np =0,458 • 1,7 • Юз - о,74 • 0,53 = 305 кн >N= 254,3 кн.
Сечение 4 ~~~ с >
М— — И,З кн-м; W=611,l кн; е0 = 81,3:611,1 = 0,133 м.
F= 0,723 л2; г = 0,298 м; у=- 0,604 м; е0= 0,133 л<0,45 - 0,604 =
= 0,272 м — малый эксцентрицитет. Zq = 1,25 • 5,6 = 7,0 м; Хг — 7,0:0,298 =
= 23,5; <р = 0,94. = 1: [1 + е0 : (Л — у)] = 1: (1 + 0,133 : 0,426) = 0,76. Np =
= 0,723 • 1,7 • Юз - 0,94 • 0,76 = 880 кн >N= 611,1 кн.
Замечания по конструированию
Помимо железобетонной подушки, над сечением а — 1 стойки 1 — 3
следует устроить подушки высотой в 3 ряда кладки в обеих стойках в ме-
стах опирания на них ферм (точки 1 — а и 2—с), подкрановых балок
ц балок бокового пролета (точки а — 3 и с — 4). Кроме того, в подкрано-
вую часть каждой из стоек следует уложить не меиее трех поперечных
арматурных сеток и в надкрановую часть — не менее одной такой сетки
(<*- конструктивные указания, стр. 151).
Наружную стену бокового пролета, не оборудуемого кранами
<см. рис. 89), можно выполнить независимо от стоек н стен основного
пролета нз более слабых материалов (кирпича марки 75, раствора марки 10).
ЧАСТЬ IV
Данные для расчета
и проектирования каменных конструкций
(приложения)
ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА СЕЧЕНИЙ ПО ПРОЧНОСТИ
Приложение I
Коэффициенты условий работы т для расчетов
по прочности
Они назначаются к расчетным сопротивлениям материалов дополни-
тельно к коэффициентам, указанным в примечаниях к таблицам сопротив-
лений. В необходимых случаях одному сопротивлению назначают несколько
коэффициентов т.
Таблица 1
Коэффициенты т для каменных, армокаменных и комплексных
элементов
Конструкции или их элементы и условия нх работы Коэффициенты для
кладки т к арматуры т а бетона т6
Элементы с площадью сечения F$J0,3 л/2 0,8 1 0,8
Конструкции незаконченных сооружений в том числе и зимней кладки 1,25 1 1,25
Конструкции, рассчитываемые на нагрузки, которые будут приложены после длитель- ного периода твердения кладки (более го- да), а также на сейсмические нагрузки: при рапоте кладки на сжатие 1,1 1 1
при работе кладки на растяжение, изгиб и срез, когда сопротивление кладки определяется сцеплением с камнем: цементно-известкового раствора 1,2 1 1
пементно-глиняного расгвора 1,1 1 1
Многослойная кладка из кирпича и легкого бетона или камней (тк относится к кир- пичным слоям, т6 — к слоям из других материалов) при применении для некир- пичных слоев: монолитного легкого бетона марки 10 и выше 1 — 0,6
270
Продолжение табл. 1
Конструкции или их элементы и условия их работы Коэффициенты для
кладки т к арматуры т а бетона тб
камней марки 25 и выше 0,9 — 1
камней марки 15 1 — 0,9
камней марки ниже 15 Продольно армированная кладка с учитывав- 1 — 0,5
мой сжатой продольной арматурой 0,85 1 ——
Комплексные конструкции Кладка, усиленная обоймами: для усиливаемой кладки без поврежде- 0,85 • 1 1
НИЙ то же, при наличии частичных разруше- 1 — ——
ний, трещин для бетона обоймы при передаче нагруз- 0,7 — —
ки с двух сторон (снизу и сверху) то же, при передаче нагрузки на обойму — —. 1
с одной стороны (снизу или сверху) то же, без непосредственной передачи — — 0,7
нагрузки на обойму — — 0,35
Примечания: 1. Для виброкирпичных панелей, несущая часть которых
имеет толщину 25 см и менее, принимается тк = 1 ив случаях, когда пло-
щадь их сечения F^0,3 м2.
Для этих панелей коэффициенты, повышающие расчетное сопротивле-
ние при расчете конструкций незаконченных сооружений, не применяются.
2. В многослойной кладке несущая способность заполнений марки 7 и
ниже и односторонних утеплений легким бетоном марки 15 и ниже в рас-
четах не учитывается.
3. При гарантированном производстве предварительных систематиче-
ских испытаний кирпича, камня и раствора: для сжатой кладки из кирпича
или из керамических камней с вертикальными щелевидными пустотами —
тк = 1,2; для сжатой кладки других видов — тк = 1,1; для кладки всех ви-
дов при растяжении или срезе — тк = 1,1.
4. Для зимней кладки и ее арматуры применяются еще и коэффициен-
ты условий работы, указанные в прилож. XXII.
Таблица 2
Коэффициенты mQ для центрально сжатой кладки с керамической
облицовкой и облицовкой силикатным кирпичом
Материал облицовки Стеновые материалы и марки раствора
стеновые ке- рамические камни кирпич обык- новенный и пустотелый пластического прессования кирпич сили- катный и гли- няный полу- сухого прессо- вания
>25 0 и 2 >25 0 и 2 >25 0 и 2
Кирпич пластического прессования: лицевой, обыкновенный и пусто- телый 0,9 0,75 1 1 1 0,75
271
Продолжение табл. 2
Материал облицовки Стеновые материалы и марки раствора
стеновые ке- рамические камни кирпич обык- новенный и пустотелый пластического прессования кирпич сили- катный и гли- няный полу- сухого прессо- вания
>25 0 и 2 >25 0 и 2 >25 0 и 2
То же, полусухого прессования и силикатный кирпич 0,85 0,75 0,9 0,75 1 1
Камни керамические лицевые вы- сотой 140 мм 1 1 0.9 0,75 0,9 0,75
Плиты фасадные керамические за- кладные толстостенные без пустот (рис. 4, а) 0,95 0,8 0,9 0,75 0,9 0,75
То же, тонкостенные с дополни- тельным элементом в хвостовой части (рис. 4,6) 0,85 0,7 0,8 0,65 0,8 0,65
То же, с горизонтальными пусто- тами (рис. 4, в) 0,85 0,7 0,75 0,65 0,75 0,65
Примечание. т0 для закладных толстостенных плит относятся к пли-
там по рис. 4, а высотой 290 мм. При другой их форме /п0 устанавлива-
ются особо на основании экспериментальных данных.
Приложение II
Расчетные сопротивления кладки осевому сжатию R в Мн!м2
В табл. 1—6 R указаны для кладки в возрасте 28 дней. При дру-
гом возрасте R определяют по марке раствора соответственно возрасту.
Таблица 1
R для виброкирпичной кладки заводского изготовления
на тяжелых растворах
Марка кир- пича Марка раствора
150 100 75 50 25
200 4,2 3,8 3,5 3,1 2,4
150 3,4 3,1 2,9 2,6 2,1
125 3,1 2,9 2,6 2,4 1,9
100 2,7 2,5 2,3 2,1 1,7
75 2,2 2,1 2,0 1,8 1,5
Примечания: 1. R для виброкирпичных панелей и блоков толщиной
25 см и более вводятся с коэффициентом 0,85.
2. R, приведенные в табл. 1, относятся к участкам кладки шириной не
менее 40 см. В панелях самонесущих и неиесущих стеи допускается устрой-
ство простенков шириной менее 40 см, но не менее 32 см. При этом R
вводится с коэффициентом 0,8.
3. При проценте армирования виброкирпичных панелей вертикальным»
каркасами р > 0,1°/о R принимаются с коэффициентами, имеющими при
О,1°/о <ip < О,3°/о значение (14-2 р:3) и при р>О,3°/о значение 1,2.
272
Таблица 2
/? для кладки из крупных бетонных сплошных блоков и блрков из
природного камня при высоте ряда кладки 500—1000 мм
Марка бетона или камня Марка раствора
>50 | 25 1 10 1 0
1000 16,5 15,8 14,5 11,3
800 13,8 13,3 12,3 9,4
600 11.4 10,9 9,9 7,3
500 9,8 9.3 8,7 6,3
400 8,2 7,7 7.4 5,3
300 6,5 6,2 5,7 4,4
250 5,7 5,4 4,9 3,8
200 4.7 4,3 4.0 3,0
150 3,9 3.7 3,4 2,4
100 2.7 2,6 2,4 1.7
75 2.1 2,0 1.8 1,3
50 1,5 1,4 1,2 0,85
35 1,1 1,0 0,9 0,6
25 0,75 0,7 0,65 0,4
Примечания: 1. R по табл. 2 принимаются с коэффициентами: а) для
кладки из крупных блоков высотой более 1000 мм—1,1;
б) для кладки из блоков, изготовленных из бесцементиого ячеистого
и крупнопористого бетона—0,8;
в) то же при блоках из цементного ячеистого бетона и из силикатного
бетона марки выше 300—0,9;
г) то же при блоках из плотного тяжелого бетона н нз тяжелого при-
родного камня (с объемной силой тяжести 18,0 кн/м3' и более) —1,1.
2. R для кладки из пустотелых блоков принимаются с коэффициентом:
к = р-1Р-зРит: F6p, где -^ит и ^бр — площади сечения за вычетом н без вы-
чета пустот (площадь нетто и брутто); н — коэффициент снижения проч-
ности блока, зависящий от технологии его изготовления, формы и размера
пустот и устанавливаемый испытанием блока — при отсутствии опытных
данных принимается P4 = FHT :F6p; ц2 — коэффициент снижения прочности
кладки из пустотелых блоков: при FHT: F6p>0,8— р.3=1,0, при 0,8>Гвт:
: F6p > °-7 ~ Fa = °-9, при FHT: F6p < 0,7 — н = 0,8.
3. Как примеч. 2 к табл. 3.
Таблица 3
R для кладки из кирпича всех видов, керамических камней с щелевид-
ными вертикальными пустотами шириной до 12 мм и других камней
иа тяжелых растворах при высоте ряда кладки 50—150 мм
Марка камня Марка раствора
100 75 50 25 10 4 2 0.
300 3,3 3,0 2,8 2,5 2,2 1,8 1,7 1,5
200. 2,7 2,5 2,2 1.8 • 1,6 1,4 1,3 1,0
150 2,2 2,0 1,8 1,5 1,3 1,2 1.0 0,8
125 2,0 1,9 1,7 1,4 1,2 1,1 0,9 0,7
100 1,8 1,7 1,5 1,3 1,0 0,9 0,8 0,6
75 1,5 1,4 i.a. 1,1 0,9 0,7 0,6 0,5
50 — 1,1 Со 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
18 Розекблюмас
273
Примечания: 1. Л для кладки на жестких цементных растворах (без
добавки глины или извести), на легких растворах и на известковых раство-
рах в возрасте до 3 месяцев следует снижать на 15°/о, а для кладки на
цементных растворах без извести с органическими пластификаторами —
на 1О°/о.
2. Для кладки из природного камня с нечисто отесанными постелями
(с выступами более 2 мм) R принимаются с коэффициентами: при полу-
чистой теске (выступыдо 10 мм) — 0,8; при грубой теске {выступы до20лглг)—
0,7; при грубой околке (под скобу) и для бута плитняка—0,6.
Таблица 4
R для кладки из сплошных бетонных [камней и природных камней
пиленых или чистой тески при высоте ряда кладки 200—300 мм
Марка камня Марка раствора
200 150 100 75 50 25 10 * 2 0
1000 13,0 12,5 12,0 11,5 11,0 10,5 9,5 8,5 8,3 8,0
800 11,0 10,5 10,0 9,5 9,0 8,5 8,0 7,0 6,8 6,5
600 9,0 8,5 /8,0 7,8 7,5 7,0 6,0 5,5 5,3 5,0
500 7,8 7,3 6,9 6,7 6,4 6,0 5,3 4,8 4,6 4,3
400 6,5 6,0 5,8 5,5 5,3 5,0 4,5 4,0 3,8 3,5
300 5,3 4,9 4,7 4,5 4,3 4,0 3,7 3.3 3,1 2,8
200 4,0 3,8 3,6 3,5 3,3 3,0 2,8 2,5 2,3 2,0
150 3,3 3,1 2,9 2,8 2,6 2,4 2,2 2,0 1,8 1,5
100 2,5 2,5 2,3 2,2 2,0 1,8 1,7 1,5 1,3 1,0
75 — —— 1,9 1,8 1,7 1,5 1,4 1,2 1,1 0,8
50 — — 1,5 1,4 1,3 1,2 1,0 0,9 0,8 0,6
35 — —— — — 1,0 0,95 0,85 0,7 0,6 0,45
25 — — — — 0,8 0,75 0,65 0,55 0,5 0,35
Примечания: 1. При высоте ряда кладки от 150 до 200 мм и от 300 до
500 мм R принимаются по интерполяции между соответствующими значе-
ниями из таблиц 3—4 и 4—2.
2. Для кладки из шлакобетонных камней на шлаках от сжигания бурых
и смешанных углей в кусках R снижаются на 2О°/о.
3. Кладку из гипсобетонных камней допускается применять только
для сооружений III и IV степени долговечности; при этом R снижаются: для
кладки наружных стен в районах с сухим климатом на ЗО°/о, в прочих
районах на 50°/о; для кладки внутренних стен во всех районах на 2О°/о.
4—как примечание 2 к табл. 3.
Таблица 5
R для кладки нз пустотелых бетонных камней
прн высоте ряда 200—300 мм
Марка камня Марка раствора
100 75 50 25 10 , 4 2 0
100 2,0 1,8 1,7 1,6 1,4 1,3 1,1 0,9
75 1,6 1,5 1,4 1,3 1,1 1,0 0,9 0,7
50 1,2 1,15 1,1 1,0 0,9 0,8 0,7 0,5
35 — 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,55 0,4
25 Примечания — таки е же, как 1, 0,7 2 й 3 и 0,65 табл. 0,55 4.. 0,5 0,45 0,3
274
Таблица 6
7? для кладки из природных камней низкой прочности правильной
формы (пиленых и чистой тески)
Вид кладки Марка камня Марка раствора
25 10 4 2 о
Из природных камней 25 0,6 0,45 0,35 0,3 0,2
при высоте ряда до 15 0,4 0,35 0,25 0,2 0,13
150 мм 10 0,3 0,25 0,2 0,18 0,1
7 0,25 0,2 0,18 0,15 0,07
Из природных камней 25 0,75 0,65 0,55 0,5 0,35
при высоте ряда 15 0,5 0,45 0,38 0,35 0.25
200—300 мм 10 0,38 0,33 0,28 0.25 0,20
7 0,28 0,25 0.23 0,2 0,12
4 — 0,15 0,14 0,12 0,08
Примечания: 1. Для кладки из сырцового кирпича и других грунтовых
камней R принимаются по табл. 6 с коэффициентами: для наружных стен
в районах с сухим климатом — 0,7, в прочих районах — 0,5; для внутренних
стен во всех районах —0,8. Такую кладку разрешается применять только
для сооружений III и IV степени долговечности.
2 — как примечание 2 к табл. 3.
Таблица 7
R для бутовой кладки в возрасте 3 месяцев из рваного бута
Марка камня Марка раствора (в возрасте 28 дней)
100 75 50 25 10 4 2 0
1000 2,5 2,2 1,8 1,2 0,8 0,5 । 0,4 0,33
800 2,2 2,0 1,6 1,0 0,7 0,45 0,33 0,28
600 2,0 1,7 1,4 0.9 0,65 0,4 0,3 0,2
500 1,8 1.5 1,3 0,85 0,6 0,38 0,27 0,18
400 1,5 1.3 1,1 0,8 0,55 0,33 0,23 0,15
300 1,3 1,15 0,95 0,7 0,5 0,3 0,2 0,12
200 1,1 1,0 0,8 0,6 0,45 0,28 0,18 0,08
150 0,9 0,8 0,7 0,55 0,4 0,25 0,17 0,07
100 0,75 0,7 0,6 0,5 0,35 0,23 0,15 0,05
50 — — 0,45 0,35 0,25 0,2 0,13 0,03
35 — — 0,36 0,29 0,22 0,18 0,12 0,02
25 — — 0,3 0,25 0,2 0,15 0,1 0,02
Примечания: 1. Для кладки из постелистого бутового камня 7? повы-
шаются на 50°/о, а при особо тщательной кладке из отборного постелистого
камня ,с приколом камней — на 1000/о. .
2. Для кладки в возрасте 28 дней и меньше 7? при марках раствора
4 и более снижаются на 20°/о. Марка раствора принимается при этом соот-
ветствующей возрасту кладки.
3. И для бутовой кладки фундаментов, засыпанных со всех сторон,
повышается: а) при последующей засыпке пазух грунтом — на 0,1 Мн/м2;
18*
275
б) при кладке в траншеях враспор с нетронутым грунтом или после
длительного уплотнения засыпанного в пазухах грунта (при надстройках)—
на 0,2 Мн/м2.
Это повышение не распространяется на бутовую кладку, выполненную
методом замораживания на растворах со специальными химическими
добавками (стр. 207).
Таблица 8
R для бутобетона
Вид бутобетона Марка бетона
200 150 100 75 50 35
С рваным бутовым камнем марки 200 и выше 4,0 3,5 3,0 2,5 2,0 1,7
То же, марки 100 1— -— ’— 2,2 1,8 1,5
То же, марки 50 и с кирпичным боем — — — 2,0 1,7 1,3
Примечания: 1. Для вибрируемого бутобетона R повышаются на 15°/о.
2. При бетоне марки 200 марка камня должна быть не ниже 300.
Приложение III
Расчетные сопротивления кладки в Мн/м1'. осевому
растяжению Rp; растяжению при изгибе срезу /?ср;
главным растягивающим напряжения Rra.
Верхние значки у обозначений R в таблицах 1н2 означают: R — раз-
рушение по прямому неперевязанному (горизонтальному) шву; R — разру-
шение по зигзагообразному перевязанному шву; R' — разрушение по пря-
мому перевязанному сечению (по камню).
Таблица 1
Сопротивления кладки на смешанных и известковых растворах
разрушению по швам
Вид кладки Вид сопро- тивления Марка раствора
>50 25 10 4 2
Кладка всех видов К . 0,08 о'о5 0,03 0,01 0,005
S 1 s , 2 0,12 0,08 0,04 0,02 0,01
^ср 0,16 0,11 0,05 0,02 0,0.1
Кладка из камней правильной Яр 0,16 0,11 0,05 0,02 0,01
формы ^р.и 0,25 0,16 0,08 0,04 0,02
Бутовая кладка ~R„ 0,12 0,08 0,04 0,02 0,01
р 2₽.и /?ср 0,18 0,24 0,12 0,16 0,06 6,08 0,03 0,04 0,015 0,02
276
'Примечания: 1. Сопротивления вибрированной кладки из глиняного
кирпича вводятся с коэффициентом 1,25, невибрированной кладки на жест-
ких растворах без добавки глины или извести — с коэффициентом 0,75,
кладки из дырчатого и щелевого кирпича и пустотелых бетонных камней —
с коэффициентом 1,25.
2. Сопротивления отнесены к полному сечению разрыва или среза
кладки.
3. При отношении глубины перевязки к высоте ряда кладки менее
единицы значения сопротивлений /?р и Лрн для кладки из камней
правильной формы умножаются на указанное отношение.
4. Для кладки из обычного силикатного кирпича сопротивления по
табл. 1 берутся с коэффициентом 0,7, а при силикатном кирпиче, изготов-
ленном из мелкого (барханного) песка,— по опытным данным. При расчете
на раскрытие трещин по формуле (14.9) /?р и по табл. 1 принимаются для
всех видов силикатного кирпича.
Таблица 2
Сопротивления кладки из камней правильной формы разрушению
по камню
Вид сопротивления Марка камня
200 150 100 75 50 35 25 15 10
7?р 0,25 0,2 0,18 0,13 0,1 0,08 0,06 0,05 0,03
Яр.и и Ягл 0,4 0,3 0,25 0,2 0,16 0,12 0,1 0,07 0,05
Яср 0,10 0,8 0,65 0,55 0,4 0,3 0,2 0,14 0,09
Примечание. 7?р, 7?ри, Rrn отнесены к полной площади сечения кладки,
a Rcp — только к площади сечения камня (к площади сечения кладки нетто,
за вычетом вертикальных швов).
Сопротивления бутобетона
Таблица 3
Вид сопротивления Марка бетона
200 150 100 75 50 35
*р и Лгл 0,2 0,18 0,16 0,14 0,12 0,1
^р.и 0,27 0,25 0.23 0,2 0,18 0,16
277
Приложение IV
Расчетные сопротивления арматуры, применяемой
для кладочных конструкций, Ra, в Мн/м2
Арматура Сталь класса Холоднотяи. проволока
A-I А-П
Сетчатая В кладке с продольной арматурой и в комп- 150 — 180
лексных конструкциях: 190 240 250
продольная
отогнутая и хомуты 170 215 175
В конструкциях, усиленных обоймами: 150 180
поперечная продольная без непосредственной передачи 190
нагрузки на обойму то же при передаче нагрузки на обойму 43 — —
с одной стороны 130 — —
то же при передаче нагрузки с двух сторон 190 — —
Анкера и связи в кладке 240
на растворе марки :> 25 190 250
на растворе марки 10—4 105 135 180
Примечание. для других видов стали принимаются не выше, чем для
стали класса А-П или соответственно обыкновенной арматурной проволоки.
Приложение V
Расчетные сопротивления /?6 и модули упругости
ЕвъМн/м2 бетона, применяемого в кладке
и в комплексных конструкциях
Таблица 1
Ад-для бетона в продольно армированных конструкциях и
£в для тяжелого бетона (с объемной силой тяжести 18,0 кн/м3 и более)
Расчетная величина и ее обозначение Бетон марки
200 150 100 75
Сопротивление осевому сжатию (призменная прочность) А6пр 8,0 6,5 4,4 3,0
Сопротивление сжатию при изгибе Абн 10,0 8,0 5,5 3,7
Сопротивление растяжению А6р 0,72 0,58 0,45 0,36
Модуль упругости Е6 26500 23000 19000 —
278
Таблица 2
/?б.прдля бетона в конструкциях без продольной арматуры
Марка бетона 150 100 75 50 35
•^б.Пр 6,0 4,0 2,7 1,8 1,25
Примечание. Для бетонов
7?б. пр принимают равными 0,3
марки ниже 35 в многослойных стенах
от марки бетона.
Приложение VI
Данные для расчета кладки на продольный изгиб
Обозначения: = l0 : b и Хг = /0: г — гибкости; 10 — расчетная длина
(см. главу 10); b — меньший размер прямоугольного сечения; г — наименьший
радиус инерции сечения.
Таблица 1
Упругая характеристика кладки а
Вид камней кладки Марки раствора
>25 ю 4 2 0
Крупные блоки из тяжелого и крупнопо- ристого бетона на тяжелых заполните- лях и из тяжелого природного камня (у ^>18,0 кн/м3) 1500 1000 750 750 500
Тяжелые природные и цементные бетон- ные камни и бут 1500 1000 750 500 350
Крупные блоки из легкого бетона, сили- катного бетона, автоклавного ячеистого бетона, крупнопористого бетона на лег- ких заполнителях, легкого природного камня 750 750 500 500 350
Керамические камни и кирпич глиняный пластического прессования, обыкновен- ный и пустотелый, легкобетонные кам- ни и легкие природные камни 1000 750 500 350 200
279
Продолжение табл. 1
Вид камней кладки Марки раствора
>25 10 4 2 0
Кирпич силикатный 750 500 350 350 200
Кирпич глиняный полусухого прессова- ния, обыкновенный и пустотелый 500 500 350 350 200
Примечания: 1. Значения а по табл. 1 действительны для неармиро-
ванной и продольно армированной кладки. При поперечном сетчатом
армировании аа — а • /?н ; [см. (16.5)].
2. При гибкости 8 или Хг 28 разрешается а для кирпича всех
видов принимать как для кирпича пластического прессования.
3. а в табл. 1 действительны и для виброкирпичных панелей и блоков.
4. Для бутобетона а =1500.
5. Для кладки на легких растворах а принимают с коэффициен-
том 0,7.
Таблица 2
Коэффициенты продольного изгиба кладки <р
Г ибкость Упругие характеристики кладки «р
X» Хг 1500 1000 750 500 350 200
4 14 1,00 1,00 1,00 0,98 0,94 0.90
6 21 0,98 0,96 0,95 0,91 0,88 0,81
8 28 0,95 0,92 0,90 0,85 0,80 0.70
10 35 0,92 0,88 0,84 0,79 0,72 0,60
12 42 0,88 0,84 0,79 0,72 0,64 0,51
14 49 0,85 0,79 0,73 0,66 0,57 0,43
16 56 0,81 0,74 0,68 0,59 0,50 0,37
18 63 0,77 0,70 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 0,10 0,07
50 173 0,17 0,15 0,13 0,10 0,08 0,05
54 187 0,13 0,12 0,10 0,08 0.06 0,04
Примечания: 1. При промежуточных значениях гибкостей q> принима-
ются по интерполяции.
2. Значения у для гибкостей, превышающих предельные (по приложе-
нию XV),' применяются при определении <fc в случае расчета на внецент-
ренное сжатие с большими эксцентрицитетами [см. (11.6)].
280
Таблица 3
Коэффициенты тм, учитывающие влияние длительного действия
нагрузки
Г ибкость Вид кладки и % армирования
из глиняного кирпича и керами- ческих камней из силикатного кирпича
V
<0,194 >0,394 <0,1% >0,394
8 28 1.0 1.0 1,0 1,0
10 35 0,96 1.0 0,95 0,96
12 42 0,92 0,96 0,90 0,92
14 49 0,88 0,93 0,85 0,88
16 56 0,84 0,89 0,80 0,84
18 63 0,80 0,85 0,75 0,80
20 70 0,75 0,81 0,70 0,77
22 76 0,71 0,78 0,65 0,73
24 83 0,67 0,74 0,60 0,69
26 90 0,63 0,70 0,55 0,65
Примечания: 1. тлп по табл. 3 распространяются и на кладку из бетон-
ных и природных камней, крупных бетонных блоков и блоков из природ-
ного камня; для изделий, изготовленных' на цементном вяжущем, и природ-
ных камней тап принимаются как для кладки из глиняного кирпича, а при
силикатном вяжущем — как для кладки из силикатного кирпича.
2. В табл. 3 указаны проценты армирования двойной симметричной
арматурой. При армировании между 0,1 и О,3°/о /пдл определяются по интер-
поляции.
3. Для элементов толщиной 30 см и более или с радиусом инерции
сечения 8,7 см и более^принимается тм = 1.
Приложение VJI
Расчет внецентренно сжатых элементов
Лр =FR <f ф (см. главу 11)
Значения коэ< 1фициентов ф
Вид кладки Какой эксцентрн- цнтет х. Кирпичная, вибро- кирпичная, из кера- мических и бетонных камней, бутовая кладка Из крупных бетонных блоков, кроме блоков из ячеистого и круп- нопористого бетона Из крупных блоков, изготовленных из ячеистого и крупно- пористого бетона, из природных камней
малый (₽о^0,45у) 1 1 + е0: (/ 1-J) F : F
большой (<?0>0,45_у) з, V (FC:F)3 1,25 (Fc :F) * с •
Примечание. Для прямоугольных сечений е0: (й —у) = 2е0: h и Fc : F=
= 1—2е0 • й-
281
Предельные допустимые отношения у=/?с R сопротивления
кладки местному сжатию к ее сопротивлению
сжатию по всему сечению
Под местной нагрузкой подразумевается нагрузка на площадку смятия
Fc от конца балки, прогона и т. п., под основной — от вышележащей
кладки и ее нагрузок.
Вид камней кладки Нагрузка приложена к сечению F кладки
посередине у края или у угла
местная нагрузка местная + 4- основная местная нагрузка местная + 4-основная
Вибрированные кирпич- ные панели и блоки, керамические камни и крупные бетонные блоки (кроме блоков из ячеистого и круп- нопористого бетона), бутобетон, бутовая кладка 1,5 2,0 1.2 1,5
Блоки из ячеистого и крупнопористого бе- тона, из природных камней 1,2 1,5 1,0 1,2
Кирпич и обыкновенные бетонные камни 2.0 2,0 1,2 1,5
Примечания: 1. Если нагрузка приложена к кладке из кирпича или
керамических камней у края или угла площади F на площадке Ёс длиной
25 см и более, у принимается по таблице, а если на площадке длиной 12 см
и меиее,— равным 1,5 при местной нагрузке и 2,0 при местной и основной
нагрузке; при длинах между 25 и 12 см у принимаются по интерполяции.
2. При марке раствора 2 и 0 у для всех видов кладки принимаются
как при блоках из ячеистого бетона.
Приложение IX
Расчет сечений продольно армированных
изгибаемых элементов
/?,. = 1,25R (для кладки R „р =R)
- Nc=b х Ru
zc=he-0,5x
= 1 — 0,5а; z = ~[h0 ;
А — а (1—0,5а) = ау;а=1—К1—2А; Мр = Abh^Rn . ho —
AbRn
282
а 7 А а т А а 7 А а 7 А
0,05 0,975 0,049 0,19 0,905 0,172 0,33 0,835 0,276 0,47 0,765 0,360
0,06 0,970 0,058 0,20 0,900 0,180 0,34 0,830 0,282 0,48 0,760 0,365
0,07 0,965 0,068 0,21 0,895 0,188 0,35 0,825 0,289 0,49 0,755 0,370
0,08 0,960 0,077 0,22 0,890 0,196 0,36 0,820 0,295 0,50 0,750 0,375
0,09 0,955 0,086 0,23 0,885 0,204 0,37 0,815 0,302 0,51 0,745 0,380
0,10 0,950 0,095 0,24 0,880 0,211 0,38 0,810 0,308 0,52 0,740 0,385
0,11 0,945 0,104 0,25 0,875 0,219 0,39 0,805 0,314 0,53 0,735 0,390
0,12 0,940 0,113 0,26 0,870 0,226 0,40 0,800 0,320 0,54 0,730 0,394
0,13 0,935 0,122 0,27 0,865 0,234 0,41 0,795 0,326 0,55 0,725 0,400
0,14 0,930 0,130 0,28 0,860 0,241 0,42 0,790 0,332 0,56 0,720 0,404
0,15 0,925 0,139 0,29 0,855 0,248 0,43 0,785 0,337 О; 57 0,715 0,408
0,16 0,920 0,147 0,30 0,850 0,255 0,44 0,780 0,343 0j58 0,710 0,412
0,17 0,915 0,156 0,31 0,845 0,262 0,45 0,775 0,349 0^59 0,705 0,416
0,18 0,910 0,164 0,32 0,840 0,269 0,46 0,770 0,354 0,60 0,700 0*420
Примечание. При а <0,05 (и Л <0,049) можно принять’=0,975 (в этом
случае eq ф Л).
ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА КЛАДКИ ПО ДЕФОРМАЦИЯМ
И ТРЕЩИНОСТОЙКОСТИ
Приложение X
Предельные относительные деформации епр растяжения
кладки, гарантирующие от появления недопустимых
трещин в покрытиях ее растянутой поверхности
Вид н назначение покрытия t £пр
Гидроизоляционная цементная штукатурка для конструкций, подверженных гидростатическо- му давлению жидкостей 8-10-ь
Кислотоупорная штукатурка на жидком стек- ле и однослойное покрытие из плиток камен- ного литья (диабаз, базальт) на кислотоупорной замазке 5-10-5
Двух- и трехслойное покрытие из прямо- угольных плиток каменного литья на кислото- упорной замазке при растяжении вдоль длинной стороны плиток То же вдоль короткой стороны плиток 10-10-5 8-10-5
Примечания: 1. Расчет по деформациям покрытий неармированной
кладки, рассчитанной по прочности, не требуется:
при известковых, цементно-известковых и цементных штукатурках —
для всех случаях расчета;
283
при других покрытиях — для кладки, удовлетворяющей расчету на
прочность по сопротивлению кладки растяжению по неперевязанным швам.
2. При продольном армировании кладки, а также при оштукатурива-
нии неармированной кладки по сетке епр для ее покрытий увеличивается
на 25°/о.
Приложение XI
Коэффициенты условий работы для расчета кладки
по трещиностойкости
Таблица 1
Коэффициенты ттпо раскрытию трещин (швов кладки)
Условия работы кладки Степень долговечности
I П ш
Неармированная внецентренно нагруженная и растянутая кладка 1.5 2 3
То же, с гидроизоляционной штукатуркой для конструкций, работающих на гидростатиче- ское давление жидкости 1,2 1.5 2
То же, с кислотоупорной штукатуркой или об- лицовкой на замазке на жидком стекле 0,8 1 1
То же, с декоративной штукатуркой для кон- струкций с повышенной отделкой 1,2 1,2 —
Примечание. znT назначаются: в расчете неармированной или конст-
руктивно армированной кладки — сопротивлениям ц кладки; в расчете
продольно армированной кладки — сопротивлениям R[ (по прилож. XII)
арматуры. Если продольное (конструктивное или учитываемое) армирова-
ние р 5> 0,05°/о, то тт вводится с множителем, имеющим при 0,05°/о</7<0,1°/о
значение (0,75 + 5р) и при р;>О,1°/о— значение 1,25.
Таблица 2
Коэффициенты ттц для кладки с керамической облицовкой
по образованию трещин в облицовке при центральном сжатии
Материал облицовки Стеновые материалы и марки раствора
керами- ческие камни кирпич глиняный кирпич силикатный
пластического прессования полусухого прессования
>25 0и2 >25 0 и 2 >25 0 и 2 >25 0 и 2
Кирпич пластического прессования: лицевой, обыкновенный и пусто- телый X X X X 0,8 0,85 0,7 0,75
284
Продолжение табл. 2
Материал облицовки Стеновые материалы и марки раствора
керами- ческие камин кирпич глиняный кирпич силикатный
пластического прессования полусухого прессования
>25 0и2 >25 0и2 >25 0и2 >25 0и2
То же полусухого прессо- вания (и силикатный кирпич) X X X X X X X X
Камни керамические ли- цевые, высотой 140 мм X X 0,85 0,95 0,7 0,85 0,6 0,75
Плиты фасадные керами- ческие закладные I. При заполненных швах в облицовке: а) толстостенные без пустот (рис. 4, а) 1.2 1,2 1 1 0,75 0,85 0,6 0,85
б) тонкостенные (рис. 4, б) 1,1 1,05 0,95 0,95 0,65 0,75 0,55 0,75
в) с горизонтальными пустотами (рис. 4, в) 1 0,9 0,8 0,8 0,6 0,65 0,45 0,65
II. При временно неза- полненных швах: а) толстостенные без пустот (рис. 4, а) 1,5 1,35 1,3 1.3 1 1 1,1 1,2
б) тонкостенные (рис. 4, б) 1,5 1,3 1,2 1,1 1 0,9 1 0,8
в) с горизонтальными пустотами (рис. 4, в) 1,4 1,2 1.1 1 1 0,7 0,9 0,7
Примечания: 1. zwT ц для закладных толстостенных плит относятся к
плитам по рис. 4, а высотой 290 мм. При другой их форме тт ц устанав-
ливаются особо на основании экспериментальных данных.
2. Для случаев, отмеченных в табл. 2 значком «X», проверка прочности
облицовки по трещинам не требуется.
Приложение XII
Расчетные сопротивления арматуры FQ в Мн/м2
для продольно армированных конструкций
при расчете их по раскрытию трещин
Наименование конструкций Условия работы Степень долговечности
I » Ш
Изгибаемые и растя- нутые элементы в условиях агрессив- ной для арматуры среды Растяжение кладки в горизон- тальном направлении (по пе- ревязанному сечению) Растяжение кладки в вертикаль- ном направлении (по непере- вязанному сечению) 42 25 60 35 60 35
285
Наименование конструкций Условия работы Степень долговечности
I » П1
Гидроизоляционная цементная штукатурка 17 25 35
Емкости при нали- Кислотоупорная штукатурка на жидком стекле и однослойное покрытие из плиток каменно- го литья на кислотоупорной замазке 12 15 15
чии специальных требований непро- ницаемости пок- рытий каменных конструкций Двух- и трехслойное покрытие из прямоугольных плиток ка- менного литья на кислотоупор- ной замазке: растяжение вдоль длинной стороны плиток 30 35 35
растяжение вдоль короткой стороны плиток 17 25 25
ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КАМЕННЫХ ЗДАНИЙ
Приложение XIII
Предельные расстояния s между температурными швами
в неармированных стенах, м
Расчетная зимняя наружная температура Стены из глиняного кирпича, керамических камней и крупных блоков на растворах марок Стены из силикатного кирпича, силикатных блоков и бетонных камней на растворах марок
100-50 25-10 4 100—50 25—10 4
Ниже — 30°С 50 75 100 30 40 50
От —21 до —30°С 60 90 120 40 50 60
От —И до— 20°С 80 120 150 45 60 80
— 10°С и выше 100 150 200 50 75 100
Примечания: 1. В таблице приведены значения 5 для отапливаемых
зданий. Для закрытых неотапливаемых зданий s уменьшаются на 30°/о, для
открытых каменных сооружений — на 50°/о.
2. Для кладки из природного камня $ принимаются как для кладки из
силикатного кирпича, но с коэффициентом 1,25.
3. Для стен из бутобетона и крупнопористого бетона s принимаются
в 2 раза меньшими, чем для кладки из бетонных камней на растворах
марок 100—50, но не менее 20 м для стен внутри здания или в грунте и
не менее 10 м для открытых сооружений.
4. В подземных сооружениях из кладки, расположенных в зоне промер-
зания грунта, s могут быть увеличены в 2 раза.
5. Для стен из комбинированной кладки, например из глиняного кир-
пича с облицовкой силикатным кирпичом, s определяются как среднее зна-
чение между ;s для Кладки из глиняного и силикатного кирпича.
6. Для промежуточных значений расчетной зимней наружной темпера-
туры s определяются по интерполяции.
286
Приложение XIV
Деление кладок на группы
Обозначения: Ri — марка камней; /?2 — марка раствора; /?б — марка
бетона, из которого изготовлено заполнение или вкладыши.
Вид кладки Группа кладки
I п Ш IV
Виброкирпичные панели; крупные блоки из кир- пича или камней (ви- брированные и неви- 7?2>25
бриро ванные) Сплошная кладка из кирпича или других камней правильной формы;
Л, >50 Л2>10 Я2 = 4 — —
То же; /?, = 35 и 25 — Я3 = 10 Д2 = 4 —
То же; /?,= 15,10 и 7 .— — R2 — любая —-
То же; 7?i = 4 Кладка из грунтовых — — Известко- R3 — любая Глиняный
материалов Облегченная кладка из кирпича или бетонных камней с перевязкой горизонтальными тыч- вый раствор раствор
ковыми рядами или 7?2>25; /?Э> 10 R6 = 7 или
скобами Облегченная кладка ко- лодцевая (с перевяз- кой вертикальными 7?б >25 /?2>25; Яб =10 и 15 Л2>10 /?б 15 или засыпка —
стенками) Кладка из бута под скобу или из плит- 7?б>25 засыпка — —
няка Кладка из по стел и сто го 7?2>50 Я2 = 25 и 10 Я3 = 4 Глиняный
бута — Я3>25; R2 = 10 и 4 раствор
Кладка из рваного бута — 7?2>50 Я2 = 25 и 10 Я2 = 4
Бутобетон R6 > 100 Яб=75 и 50 /?б=35 — .
Приложение XV
Предельная гибкость стен, перегородок и столбов
Обозначения: Н — расстояние между перекрытиями, равное высоте
этажа за вычетом толщины перекрытия в месте заделки; в одноэтажных
зданиях — расстояние от чистого пола до нижней грани покрытия;
I—свободная длина стены между надежно с ней связанными (посредством
перевязки камней, заделки в борозды, анкеров и т. п.) устойчивыми верти-
кальными ее опорами (поперечными стенами, стойками и т. п.);
287
h — толщина стены, меныная сторона сечения столба; для стен с пиля-
страми и столбов сложного сечения Л = 3,5 г, где r=V J-.F — радиус
инерции; при круглых сечениях диаметром d: h = 0,85 d;
8 — гибкость стены или столба, имеющая следующее значение:
при —
при 1<Z:/Z<2 ₽ = (Я+ Z):3ft;
при /://<1 fy-l-.H [Яв этом случае ограничивается лишь,
расчетом на прочность (с учетом продольного изгиба)].
Гибкость р не должна превышать приводимых ниже предельных значе-
ний рпр.
Таблица 1
₽пр для стеи, несущих перекрытия или покрытия
Марка раствора Группа кладки (по приложению XIV)
I II Ш IV
>50 25 22
25 22 20 17 —
10 20 17 15 14
< 4 — 15 14 13
Примечания: 1. В табл. 1 приведены значения для стен без прое-
мов из камней правильной формы при Z://^2,5. Для других условий при-
нимаются поправочные коэффициенты по табл. 2.
2. Для стен с продольным армированием не менее 0,05°/о в одном нап-
равлении ₽пр увеличивается на 2О°/о, в двух направлениях — на ЗО°/о.
3. Для столбов [3— принимаются по табл. 1 с коэффициентами сниже-
ния, приведенными в табл. 3.
4. Для свободно стоящих, наверху в двух направлениях не раскреплен-
ных стен и столбов рпр в нераскрепленном направлении уменьшаются на
ЗОо/о.
Таблица 2
Поправочные коэффициенты К к значениям рпр для различных
условий конструирования стен и перегородок
Характеристика стен и перегородок
Стены и перегородки, не несущие нагрузки от перекрытий
или покрытий при h >25 см
То же, при й^15 см
Стены с проемами
Перегородки с проемами
Стены при 2,5 < Z : //^3,5
То же, при Z://>3,5 и при отсутствии вертикальных опор
Стены из бутовой кладки и бутобетона
1,2
1,6
V^ht • ^бр-
0,9
0,9
0,8
0,8 •
Примечания: 1. Общий поправочный коэффициент, равный произведем
нию частных коэффициентов К, принимается , не ниже коэффициента
снижения, установленного в табл. 3 для столбов.
2. При 15 с-и<й< 25 см величина К определяется по интерполяции.
3. FnT и Дбр принимаются по горизонтальному сечению стены.
288
Таблица 3
Коэффициенты снижения значений Рпр для столбов
Толщина столбов, см Столбы из камней правильной формы Столбы нз бутовой кладки и бутобетона
>90 0,75 0,60
70—89 0,70 0,55
50-69 0,65 0,50
> >50 0,60 0,45
Примечание. ₽пр для простенков шириной менее толщины стены
принимаются как для столбов в пределах высоты проемов.
Приложение XVI
Предельные расстояния ZCT
между устойчивыми поперечными конструкциями
в зданиях жесткой конструктивной схемы, м
Тип
перекрытий
Вид перекрытий или покрытий
Группа кладки (по прило-
жению XIV)
I И III IV
А
Б
В
Железобетонные и армокаменные
монолитные и сборные замоноли-
ченные
Сборные железобетонные; железобе-
тонные балки с настилом из плит
или камней
Деревянные
54 42
42 36
30 24
30
24
18
Примечания: 1. Указанные в таблице значения /ст уменьшаются:
а) при скоростных напорах ветра 0,7 и 1,0 кн/м-г — соответственно
на 15 и 25°/о;
б) при высоте зданий более 20 м — на 1Ос/о, более 32 м — на 2О°/о и
более 48 м — на 25°/о;
в) для узких зданий при fc<2/7 (fc —ширина здания, Н — высота эта-
жа) — пропорционально величине (fc : 2/7).
2. Указанные в таблице расстояния /ст не распространяются на здания
из крупных панелей.
3. В сборных замоноличенных перекрытиях (тип А) стыки между
плитами следует усилить для передачи через Г них растягивающих усилий
путем сварки выпусков арматуры или прокладки в швах дополнительной
арматуры с заливкой швов раствором марки > 100 (в легкобетонных пе-
рекрытиях ^>50).
4. В перекрытиях типа Б швы между плитами или камнями, а также
между элементами заполнения и балками следует тщательно заполнить
раствором марки не ниже 50.
19 Розенблюмас
289
Приложение XVИ
Допускаемая этажность несущих стен
Вид кладки Толщина стены, см Марки камней п
150 100 75 50 ’а 35
Кирпичная с воздушной прослой- 55 6 6 5 4
кой 42 5 5 4 3

Из легкобетонных пустотелых 39—59 —. — 5 3 2
камней, сплошная 29 — —. 4 3 2
19 — — 2 2 2
То же, с воздушной прослойкой 42—52 5 3 2
То же, с облицовкой в 1/2 кир- 52 — — 5 3 2
пича 42 .— — 4 3 2
32 — — 2 2 2
Облегченная кирпичная 50—75 51-68 6 6 5 4
с заполнением бето- 50—75 38-42 5 5 4 4 —
ном или бетонными 25—35 51-68 5 4 4 3 —
вкладышами при бето- 25—35 38—42 5 4 3 3 —
ие марки 10—15 51-68 4 4 3 3 —
10-15 38-42 4 3 3 2 —
Колодцевая (с верти- 25—35 51-68 5 4 4 3
кальными диафрагма- 25—35 38-42 5 4 3 3 —-
ми) при заполнении 10—15 51-68 4 4 3 2 —
вертикальных пустот 10—15 38-42 4 3 3 2 —
бетоном марки 4— 7 38-68 4 3 3 2 —
Кирпичная, отепленная изнутри 51 9 8 7 5 —
плитами на относе (сила тяжес- 38 7 6 5 4 —.
ти отепления не более 1,0 кн/м?) 25 5 5 5 3 —.
12 5 5 4 2 —
Примечания: 1. Облегченная и колодцевая кладка с засыпкой применяв
ется в зданиях не выше 2 этажей.
2. При высоте этажа Н>3,6м предельная этажность определяется
путем умножения числа этажей, указанного в таблице, на 3,6 : Н (Н—в м)
с округлением до ближайшего целого числа.
3. Толщина кирпичных стен с воздушной прослойкой в таблице указана
без учета штукатурки и с плитами на относе—без учета плитного отепли-
теля.
4. Этажность самонесущих стен конструктивно не ограничивается.
290
* В случаях, помеченных данным значком, расход стали показан прн предварительно напряженном армировании.
19*
291
Т а б л и ц а Я
Показатели по стенам на л«2 глухого участка
Наименование показателей Конструкция стены Тол- щина, см 1 Масса кг Стои- мость, руб. 2 Затра- ты тру да, чел. дна 3 -я Расход
Кирпича, шт Бетона, раст- вора, -МЭ Цемента, кг 1 Стали, кг Утеплителя, м3 *
В 2’/3 полнотелых крас- ных кирпича ручной кладки 66 0 1220 17,5 1,73 1,25 250 0,20 37 1,8
В 2 облегченных крас- ных кирпича ручной кладки [ 53 0 880 13,6 1,28 0,89 200 0,16 30 1,4
Трехслойные ж/б панели по проекту 1-464А 25 16 290 11,2 0,65 0,22 0,12 32 5,3 0,12
Панели из керамзитобе- тона (т=8,0—9,0 кн/м3) 30 0 250 10,1 0,64 0,22 0,28 66 3,6
Виброкирпичные двух- слойные панели в ’/2 кирпича по проекту 1-466к 29 12 420 11,5 0,66 0,22 42 0,10 41 5,6 о,к?
Виброкирпичные трех- слойные панели по проекту 1-447к 40 10 550 13,8 0,76 0,23 64 0,14 55 8,4 о, оз
Вибрированные панели из 45-щелевых керами- ческих блоков РОСНИИМСа 33 0 410 10,8 0,72 0,23 18 бло- ков 0,12 35 5,2
Стены в Р/а полнотелых красных кирпича руч- ной кладки 42 0 770 9,8 0,9 0,5 150 0,15 27 0,6
Ж/б панели сплошного сечения по проекту 1-464А 12 0 290 4,6 0,30 0,10 0,12 34 1,6
Виброкирпичные одно- слойные панели в ’/я кирпича по проекту 1-466к 14 0 290 5,4 0,36 0,10 47 0,05 20 2,7 -*-«!
Виброкирпичные в 2 слоя по 1/3 кирпича по проекту 1-447к 27 0 380 6,9 0,48 0,11 68 0,07 28 2,6 ->*
1 В числителе дана полная толщина стены, в знаменателе — толщина
находящегося в ней слоя утеплителя.
3 Стоимость включает накладные расходы и зимнее удорожание.
3 Затраты труда в числителе указаны полные, в знаменателе—затраты
труда на постройке.
292
Приложение XIX
Расчет стоек
Таблица 1
Поперечные силы Q2 в верхнем конце двухступенчатых стоек»
заделанных внизу и шарнирно опертых наверху, и смещения Д2
верхнего конца свободно стоящих двухступенчатых стоек
а] Обозначения и знаки
6) и Иг=$22-от единичных Воздействий.
В) Ог и 6 2 от нагрузок:
3EJ
9г=~^г~131.каз ^2 " п0 таблице)
Схема Смещение Л2 Схема Смещение
Г , М 2\ + 2EJ № -X J + + к(аг~х.2)] 7 11 i
-’j ai и P*3 e x + 24 £ J (4L~X)
Г). FT +• [(l-а) (2l+x)-i- +x(a-xf(2a x)] 4 It + a3(3K->l)]
[ 1 d px3 . * 120 EJ (5L
Таблица 2
Поперечные силы Q2 в верхнем конце трехступенчатых стоек,
заделанных внизу и шарнирно опертых наверху, и смещения Да
верхнего конца свободно стоящих трехступенчатых стоек
а) Обозначения
EJ EJ
и Е2-^гг огп единичных воздействий
$22
13чк,а3+кгЬ3
3EJ
б) Ог и от нагрузок
г.з (л,-т таблице)
г I нкрг+НгЪ 1 2
С хрма Смещение Дг Схема Смещение Л2
4 Г + к,(аг-хг)+ к2(62- х1)] gpj [(1~х) х)+ ♦ к, (а- х)2 (2а^х)ч ^(b-xffeb+x)]

i
X 77777 + £т[(1г-х2) + **{(аг-хг)] Ё р 1 + вEJ [(l x) (2l*x)+ + кг(а-х) (2a чх)]
X 77177) X '1 + 6ej (^~x) (^^х)
-) 11 + £j(L'+K’a4+ ^Ь*) р 1 1* + ^Э[(813-61гЬчЪ3)к чк1(ва3-6агЪчЪ3)ч *з«2ь3]
Таблица 3
Повороты концов двухступенчатых стоек, шарнирно опертых внизу и
наверху
Обозначения и знаки
С2 2
С хема Побороты Р1 и fc?
м1 -1 || 4/ " * 3EJL1 +ка 1',-г Вел'б‘"°’(‘-н)1
&& М,-1 & ? ^2, ^2! = '>'3EJl^l3'tKCl^+ Lb+b^
< Л 1 ZZZZ/Z, * Г7 . «/fc =^^ур[1(1г-3аг)-2ка3] ьг~ ~г[1(1г-ЗЬг)^а2(1-2Ь)]
о 4 = +^^^з(1+х')+каУ(а','х^кЬ7-(га+х^ ^2=i~ l^1 * Kay ±b ^Kbi (Zb
Примечания: а) к таблицам 1 и 2. Определение смещений промежуточ-
ных точек свободно стоящих стоек.
Смещение промежуточной точки 2 стойки 1—2—3 (рис. 98, а) опреде-
ляется с помощью таблицы 1 или 2 настоящего приложения как смещение
Д3 верхней точки 2 стойки 1—2 (рис. 98, б), к которой в этой точке прило-
жена равнодействующая всех вышележащих нагрузок и их момент относи-
тельно точки 2;
Рис. 98. К расчету стоек с помощью приложения XIX:
«, 6 — замена расчета смещения промежуточной точки 2 стойки 1—2—3 расче-
там смешения верхней точки 2 укороченной стойки 1—2; в. г — замена* расчета не-
симметричной стойки расчетом симметричной стойки.
б) к таблицам 1 и 3. Расчет бесступенчатых стоек.
Бесступенчатые стойки рассчитываются по формулам для’двухступенча-
тых стоек, приведенным в таблицах 1 и 3 настоящего приложения, подставив
в эти формулы: E2h = EJ или, что то же: к = 0;
в) к таблицам 1, 2 и 3. Расчет несимметричных стоек.
Несимметричные стойки (рис. 98, в) рассчитываются по формулам таб-
лиц 1, 2 и 3 настоящего приложения как симметричные стойки (рис. 98, г),
к уступам которых приложены в соответствующих направлениях дополни-
тельные моменты от вертикальных грузов.
ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЧАСТЕЙ КАМЕННЫХ
ЗДАНИЙ
Приложение XX
Данные для проектирования неармированных перемычек
Таблица 1
Предельные пролеты перемычек, м
Марка раствора Рядовые перемычки Клинчатые перемычки Арочные перемычки с подъемом
1/8—1/12 пролета 1/5—1/6 пролета
50-100 2,00 2,00 3,50 4,00
25 1,75 1,75 2,50 3,00
10 - 1,50 2,00 2,50
4 — 1,25 1,75 2,25
296
Примечании: 1. В таблице приведены предельные пролеты перемычек
из кирпича, бетонных и природных камней марок А» 75. При Rt = 35—50
предельные пролеты уменьшаются на 20°/о, при = 15—25—на ЗО*/о.
2. Арочные перемычки с пролетами больше указанных в таблице кон-
струируются и рассчитываются как арки.
Таблица 2
Расстояние а кривой давления в замке от верха перемычки и на
опорах от низа перемычки,
доли от расчетной высоты перемычки h
Марка камня Марка раствора
100 50 25 10 4
>75 0,10 0,12 0,15 0,20 0,25
<50 — 0,15 0,20 0,25 0,30
Приложение XXI
Д энные для проектирования сводов двоякой кривизны
Таблица 1
Координаты точек осей сводов и углы наклона касательных
в этих точках
Очертание оси свода Цепная линия Квадратная парабола
/ 1 1 2 1 3 1 г 1 5 любое
X 1 .V / tg V У 1 tg <р 2. / tg » У f tgf У / IgT-'-j
0,00 0,00 2,44 0,00 1,49 0,00 1,07 0,00 0,85 0,00 4,00
0,05 0,22 2,04 0,21 1,29 0,20 0,94 0,20 0,75 0.19 3,60
0,10 • ,40 1,70 0,39 1,10 0,38 0,82 0,37 0,65 0,36 3,20
0,15 0,4» 1,40 0,54 0,93 0,53 0,70 0,52 0,56 0,5V 2,80
0,20 0,68 1,14 0,67 0,78 0,66 0,59 0,65 0,48 0,64 2,40
0,25 0,79 0,90 0,77 0,63 0,76 0,48 0,76 0,39 0,75 2,00
0,30 0,87 0,70 0,85 0,49 0,85 0,38 0,85 0,31 0,84 1,60
0,35 0,93 0,51 0,92 0,36 0,92 0,28 0,91 0,23 0,91 1,20
0,40 0,97 0,33 0,96 0,24 0,96 0,19 0,96 0,15 0,96 0,80
0,45 0,99 0,16 0,99 0,12 0,99 0,09 0,99 0,08 0,99 0,40
0,50 1,00 0,00 1,00 0,00 1,00 0,00 1,00 0,00 1,00 0,00
297
Примечание. При промежуточных значениях у значения у и tg ср для
цепной линии определяются по линейной интерполяции.
Таблица 2
Расчетные характеристики поперечных сечений сводов
Типы сводов Ширина волны ft, см Стрела подъема /, см Полная высота h, см Площадь сечения F, см2 Расстояние ! центра тяже- сти у0, см Момент инерции /0, см = Sg 5 «*** 0. хк Предельный пролет свода 1 *пр, м
Кирпичные своды тол- щиной В ’Л кир- пича 100 100 150 200 200 250 200 250 20 25 40 40 50 50 60 60 26,5 31,5 46,5 46,5 56,5 56,5 66,5 66,5 710 740 ИЗО 1410 1470 1780 1540 1830 16,5 19,7 29,0 29,4 35,4 35,7 41,5 42,1 22860 42500 164700 204000 344000 409000 503700 592200 5,7 7,6 12,1 12,0 15,3 15,2 18,1 18,0 1 8 12 12 15 15 18 18
в ’/2 кир- пича 200 250 250 300 60 60 70 70 72 72 82 82 2860 3380 3500 4040 44,9 45,1 51,0 51,8 916400 1101200 1555400 1825000 17,9 18,1 21,1 21,3 21 21 24 24
Своды из камней толщиной 9 см 200 250 200 250 250 300 50 50 60 60 70 70 59 59 69 69 79 79 2040 2460 2130 2530 2600 3040 36,9 37,1 43,0 43,3 49,5 49,5 463600 566600 694700 842600 1159200 1336500 15,1 15,2 18,1 18,2 21,1 21,0 15 15 21 21 24 24
Своды из камней, из- готовлен- ных из яче- истого бе- тона, тол- щиной 14 см 200 250 200 250 250 300 300 50 50 60 60 70 70 80 64 64 74 74 84 84 94 3175 3840 3330 4000 4100 4750 4850 40,3 39,9 46,0 46,0 52,2 52,5 59,2 722400 917800 1083500 1272000 1841000 2100000 2792000 15,1 15,5 18,0 18,1 21,2 21,1 24,0 15 15 18 18 21 21 24
16 см 200 200 250 300 300 50 60 70 70 80 66 76 86 86 96 3630 3800 4670 5400 5550 41,1 47,6 54,0 54,0 60,0 854500 1237500 2129000 2421000 3169000 15,3 18,1 21,1 21,2 23,9 15 18 21 21 24
298
ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ КАМЕННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ, ВОЗВОДИМЫХ В ЗИМНИХ УСЛОВИЯХ
Приложение XXII
Дополнительные коэффициенты условий работы
для кладки, возводимой методом раннего замораживания
Этими коффициентамн учитывают влияние понижения сцепления обык-
новенного раствора (без химических добавок) с камнем и арматурой в резуль-
тате раннего замораживания кладки при температуре t = — 4°Си ниже.
Условия работы кладки тк для кладки та для арматуры
Сжатие кладки из кирпича и камней правильной
формы • 1,00 -—
Сжатие бутовой кладки . 0,80 .—.
Растяжение, изгиб, срез по швам всех видов . 0,50 —
Использование сетчатого армирования в стадии
законченного здания — 0,67
То же, в стадии оттаивания — 0,50
Примечание. Сопротивление зимней кладки нз крупных кирпичных
блоков (вибрированных и невибрированных), изготовленных при положи-
тельной температуре, в расчетах для стадии законченного здания принима-
ется равным сопротивлению блоков, умноженному на тк=0,9, и в расчетах
для стадии оттаивания —на тк=0,6.
Приложение XXIII
Прочность цементных и смешанных растворов в зави-
симости от продолжительности и температуры твердения
(в °/о от их 28-дневной прочности при £ = + 15°С)
Возраст кладки в днях Температура твердения t в градусах С
1 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
1 1 4 6 10 14 19 24 29 34 40 45
1,5 2 6 10 15 20 26 33 39 46 54 65
2 3 8 13 19 25 32 40 48 57 67 80
3 5 12 19 26 35 44 52 61 70 79 90
5 10 20 30 39 48 57 65 74 82 91 100
7 16 27 39 50 59 68 76 84 92 99 105
10 24 37 51 62 72 80 87 94 100 106 —
14 33 48 63 75 84 91 97 102 106 —— —
21 45 62 78 90 97 102 106 109 — — —
28 55 72 88 100 106 110 — — — — —
Примечание. Таблица составлена для растворов на портландцементе;
при шлаковом и пуццолановом портландцементах необходимо учитывать,
что нарастание прочности растворов при t < + 15°С резко замедляется.
Это учитывается путем умножения значений, приведенных в таблице: при
t от + 10 до+ 14°С — на 0,8; от 5 до + 9°С — на 0,6; от + 1 до + 4°С—на 0,2.
299
Приложение X XI V
Глубина оттаивания замороженных стен
при одностороннем отогревании
В числителе записана глубина оттаивания в °/о от толщины стены
для стеи из сухого глиняного кирпича (влажностью 6°/о), в знаменателе то
же, для стен из силикатного кирпича или из влажного глиняного кирпича
(влажностью 1О°/о — для кирпича осенней заготовки).
Толщина стен Расчетная темпе- ратура воздуха f°C Длительность отогревания, сутки
наруж. внутр. I 3 1 5 1 10 28
2 кир- пича — 5 4- 5 4- 25 4- 40 30/20 45/40 20/10 60/40 75/70 20/10 70/50 85/80 30/20 80/70 90/90 35/30 80/80 90,90
- 15 + 15 4- 25 4- 50 10/5 20/10 45/35 30/20 40/30 70/55 30/30 50/40 70/60 30/30 50/50 70/65 40/30 50/50 70/70
— 25 4- 15 4- 25 4- 50 10/10 25/25 20/10 30/20 50/45 20/10 30/30 55/50 20/20 40/30 60/50 20/20 40/30 60/—
2’/а кир- пича — 5 + 5 4- 25 4- 40 20/15 30/30 15/10 45/30 60/55 15/15 55/45 75/70 25/20 70/60 85/85 40/30 75/75 85/85
— 15 4- 15 4- 25 4- 50 5/- 15/5 25/25 20/15 30/20 55/45 30/20 40/30 65/55 • 30/30 45/40 70/60 40/30 55/45 70'70
— 25 4- 15 4- 25 4- 50 5/5 25/15 15/5 20/20 45/40 15/15 30/20 55/45 20/15 40/30 60/55 20/15 40/30 60/60
3 кир- пича - 5 + 5 4- 25 4- 40 20/10 25/25 10/5 40/30 50/45 20/10 50/40 65/60 25/20 65/55 85/80 35/35 80/65 90/90
— 15 4- 15 4- 25 4- 50 5/- 10/5 20/20 20/10 25/25 45/40 25/20 40/30 50/50 30/25 45/45 60/60 40/30 50/50 65/60
— 25 4- 15 4- 25 4- 50 5/5 10/10 10/6 25/20 40/30 20/10 30/25 50/45 20/20 40/30 50/50 25/20 40/35 50/50
300
Приложение XX V
Несущая способность Nv рано замороженных
и затем с одной стороны отогретых стен
при осевом сжатии в стадии оттаивания
Np определяется по Np — Np.o <». где Np.o — несущая способность
при осевом сжатии кладки на растворе марки Они- коэффициент упроч-
нения кладки при одностороннем отогревании.
Значения коэффициента «> для кладки на растворах, изготовлен-
ных иа портландцементе.
Прочность раствора у отогретой грани стены, Мн’м* Глубина оттаивания стены, % от ее толщины
20-39 40 59 60 и более
0,2 1,00 1,05 1,20
0,4 1,00 1,05 1,20
1,0 1,05 1,10 1,30
1.5 1.10 1,20 1.50
2.5 1,15 1,40 1.70
5,0 1,20 1,60 1.90
Примечания: 1. Глубина оттаивания стен определяется по приложе-
нию XXIV или на основании фактических измерений температуры в сече-
ниях стен.
2. Прочность раствора иа внутренней грани стены определяется по
приложению XXIII или путем испытания образцов, отобранных из швов
кладки.
3. Для кладки иа растворах, изготовленных с применением медленно
твердеющих цементов (пуЦцолаиовый или шлаковый портландцемент и т. п.),
коэффициенты упрочнения принимаются равными 0,5 (<о + 1).
4- Если Npi определенная описанным путем, окажется больше Пр
при проектной марке раствора, то несущая способность Стены в стадии
оттаивания принимается равной Np .
ЛИТЕРАТУРА
1. Дмитриев А. С. Каменные конструкции. М., 1960.
2. Жемочкин Б. Н. Плоская задача расчета бесконечно длинной балки
иа упругом основании. М., 1937.
3. Исследования по каменным конструкциям. Сборники под редакцией
проф. Л. И. Онищика. М., 1949, 1950, 1957.
4. Кузнецов Г. Ф., Антипов Т. П., Морозов Н. В. Конструкции кир-
пичепанельиых жилых зданий. М., 1963.
5. Морозов Н. В., Сыпчук П. Ф., Липецкий Я- И. Виброкирпичные
панели. М., 1960.
6. Онищик Л. И., Елкин А. В. «О пространственной жесткости круп-
ноблочных зданий* и сборнике «Крупнопанельное и крупноблочное
строительство в СССР». М., 1958.
7. Оиищик Л. И. Каменные конструкции. М.—Л., 1939.
8. Оиищик Л. И. Расчет каменной кладки с керамической облицовкой,
М„ 1960.
9. Пастернак П. Л. Комплексные конструкции. Сборник «Исследова-
тельские работы по инженерным конструкциям». М„ 1949.
10. Пильдиш М. Я., Поляков С. В. Каменные и армокаменные конструк-
ции зданий. М., 1955.
11. Поляков С. В., Коиоводченко В. И. Прочность и деформации сбор-
ных виброкирпичных и эффективных кладок. М., 1961.
12. Поляков С. В., Фалевич Б. Н. Каменные конструкции. М., 1960.
13. Прочность и устойчивость крупнопанельных конструкций. Труды
ЦНИИСК. Выпуск 15, под редакцией С. А. Семенцова и В. А. Камейко.
М„ 1962.
14. Семенцов С. А. Каменные конструкции. М., 1953.
15. Шерешевский И. А. Жилые здания. Конструктивные системы и
элементы для индустриального строительства. М.—Л., 1962.
16. Инструкция по назначению типов каменных стен при проектиро-
вании зданий (СН 35-58).
17. Инструкция по применению керамических материалов для обли-
цовки фасадов зданий (СН 52-59).
18. Инструкция по проектированию и возведению каменных сводов дво-
якой кривизны (И -133-56).
19. Инструкция по производству каменных работ в зимних условия?
(И-184 - 54). М., 1957.
20. Строительные нормы и правила. Часть II, раздел В. глава 2. Камен*
ные конструкции. Нормы проектирования. СНиП II—В. 2—62.
Анатолий Моисеевич. Розенблюмас
КАМЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Научный редактор К. В. Шмурнов
Редактор издательства Л. С. Купершмидт
Художественный редактор Н. К. Гуторов
Технический редактор Р. К. Воронина
Корректор Л. 3. Черникова
Сдано в набор 11/IX-63 г. Подписано к печати 1/Х-64 г.
. Бумага 6QX901/»®* 19 печ. л. 19,32 уч.-изд. л.
Тираж 15.000. Т— 11976. Изд. № От-21. Цена 78 к. Тип. зак. 1313.
Издательство «Высшая школа», Москва. И-51. Негли иная. 29/14.
Комбинат печати имени Камиля Якуба Управления по печати
при Совете Министров ТАССР. Казань, ул. Баумана, 19, 1964 г.