7. Прочность кладки при изгибе

Изгиб в каменной кладке вызывает растяжение, которым и опреде­ляется прочность кладки по растянутой зоне. Однако, если определить раз­рушающий момент как для упругого материала, приняв в растянутой зоне расчетное сопротивление R_t (как для центрального растяжения), то разру­шающий момент оказывается примерно в 1,5 раза меньше, чем при натур­ных испытаниях. Это объясняется тем, что момент внутренних усилий тео­ретически определялся, исходя из треугольной эпюры распределения нормальных напряжений как для упругого тела (рис. 12.12,а):

Рис. 12. 11. Срез кладки из камней правильной формы:

а – по неперевязанным сечениям; в, г – срез по неперевязанному шву в кладке подпорной стены и в пяте арки; д – срез кладки по перевязанному шву в консольном свесе

(12.4)

Рис 12. 12.

На самом же деле благодаря тому, что в кладке кроме упругих имеют место и пластические деформации, эпюра нормальных напряжений криволинейная (рис. 12.12,б) и, если ее принять прямоугольной (что очень близко к фактической эпюре), то получим:

(12.5)

то есть в 1,5 раза больше, чем при упругой работе. В практических расчетах пользуются формулами сопротивления материалов и момент сопротивления W определяют как для упругого материала. Расчетное сопротивление кладки растяжению при изгибе по перевязанному сечению R_tb принимают примерно в 1,5 раза больше, чем расчетное сопротивление кладки при центральном растяжении R_t.

На рис. 12.13 показана часть здания, левый угол которого получил осадку, что привело к образованию трещин по косой штрабе в подоконных поясах. Эти трещины являются следствием возникновения главных растя­гивающих напряжений при изгибе.

Рис. 10.13.

56. Нормативные и расчетные сопротивления каменной кладки.

!!!Бредово, но толкового ответа в лекциях не нашел, а этот с кривыми формулами в источнике

Нормативным сопротивлением кладки сжатию называется предел прочности кладки в возрасте 28 суток, устанавливаемый с учетом статистической изменчивости на основе испытаний образцов кладки в виде столбов высотой (где d — наименьший размер поперечного сечения) в количестве, достаточном для получения достоверных данных.

При исследовании на сжатие с боковых сторон в средней части испытываемого образца ( 37) устанавливают механические приборы для измерения деформаций — индикаторы часового типа с погрешностью измерений не более 0,01 мм. Базу приборов (высоту образца, на которой измеряются деформации) принимают кратной целому количеству рядов кладки (высота камня плюс толщина горизонтального шва) и не более d. Нагрузка на образец подается ступенями, приблизительно равными ОД iVp, с выдержкой на каждой ступени 5 мин. Общая продолжительность испытания образца обычно составляет около 1 ч. Во время испытания фиксируют: на каждой ступени нагрузки соответствующие ей мгновенные (сразу после приложения нагрузки) и полные (после выдержки) деформации кладки; нагрузку Л^тр, при которой появляются первые трещины, характер их образования и развития; разрушающую нагрузку. Np и характер разрушения образца.

 Результаты испытаний обрабатываются вероятностно-статистическими методами, которые в частности, учитывают изменчивость свойств кладки и составляющих ее материалов, возможность превышения действительных сопротивлений над нормативными, а также оценивается степень надежности (достоверности) расчетных параметров.

При определении нормативной прочности кладки Rn необходимо учитывать, что действительная прочность кладки может отличаться от средней статистической. Поэтому на основе опыта строительства в расчет вводят показатели прочности кладки со степенью надежности 95,4%; при этом нормативное сопротивление кладки должно быть равно наименьшему контролируемому значению временного сопротивления кладки:

При сжатии всех видов кладки (кроме вибрированной) k~2r вибрированной — & —2,5. При растяжении, изгибе и срезе для всех видов кладки /г —2,25.

По данным исследований различных видов кладки столбов и простенков площадью сечения более 0,3 м2, выполненной при положительных температурах, определены расчетные сопротивления кладки R (см. главу СНиП «Каменные и армокаменные конструкции. Нормы проектирования»).

Расчетные сопротивления при расчете каменных конструкций на выносливость, а также по образованию трещин при многократно повторяющихся нагрузках умножают на коэффициент йрюъ принимаемый в зависимости от коэффициента асимметрии Ркл [см. формулу (9)]

57. Деформативные свойства каменной кладки. Начальный модуль упругости и модули деформаций кладки. Упругая характеристика кладки.

В каменн кладке, работающ на центральн сж, каждый отдельный кирпич работает на изгиб, поэтому прочность кладки не > 40-50% прочности камня и несущественно зависит от прочности р-ра. Но на прочность кладки влияет квалификация каменщика и вибрирование.

Основн прочностные хар-ки кладки: 1. Расч сопр-ние осевому сж-R-определяемое по табл. 2-8 СНиП в зависимости от вида кладки с учетом коэфф-та усл-я раб γ_с , принимаемого по СНиП; 2. Временное сопр-ние сж – R_u: R_u=kR (k - коэфф по таблице 14 СНиП); 3. Расч сопр-ине осевому растяж-ю – R_t; 5. Расч сопр-ние растяж-ю при изгибе – R_tb(R_tw); 6. Расч сопр-ние срезу – R_sq (по табл. 10-12 СНиП).

Каменн кладка – упругопластический мат-л, т.е. под нагрузкой она приобретает не только упругие, но и пластические деф-ции, кот. необх. учитывать при расчете.

Пластические свойства кладки хар-ся начальным модулем упругости: Е_o=tgφ_o=R_uα, Α – упругая хар-ка кладки по табл. 15 СНиП.

При расчете каменн констр-ий с учетом ползучести на действие постоянной и длительной нагрузки модуль упругости необх разделить на коэфф-т ползучести υ – по п 3.23 СНиП

Модуль деформаций кладки определяют в точке с заданным напряжением: E=tgφ. E – принимают по п. 3.22 СНиП

58. Расчет по несущей способности центрально сжатых элементов каменных конструкций.

Расчет элементов неармированных каменных конструкций при центральном сжатии производится по формуле

, (13.1)

где N - расчетная продольная сила;

R - расчетное сопротивление сжатию кладки;

φ - коэффициент продольного изгиба;

A - площадь сечения элемента;

m_q – коэффициент, учитывающий длительность действия нагрузки.

Расчет (подбор сечения) центрально сжатого элемента (столба) по формуле (13.1) осуществляется методом последовательного приближения и заключается в следующем:

а) определяются нагрузки для рассчитываемого столба N и N_g (на уровне того или иного этажа), вычисляя их как сумму нагрузок от всех этажей, лежащих выше расчетного сечения столба с приближенным учетом собственной массы столба как нагрузки, составляющей 5…10% от расчетной;

б) выбирается материал кладки (вид и марка камней и вид и марка раствора) и оценивается ее расчетное сопротивление R;

в) задается некоторое значение φ, по которому принимаются соответствующие значения λ_h (λ_i);

г) по найденной гибкости λ_h (λ_i) определяется коэффициент η;

д) используя предварительно собранные на столб нагрузки N и N_g, определяется коэффициент m_g;

е) по формуле (13.1) вычисляется площадь поперечного сечения столба А:

, (13.2)

отвечающая при заданной нагрузке материалу кладки и принятому коэффициенту φ;

ж) значение А из формулы (13.2) выражаем через конкретные размеры поперечного сечения столба h x b = A, если столб прямоугольный, или

h x h = A, если столб квадратный, округляя их до величин, кратных (с учетом толщины швов кладки) размерам кирпича (камня) в плане;

з) по принятым геометрическим размерам поперечного сечения столба, упругой характеристике кладке α и расчетной высоте столба вычисляется его гибкость λ_h (λ_i);

и) находим коэффициенты φ и η, соответствующие λ_h (λ_i) по п. з) и определяем коэффициент m_q;

к) полученные значения φ и m_g, точнее произведение этих коэффициентов φ·m_g, сравниваем с исходным. Если полученное произведение (φ·m_g)_пол отличается от исходного (φ·m_g)_исх более чем на 5%, т.е. имеет место неравенство

, (13.3)

то расчет следует повторить, приняв полученные значения φ и m_g за исходные.

Расчет считается законченным при удовлетворении неравенства

. (13.4)

Окончательные размеры поперечного сечения столба соответствуют последнему значению (φ·m_g)_исх в изложенном процессе последовательного приближения.

Процесс последовательного приближения удобнее начинать с φ=1,0. В этом случае η=0 и m_{g исх}=1,0. Следует также учитывать условие m_g=1,0, если h≥30 см или i≥8,7 см.

Расчеты показывают, что, как правило, достаточно 1-2 приближений для удовлетворения неравенства (13.4).

59. Расчет по несущей способности внецентренно сжатых элементов каменных конструкций.

Внецентренное сжатие является наиболее распространенным видом силового воздействия на каменные конструкции. Это воздействие испытывают, в частности, такие важнейшие элементы зданий, очень часто выполняемые из камня, как стены (простенки) и столбы.

Как уже отмечалось, каменная кладка обладает упруго-пластическими свойствами, поэтому для расчета каменных конструкций на внецентренное сжатие неприменимы формулы, по которым рассчитываются на этот вид воздействия элементы из упругих материалов.

Характер напряженного состояния кладки при внецентренном сжатии зависит от величины эксцентриситета е₀ приложения продольной силы N. При небольших эксцентриситетах все сечение сжато (рис. 13.1, а). С его ростом эпюра напряжений становится двухзначной (рис. 13.1, б), т.е. сечение испытывает не только сжатие, но и растяжение. При достаточно больших эксцентриситетах даже при малых нагрузках напряжения в растянутой зоне элемента могут превысить предельное сопротивление кладки растяжению при изгибе, и в растянутой зоне появятся горизонтальные трещины (рис. 13.1, в). Появление этих трещин не приводит к разрушению элемента, если величина напряжения в сжатой зоне не больше предельной, и нагрузка на него может быть увеличена, пока не будет использована несущая способность сжатой зоны сечения. Разрушающая нагрузка может в несколько раз превысить нагрузку, при которой образовались трещины в растянутой зоне кладки.

Эксперименты на внецентренно сжатых образцах кладки показали:

а) фактическое разрушающее усилие в 1,5…2,0 раза больше полученного теоретического по формулам сопротивления материалов как для упругого материала. Частично такое расхождение объясняется криволинейностью эпюры напряжений в отличие от прямолинейной эпюры напряжений, принимаемой как для упругого материала с постоянным модулем упругости;

б) в момент разрушения деформации кладки при внецентренном сжатии значительно больше, чем при центральном сжатии. Отчасти это объясняется тем, что менее напряженная часть сечения в какой-то мере помогает работе более напряженной части и происходит перераспределение напряжений благодаря пластическим деформациям кладки;

в) при значительных эксцентриситетах (е₀ ) приложения нагрузки N (рис.13.2,а) в растянутой зоне возникнут трещины, что приведет к изменению работы сечения. Если трещина глубиной t, то нетрудно видеть, что величина эксцентриситета- е₀ уменьшится и станет равной:

е₁ = 0,5· (h – t) – (0,5·h – e₀) = e₀ – 0,5·t.

Рис. 13.1. Виды эпюр напряжений при внецентренном сжатии кладки

Если в этом выражении принять е₁=0, то получим, что е₀=0,5·t, то есть при раскрытии трещины до величины t=2·е₀ действующая нагрузка N будет центральной по отношению к оставшемуся сечению.

При раскрытии трещины происходящее уменьшение момента сказывается больше, чем уменьшение сечения по мере образования трещин.

Этим обстоятельством и объясняется некоторое возрастание несущей способности элемента до определенного предела после раскрытия трещины, так как создается более равномерное распределение напряжений по сечению за счет уменьшения эксцентриситета приложения нагрузки к оставшемуся сечению. Такое явление свойственно только внецентренному сжатию, так как при поперечном изгибе первая трещина уменьшает сечение, но не уменьшает момент, и поэтому сечение разрушается.

При расчете каменных элементов, работающих на внецентренное сжатие, учитывается фактически несущая способность сжатой зоны кладки. При этом необходимо отметить, что прочность этой зоны вследствие сдерживающего влияния окружающей растянутой или растрескавшейся кладки (эффекта обоймы), как и при местном сжатии, выше по сравнению с прочностью кладки при испытании на центральное сжатие. Этот эффект тем больше, чем меньше относительная высота сжатой зоны, то есть чем больше величина эксцентриситета.

Ширина и глубина раскрытия трещин в кладке, естественно, должны быть ограничены.

Специальные эксперименты позволили определить зависимость между эксцентриситетами (е₀) приложения силы, расстоянием от более сжатой грани сечения до центра тяжести сечения (у) и величиной раскрытия швов кладки. Нормами установлены предельные значения эксцентриситетов.

Наибольшая величина эксцентриситета (с учетом случайного) во внецентренно сжатых конструкциях без продольной арматуры в растянутой зоне не должна превышать 0,9·у – для основных сочетаний нагрузок и 0,95·у – для особых сочетаний нагрузок. В противном случае необходима установка продольной арматуры в растянутой зоне. В стенах толщиной 25 см и менее наибольшая величина эксцентриситета с учетом случайного не должна превышать для основного сочетания нагрузок 0,8·у, для особого – 0,7·у, где у – расстояние от центра тяжести до края сечения в сторону эксцентриситета (рис. 13.2, б). При этом расстояние от точки приложения силы до более сжатого края сечения должно быть не менее 2 см.

При расчете стен толщиной 25 см и менее должен учитываться случайный эксцентриситет, который суммируется с эксцентриситетом продольной силы. Величина случайного эксцентриситета принимается равной, см, для стен:

- несущих – 2;

- самонесущих, а также для отдельных слоев трехслойных несущих стен – 1.

Рис. 13.2.

При е₀>0,7·у, кроме расчета внецентренно сжатых элементов по прочности необходимо выполнять расчет по раскрытию трещин в швах кладки.

На основании экспериментальных исследований при расчете кладки на внецентренное сжатие приняты следующие предпосылки:

- расчет исходит из условия равновесия между внешней расчетной силой N и прямоугольной эпюрой сжимающих напряжений в кладке взамен действительной криволинейной эпюры, как показано на рис. 13.2,б;

- размер эпюры сжимающих напряжений h_c принимается таким, чтобы центр тяжести сжатой зоны А_с совпадал с точкой приложения внешней сжимающей силы N.

Уравнение для расчета неармированной кладки на внецентренное сжатие получается из суммы проекций всех сил на продольную ось элемента(рис. 13.2, б). С учетом гибкости, длительности действия нагрузки и эффекта обоймы расчет внецентренно сжатых неармированных элементов каменных конструкций производится по формуле:

; , (13.5)

где R – расчетное сопротивление кладки сжатию;

А_с – площадь сжатой части сечения;

ω – коэффициент, определяемый по формулам, приведенным в таблице ;

φ – коэффициент продольного изгиба для всего сечения в плоскости действия изгибающего момента, определяемый по расчетной высоте элемента l₀;

φ_с – коэффициент продольного изгиба для сжатой части сечения, определяемый по фактической высоте элемента Н в плоскости действия изгибающего момента при отношении или гибкости , где h_с и i_с – высота и радиус инерции сжатой части поперечного сечения (площадь А_с) в плоскости действия изгибающего момента.

Для прямоугольного сечения , , где h – высота сечения в плоскости действия изгибающего момента; е₀ – эксцентриситет расчетной силы N относительно центра тяжести сечения.

Для таврового сечения (при е₀>0,45·у) приближенно принимается А_с=2·(у-е₀)·b и h_c=2·(у-е₀), где у – расстояние от центра тяжести сечения элемента до его края в сторону эксцентриситета; b – ширина сжатой полки или толщина стенки таврового сечения, в зависимости от направления эксцентриситета.

При знакопеременной эпюре изгибающего момента по высоте элемента (рис. 13.3) расчет прочности производится для сечений с максимальными изгибающими моментами различных знаков. Коэффициент φ_с в этом случае определяют по высоте части элемента в пределах однозначной эпюры изгибающего момента при отношениях или гибкостях

или

и или ,

где H₁ и H₂ – высоты частей элемента с однозначной эпюрой изгибающего момента;

h_с1, i_c1, h_с2, i_с2 – высоты и радиусы инерций сжатой части элементов в сечениях с максимальными изгибающими моментами.

Таблица

Коэффициент ω, учитывающий влияние эксцентриситета

№ п/п	Вид кладки	Сечение
		произвольной формы	прямоугольное
1	Все, кроме указанных в п.2 данной таблицы	Определяется по формуле	Рассчитывается по формуле
2	Из камней и крупных блоков, изготовленных из ячеистых и крупнопористых бетонов; из природных камней (включая бут)	1	1

Примечание: Если 2·у<h, то при определении коэффициента ω вместо 2·у принимают h.

Элементы, работающие на внецентренное сжатие, должны быть дополнительно рассчитаны на центральное сжатие в плоскости, перпендикулярной к плоскости действия изгибающего момента, если ширина их поперечного сечения b<h.

Рис. 13.3. Знакопеременная эпюра изгибающего момента для внецентренно сжатого элемента

В общем случае для сложных типов внецентренно сжатых поперечных сечений положение границы расчетной сжатой части сечения определяется из условия равенства нулю статического момента этой части сечения относительно оси, проходящей через точку приложения сжимающей силы. Для таврового сечения расстояние от точки приложения силы до границы расчетной сжатой зоны х определяется по формулам:

а) при эксцентриситете в сторону полки (рис. 13.4, а)

(13.6)

Если е₁≤с/2, то в сжатую часть будет входить только часть полки, симметричная относительно точки приложения силы N; в этом случае х=е₁;

б) при эксцентриситете в сторону ребра (рис. 13.4, б)

(13.7)

При е₂≤d/2; х=е₂.

Рис. 13.4. Определение сжатой части сечения внецентренно сжатых элементов таврового профиля:

а – эксцентриситет в сторону полки; б – эксцентриситет в сторону ребра

60. Элементы каменных зданий с сетчатым армированием. Материалы, область применения, назначение сеток, конструктивные особенности, схема разрушения.

Поперечное (сетчатое) армирование с расположением арматуры в горизонтальных швах кладки (рис. 14.1) препятствует развитию в ней поперечных деформаций, воспринимает растягивающее усилие и тем самым разгружает соответствующие компоненты кладки, повышая ее прочность в 2,0-2,5 раза.

Сетчатое армирование применяется для усиления кладки из кирпича всех видов, а также из керамических камней со щелевидными вертикальными пустотами при высоте ряда не более 150 мм. Усиление сетчатым армированием кладки из бетонных и природных камней с высотой ряда более 150 мм менее эффективно.

Сетчатое армирование допускается применять только в тех случаях, когда повышение марок кирпича, камней и растворов не обеспечивает требуемой прочности кладки и площадь поперечного сечения элемента не может быть увеличена.

Не допускается применять сетчатое армирование стен помещений с влажным и мокрым режимами.

Сетчатое армирование применяется только при отношениях или гибкостях , а также при эксцентриситетах, не выходящих за пределы ядра сечения (для прямоугольного сечения е₀≤0,17h). При больших значениях гибкости и эксцентриситетов сетчатое армирование прочности кладки не повышает.

Марка кирпича, применяемого для армокаменных конструкций, как правило, должна быть не менее 75, а камня- не менее 50. Как исключение при соответствующем обосновании может быть допущено применение кирпича марки 50 и камня марки 35.

Марка раствора, в который укладывают арматуру, должна быть не ниже 50.

Для сетчатого армирования применяются сталь горячекатаная круглая гладкая класса А240 и проволока обыкновенная арматурная низкоуглеродистая класса В500. При соответствующем обосновании допускается применение других видов сталей, используемых для армирования железобетонных конструкций.

Для поперечного армирования применяются квадратные или прямоугольные в плане сетки или сетки типа «зигзаг» (рис. 14.1, а, б). Сетки типа «зигзаг» укладываются в 2 смежных рядах кладки так, чтобы направление стержней в них было взаимно перпендикулярным. Такая пара по несущей способности считается равноценной одной прямоугольной. Сетки «зигзаг» состоят из нечетного числа стержней. (рис. 14.1, в).

Размеры ячеек сетки с₁, с₂ принимаются не менее 30 мм и не более 120 мм, они также не должны превышать 1/3 наименьшего размера сечения в плане. Расстояние между сетками по высоте s не должно превышать 5 рядов кирпичной кладки из обыкновенного кирпича (40,0 см), 4 рядов кладки из утолщенного кирпича и 3 рядов кладки из керамических камней и должно быть не более наименьшего размера сечения. В противном случае эффективность сетчатого армирования снижается, и оно рассматривается как конструктивное.

Диаметр стержней сеток принимается равным 3…8 мм. При диаметре стержней 6 мм и более применяется сетка типа «зигзаг» с целью недопущения чрезмерного увеличения толщины швов кладки. Швы кладки армокаменных конструкций должны иметь толщину, превышающую диаметр стержней не менее чем на 4 мм.

Рис. 14.1. Поперечное сетчатое армирование кладки:

а – квадратная (прямоугольная) сетка; б – пара сеток «зигзаг»; в – укладка прямоугольных сеток в швы; 1 – арматурная сетка; 2 – выпуски арматурной сетки для контроля ее укладки

Минимальное значение сетчатого армирования, учитываемое в расчете, принимается равным 0,1%. Максимальным процент армирования принимается из условия, чтобы предел прочности армированной кладки не превышал 0,9 стандартной прочности кирпича. Практически процент армирования не рекомендуется принимать более 1.

Сетки типа «зигзаг» более эффективны по сравнению с прямоугольными, особенно в кладке ранних возрастов и в свежесложенной кладке. Это имеет практическое значение при необходимости повышения прочности зимней кладки в момент оттаивания.

61. Расчет по несущей способности центрально и внецентренно сжатых элементов каменных конструкций с сетчатым армированием.

Центрально сж эл-ты каменн констр-й с сетчатым армированием работают и рассчитываются аналогично центрально сж неармированным эл-там, а повышение несущей способности учитывается увеличением расчетн сопр-я для армированной кладки: N≤m_g·φ·A·R_sk·γ_c/γn, где N – расч продольная сила; R_sk – расч продольное сопр-е при центральном сж, определяемое для армированной кладки для кирпича всех видов по формуле: ≤2R.

Процент армирования: μ= < %

, где V_s – объём арматуры, V_к – объём кладки, С- шаг стержней в сетке, S – шаг сеток.

Элементы с сетчатым армированием выполняются на растворах марки не ниже 50 при высоте ряда кладки не более 150 мм.

Расчет внецентренно сж эл-тов с сетчатым армированием при малых эксцентриситетах, не входящих за пределы ядра сечения (для пр/уг сеч-я е₀≤ 0,17h), производят по формуле: N≤m_g·φ₁· A_c· ω·R_skb, или для пр/уг сеч-я:

N≤m_g· φ₁· A(1-2e₀/h) ω·R_skb, где R_sk-расчетное сопротивление армированной кладки.

При внецентренном сж, определяемое при марке раствора 50 и выше, по формуле: R_skb=R+ , R_skb≤2R

При марке раствора 25 R_skb = R₁ + .

Процент армирования кладки сетчатой арматурой при внецентренном сж не должен превышать: μ= %

62. Элементы каменных зданий с продольным армированием. Материалы, область применения, назначение, конструктивные особенности, характер разрушения.

Продольное армирование в каменных конструкциях применяют:

- во внецентренно сжатых элементах с большими эксцентриситетами, выходящими за пределы ядра сечения, где армирование поперечными сетками неэффективно;

- в центрально и внецентренно сжатых с небольшими эксцентриситетами элементах с гибкостью λ_h>15 или λ_i>53, когда не эффективно армирование поперечными сетками;

- в сжатых элементах при воздействии вибрационных или сейсмических нагрузок;

- в изгибаемых элементах (перемычках, стенках и т.п.).

Продольное армирование каменных конструкций:

- повышает прочность кладки;

- увеличивает сопротивляемость кладки растягивающим усилиям при внецентренном сжатии и изгибе;

- придает большую устойчивость конструкции;

- увеличивает сопротивляемость вибрационным и сейсмическим воздействиям;

- обеспечивает монолитность всего сооружения в целом.

Продольное армирование применяется в отдельных конструктивных элементах: столбах, стенах, перемычках, рандбалках, подпорных стенах и т.п.

Для продольного армирования каменных элементов применяются арматурные стали классов A240, A300, хомуты – из стали классов A240, B500. Арматурные каркасы продольно армированной кладки обычно делают вязаными, так как в них приходится при возведении кладки передвигать хомуты.

Кирпич для кладки может быть сплошной или пустотелой. Штукатурный или кладочный раствор, обволакивающий арматуру, должен быть марки не ниже 25, а во влажных условиях, а также в открытых и подземных конструкциях – не ниже 50.

Для элементов с учитываемой в расчете сжатой продольной арматурой не рекомендуется применять кирпич полусухого прессования и силикатный кирпич, так как прочность таких кирпичей в силу их повышенной деформативности используется недостаточно.

Защитный слой раствора продольной арматуры должен быть в сухих условиях не менее: в столбах и балках – 20 мм, в стенах – 10 мм; в тех же элементах, находящихся на открытом воздухе – соответственно 25 и 15 мм; в элементах, находящихся во влажных помещениях, в также в резервуарах и фундаментах и т.п. – 30 и 20 мм. Для хомутов толщина защитного слоя должна быть не менее 10 мм.

Толщина швов, в которых размещаются арматурные стержни, должна превышать диаметр стержней не менее чем на 4 мм.

Армирование столбов продольной вертикальной арматурой может быть внутренним (рис. 14.2, а) с укладкой арматуры в вертикальных швах кладки или наружным (рис. 14.2, б) под слоем цементного раствора, который защищает ее от коррозии. Внутреннее армирование применяется в столбах с большей стороной поперечного сечения более 64 см (2,5 кирпича) при наличии длительного воздействия агрессивной внешней среды или высокой температуры. В этом случае продольная сжатая арматура принимается диаметром не менее 8 мм. Хомуты принимаются диаметром 3-8 мм с шагом не более 20d (d – диаметр продольной арматуры) и располагаются в горизонтальных швах кладки.

Рис. 14.2 Продольное армирование кирпичных конструкций (стен, столбов и др.): а – расположение арматуры в штрабе кладки; б – наружное расположение арматуры; 1 – поперечные хомуты; 2 – продольная арматура.

Внешнее армирование столбов отличается простотой и удобством выполнения, и применяется во всех случаях, где отсутствуют те особые условия, которые требуют устройства внешней арматуры. В этом случае сжатая арматура должна быть диаметром не менее 8 мм, а хомуты принимаются диаметром 3-8 мм с шагом не более 15d и не более 150 мм, и располагаются в горизонтальных швах кладки.

В столбах и простенках с продольной арматурой, независимо от ее расположения в сечении, процент армирования, учитываемый в расчетах, должен составлять не менее, %:

- для сжатой продольной арматуры μ_min=0,1%;

- для растянутой продольной арматуры μ_min=0,05%.

Характер разрушения столбов с продольной арматурой напоминает разрушение неармированной кладки, но отличается тем, что при разрушении не происходит расслоение кладки на столбики, так как этому препятствуют хомуты.

63. Расчет каменных элементов с продольным армированием по несущей способности при центральном и внецентренном сжатии.

При расчете центрально и внецентренно сжатых элементов учитывается неполное использование прочности кладки при сжатии, работающей совместно с арматурой, введением коэффициента условий работы кладки 0,85, на который умножается расчетное сопротивление кладки, а также неполное использование работы сжатой продольной арматуры.

В изгибаемых каменных элементах применение сжатой арматуры, учитываемой в расчете, допускается только в исключительных случаях, например, при ограниченной высоте сечения, при действии знакопеременных моментов и т.п.

В элементах с продольной арматурой, расположенной снаружи кладки, площадь сечения защитных (растворных) слоев в расчете не учитывается.

Модуль деформации кладки с продольной арматурой вычисляется по тем же формулам, что и для кладки, армированной сетками.

Упругая характеристика кладки α с продольным армированием принимается для неармированной кладки.

64. Расчет каменных элементов, усиленных обоймами.

Расчет конструкций из кирпичной кладки, усиленной обоймами, при центральном и внецентренном сжатии при эксцентриситетах, не выходящих за пределы ядра сечения, производится по формулам:

-при стальной обойме

; (15.20)

-при железобетонной обойме

; (15.21)

-при армированной растворной обойме

; (15.22)

Коэффициенты и принимаются при центральном сжатии и ; при внецентренном сжатии (по аналогии с внецентренно сжатыми элементами с сетчатым армированием):

; . (15.23)

В формулах (15.20)...(15.22):

N - продольная сила;

А - площадь сечения усиливаемой кладки;

A′_s - площадь сечения продольных уголков стальной обоймы или продольной арматуры железобетонной обоймы;

А_b - площадь сечения бетона обоймы, заключенная между хомутами и кладкой (без учета защитного слоя);

R_sw - расчетное сопротивление поперечной арматуры обоймы;

R_sc - расчетное сопротивление уголков или продольной сжатой арматуры;

- коэффициент продольного изгиба (при определении значение α принимается как для неусиленной кладки);

m_g - коэффициент, учитывающий влияние длительного действия нагрузки;

m_k - коэффициент условий работы кладки, принимаемый равным 1 для кладки без повреждений и 0,7- для кладки с трещинами;

m_b - коэффициент условий работы бетона, принимаемый равным 1 - при передаче нагрузки на обойму и наличии опоры снизу обоймы, 0,7 - при передаче нагрузки на обойму и отсутствии опоры снизу обоймы и 0,35 - без непосредственной передачи нагрузки на обойму;

- процент армирования хомутами или поперечными планками, определяемый по формуле

, (15.24)

где h, b - размеры сторон усиливаемого элемента;

s - расстояние между осями планок при стальных обоймах ( , но не более 50 см) или между хомутами при железобетонных и штукатур­ных обоймах ( 15 см).

С увеличением размеров сечения (ширины) элементов при соотно­шении их сторон от 1:1 до 1:2,5 эффективность обойм несколько снижается, однако это снижение незначительно и практически его можно не учиты­вать.

Когда соотношение сторон сечения элемента превышает указанную выше величину (широкие простенки, стены и т.п.) необходима установка дополнительных поперечных связей, пропускаемых через кладку и распо­лагаемых по длине сечения на расстоянии не более 2h и не более 100 см, где h - толщина стены. По высоте стен расстояние между связями должно быть не более 75 см. Связи должны быть надежно соединены со стальными элементами обоймы. Расчет дополнительных поперечных связей произво­дится по формуле (15.21), при этом коэффициент условий работы связей принимается равным 0,5.

65. Каменные здания с жесткой и упругой конструктивной схемой.

К зданиям с жесткой конструктивной схемой относятся многоэтажные промышленные и гражданские здания с часто расположенными поперечными стенами. В этих зданиях ветровые и другие горизонтальные нагрузки, воспринимаемые продольными стенами, передаются от них на перекрытия, а от последних на поперечные стены, обладающие большой жесткостью в поперечном направлении (в своей плоскости). А усилия от поперечных стен передаются через фундаменты на грунт. Схемы передачи горизонтальных нагрузок имеют вид: продольные стены→перекрытия→поперечные стены→фундаменты→грунт. Чтобы осуществить такую последовательную передачу горизонтальных усилий, необходима высокая жесткость междуэтажных перекрытий и поперечных стен. В данном случае междуэтажные перекрытия рассматриваются как неподвижные – жесткие опоры, на которые опираются стены и столбы, как вертикальные балки, а поперечные стены служат опорами – устоями этих перекрытий. Предельные расстояния между поперечными стенами , при которых обеспечивается неподвижность в горизонтальной плоскости перекрытий-диафрагм, приведены в табл. 17.5 (для железобетонных перекрытий расстояния между поперечными стенами принимают от 24 до 54 м).

К зданиям с упругой конструктивной схемой относятся в основном одноэтажные промышленные здания, у которых, при отсутствии жестких горизонтальных связей, поперечные устойчивые конструкции располагаются на расстояниях, превышающих . В этом случае устойчивость здания создается поперечной устойчивостью самих продольных стен и столбов за счет их собственного веса и заделки в грунт, а также за счет жесткости покрытия.

66. Расчет стен каменных зданий с жесткой конструктивной схемой.

Конструкции зданий с жесткой конструктивной схемой должны быть рассчитаны на вертикальные и горизонтальные (ветровые) нагрузки с учетом их возможного сочетания. Стены многоэтажных зданий, кроме нагрузки от собственного веса, рассчитываются на внецентренно приложенные к ним нагрузки от перекрытий.

Расчет продольных стен. В многоэтажных зданиях с жесткой конструктивной схемой стены и столбы рассматриваются как вертикальные неразрезные многопролетные балки, опертые на неподвижные опоры-перекрытия (рис. 17.2, а). С целью упрощения расчета допускается рассматривать стену или столб расчлененными по высоте на однопролетные балки с расположением опорных шарниров в уровне низа плит или балок перекрытий (рис. 17.2, б). Нагрузка, действующая на стену или столб каждого этажа, состоит из нагрузки от вышележащих этажей и нагрузки от перекрытия, опирающегося на стену или столб рассматриваемого этажа (см. рис. 17.2)

!!! Тут лекции похоже неполные, потому что нет рисунков, нет формул, нет схем, и пункт сразу начинается со 2. Просто оставлю это как есть, но за ответ лучше принимать информацию ниже

Расчет выполняется на действие вертикальных и горизонтальных нагрузок.

    Различается расчет наружных стен многоэтажных домов и расчет поперечных стен.

    Расчет наружных стен многоэтажных домов. Наружные стены многоэтажных домов рассматривают как неразрезные многопролетные балки, опорами которых служат перекрытия.

    По упрощенной схеме многопролетную балку заменяют однопролетными. При расчете каждого этажа нагрузка собирается от вышерасположенных конструкций и прикладывается в центре тяжести стены  . Кроме того, в пределах этажа с эксцентриситетом  учитывается нагрузка от перекрытия, а также собственный вес стены этажа, прикладываемый в центре тяжести сечения (рис. 23).

Рис. 23. Расчетная схема наружной стены при расчете на вертикальные нагрузки: а) как многопролетной балки; б) как системы однопролетных балок

    От ветровой нагрузки определяются опорные и пролетные моменты для промежуточного и верхнего этажей (рис. 24).

Рис. 24. Расчетные схемы наружной стены при расчете на ветер:  а) для промежуточного этажа; б) для верхнего этажа

    Изгиб стен от ветра можно не учитывать, если нормальные напряжения, вызываемые в них моментами от нормативной ветровой нагрузки, не превышают 0.1 МПа.

    Давление от перекрытия на стену (сосредоточенная сила) прикладывается на расстоянии 1/3 длины опирания конструкций перекрытия, считая от внутренней поверхности стены (но не более 7 см).

    Прочность межоконного простенка проверяется на уровне перемычки и подоконника. Изгибающий момент, действующий под перекрытием, уравновешивается горизонтальными реакциями на опорах наружной стены: вверху стена прижимается к перекрытию, а внизу отходит от перекрытия. Поэтому стены и столбы должны крепиться к перекрытиям и покрытиям анкерами сечением не менее 0.5 см² (рис. 25).

Расстояние между анкерами балок, ферм или плит перекрытий, опирающихся на стены, должно быть не более шести метров. Концы балок, установленных на внутренние стены или столбы, должны быть заанкерены и при двустороннем опирании соединены между собой. Расчет анкеров должен производиться: а) при расстоянии между анкерами более 3 м; б) при несимметричном изменении по высоте толщины стены или столба; в) для простенков при общей величине нормальной силы   более 1000 кН.

Рис. 25. К расчету усилий в анкерах

      Расчетное усилие в анкере определяется по формуле

где   – изгибающий момент от нагрузок в уровне перекрытия на ширине, равной расстоянию между анкерами;   – нормальная сила в уровне расположения анкера на ширине, равной расстоянию между анкерами.

    Расчет поперечных стен при жесткой конструктивной схеме. В зданиях с жесткой конструктивной схемой ветровые нагрузки через перекрытия передаются на поперечные стены, которые работают при этом как вертикальные консоли, заделанные в основание.

    Если поперечные и продольные стены соединены перевязкой, то следует учитывать совместную работу поперечной стены и участков примыкающих к ней продольных стен. В этом случае расчетное сечение консоли может иметь форму двутавра, тавра или швеллера.

    При этом участки продольных стен играют роль полок, а поперечные стены – стенок консольных балок (рис. 26).

Рис. 26. К расчету поперечных стен зданий

    При расчете консоли проверяются в середине высоты этажа:

    1) сдвигающие напряжения в местах примыкания продольных стен к поперечным

где   – поперечная сила от ветра в середине высоты этажа;   – расчетное сопротивление кладки срезу по вертикальному перевязанному сечению;

    2) сдвигающие напряжения на уровне центра тяжести сечения консоли

где   – статический момент полусечения относительно оси  ,   – расчетное сопротивление скалывания кладки, обжатой силой  ,  ;  ;   – расчетное сопротивление главным растягивающим напряжениям по швам кладки [1, табл. 10].

67. Расчет стен каменных зданий с упругой конструктивной схемой.

При наличии у стен упругих верхних опор здание рассматривается как система плоских рам со стойками (в виде стен, простенков или столбов), защемленными в уровне обреза фундамента и шарнирно соединенными с ригелем (рис. 27).

Рис. 27. Расчетная схема поперечной рамы

При статическом расчете рамы модуль упругости кладки принимается равным   Если нагрузки от ферм и балок значительны, стены усиливаются пилястрами (рис. 28).

В стенах с пилястрами или без пилястр ширину стены при расчете следует принимать:

если конструкция покрытия равномерно передает давление на стену, равной ширине между проемами, а в стенах без проемов – равной расстоянию между осями пролетов; 2) если боковое давление от стены передается в местах опирания ферм или балок, то стена рассматривается как стойка рамы с постоянным сечением с шириной полки, равной  , в каждую сторону от края пилястры, но не более   или ширины стены между проемами. Если при сосредоточенных нагрузках пилястры отсутствуют, ширина участка, равная  , принимается в каждую сторону от распределительной плиты, установленной под опорой фермы или балки.

Рис. 28. К назначению размеров стоек рамы

Расчеты стены должны выполняться в стадии незаконченного строительства на действие собственного веса и ветра без покрытия и в стадии законченного строительства на действие эксплуатационных нагрузок.

68. Расчет сборных железобетонных и рядовых каменных перемычек.

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 Л Если для рядовых перемычек такие значения h превышают конструктивную высоту /г_к (стр. 169), то для них принимают h=h_K .

Так как сжимающие напряжения распределяются в перемычке как в арке —по линии давления, т. е. в горизонтальном и наклонном направлении, то следует в пределах рас-четной₉высоты 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, рассчитывают на нагрузку от прямоугольника стены над проемом высотой до Уз пролета проема / и на нагрузки от перекрытий (реакции балок и т. п.), попадающие в прямоугольник стены над проемом высотой до I.

Перемычки стен, возводимых в зимних условиях, рассчитывают для стадии оттаивания на нагрузку от прямоугольника стены высотой до / и на нагрузку от перекрытий, попадающую в прямоугольник стены высотой до 21.

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 распора в перемычках без затяжек (рис. 56) а — расстояние сил Я от верха или от низа перемычки, принимаемое по табл. 2 приложения XX.

Вертикальное сечение посередине перемычки рассчитывают по прочности как внецентренно сжатое сечение неармированной кладки на воздействие силы Я, приложенной на расстоянии а от верха (расчет по раскрытию трещин производить не нужно).

Сечение и анкеровки затяжек перемычек рассчитывают на воздействие силы Я. Несущая способность затяжки имеет величину Ир =/"а /?а (значения R_a — см. приложение IV).

Если в крайних перемычках у углов здания не делают затяжек, то следует проверить угловые простенки по прочности на срез и внецентренное сжатие от действия силы Я.

Несущая способность углового простенка при срезе:

Я_р = F (Rc_P + 0,8/с). ^ (30.3)

Здесь/⁷—площадь сечения простенка; R_cp — сопротивление кладки срезу по неперевязанному, горизонтальному шву (см. приложение III); / и о—как в формуле (12.4). Я_р по (30.3) должна быть не менее силы Я.

Проверку углового простенка на внецентренное сжатие производят по силе Я и продольной сжимающей силе, действующей в простенке. Эксцентриситет е₀равнодействующей обеих этих сил в сечении простенка на уровне подоконника 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 верхом перемычки высотой до Vs пролета / и на нагрузки от перекрытий, попадающие в площадь кладки над проемом высотой до / от низа перемычки. При зимней кладке, рассчитываемой для стадии оттаивания, учитывают соответственно силу тяжести кладки высотой до / и нагрузки от перекрытий в площади над проемом высотой до 2/. Нагрузки вне данных площадей при расчете сборных перемычек не учитывают

Рис. 56. К расчету перемычек

(Нагрузки, принимаемые при расчете перемычек в виброкирпичных стенах, указаны на стр. 149.)

При наличии соответствующих конструктивных мероприятий (выступов И перемычках, выпусков арматуры и т. п.) можно учитывать совместную работу кладки со сборными перемычками.

69. Расчет и конструирование карнизов каменных зданий.

Расчет карнизных участков стен производят для двух стадий готовности здания: для незаконченного здания, когда отсутствует крыша и перекрытие верхнего этажа, и для законченного здания.

В стадии незаконченного здания принимают следующие нагрузки: а) собственную силу тяжести карниза и силу тяжести опалубки (для монолитных железобетонных или для армокаменных карнизов), если она поддерживается консолями 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) нагрузку 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 закрепляются за верхнее перекрытие еще в незаконченном здании, то это оговаривают на чертежах и делают указание о возведении 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 твердения раствора при температуре в 15—20°С не более 7 дней), 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 прочность кладки можно считать не пониженной.

При расчете карниза в стадии незаконченного здания сопротивление кладки R принимают с коэффициентом 1,25 (табл. 1 приложения I).

Для стадии законченного здания принимают следующие нагрузки: а) силу тяжести карниза, крыши, стены, перекрытия верхнего этажа и всех других элементов, нагружающих рассматриваемый карнизный участок; силу тяжести крыши снижают на величину ветрового отсоса; все нагрузки, повышающие устойчивость стены, берут с коэффициентом 0,9; б) два сосредоточенных груза расчетной величиной по 5,0 кн каждый от двух блоков ремонтной люльки, подвешенных к краю карниза или к специальным крюкам, при расстоянии между грузами в 2 м; каждый из этих грузов может быть при расчете распределен на длину карниза до 2 м, если конструкция карниза допускает такое распределение; в) расчетную ветровую нагрузку, уменьшенную на 50%; эту нагрузку 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 высотой до трех этажей), вместо указанных выше грузов в 5,0 кн принимают нагрузку на край стены с расчетной величиной в 1,5 кн на 1 м 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 невысоких 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 растворе. При необходимости подвесить люльку эту заделку удаляют, и через отверстия выпускают консоли, прочно прикрепляемые к чердачным конструкциям. 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 неармированных сечений парапета является величина е₀.пр = 0,7 у. При прочность таких сечений бывает, как правило, достаточной 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 М_е всех сил относительно точки, отстоящей на £о.пр — 0,7 у от центра тяжести сечения в сторону эксцентрицитета. Этот момент представляет собой разность опрокидывающего и удерживающего моментов относительно указанной точки: М_е = Л*₀._пр — M_yR. Если М_е -<0, то е₀ не превышает 0,7 у, и анкер не нужен. Если же М_е >0,—анкер нужен. Его сечение можно при горизонтальном сечении парапета в виде прямоугольника определять по приближенной формуле:

F_a =М_е : (0,85 h — a) Ra , (29.1)

где Л —толщина сечения парапета; а—расстояние от его грани до оси анкера; R_a — сопротивление стали анкера.

Формула (29.1) выведена в предположении, что расстояние равнодействующей сжимающих напряжений в сечении парапета от его сжатой грани равно 0,15 h = 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 jc = 2-0,15 h.

В случаях, когда М_е > 0, определяют еще и глубину заложения анкера, т. е. находят уровень, начиная"с которого М_е = М_опр — М_уа < 0, и анкер становится ненужным.

Сечение анкера и глубину его заложения берут по наибольшим их значениям, полученным в расчетах для обеих стадий готовности здания. При назначении сечения анкера учитывают его ослабление нарезкой.

70. Расчет и конструирование стен подвалов.

7.1. За расчетную схему конструкций подвалов принимается поперечная рама, состоящая из стен, колонн и опирающихся на них элементов перекрытия (рис. 12).

Рис. 12. Расчетная схема поперечной рамы подвала

Рис. 13. Расчетная схема стены подвала (панельный вариант)

Рис. 14. Расчетная схема стены подвала (блочный вариант)

7.2. Расчет наружных стен подвалов производится из условия загружения подвала грунтом (симметричное загружение) и односторонней временной нагрузкой q .

7.3. Расчетные усилия в стенах подвала (рис. 13, 14) определяются в зависимости от величин реакции R на верхней опоре, которая вычисляется с учетом возможного перераспределения усилий от поворота (крена фундамента) и смещения стены при загружении подвала односторонней временной нагрузкой

R = R₁ + R₂,

где R ₁ и R ₂ - соответственно реакции от симметричного и одностороннего загружения.

7.4. При симметричном загружении подвала реакцию R ₁ следует определять по формуле

                                            (78)

где Р _g 1 и Р _g 2 - интенсивности горизонтального давления грунта от собственного веса соответственно на глубине h ₁ и ( h ₁ + h ₂ ), определяются по формуле ( 1) при значениях l , k ₁ и q ₀ , определяемых по формуле ( 6), k - коэффициент, учитывающий изменение реакции R ₁ за счет поворота фундамента

k = w E_bI_hm² /Eb²h₂,                                                                                         (79)

здесь w - коэффициент w = 6 для положительных значений М и Q ; w = 3 - для их отрицательных значений, а также дляМ₀ и F_sa (см. рис. 13);

m = ( h ₂ + h ₃ )/ h ₂ ;                                                                                             (80)

где E_b - модуль упругости бетона; Е - модуль деформации грунта основания; b - ширина подошвы фундамента стены;I_h - момент инерции 1 м сечения стены, который допускается определять по приведенной толщине стены t_red , определяемой по формуле

t_red = (2t₂ + t₁)/3,                                                                                             (81)

где t ₁ - толщина стены в верхней части; t ₂ - то же, в нижней части (в уровне сопряжения с фундаментом); G ₁ - вес грунта на внешней стороне фундамента; е - эксцентриситет приложения силы G ₁ относительно центра тяжести подошвы фундамента; v ₁ и v ₂ - коэффициенты, учитывающие изменение толщины стены по высоте и принимаемые по табл. 8.

Таблица 8

t1/ t2	1	0,7	0,6	0,5	0,4	0,3
v1	0,375	0,375	0,346	0,335	0,321	0,303
v2	0,1	0,092	0,088	0,083	0,076	0,069

7.5. При одностороннем загружении подвала временной нагрузкой реакцию R ₂ следует определять по формуле

R₂ = P_qh₂ (v₁ + km/2)/(1 + k + k₁) - G₂ek/(1 + k + k₁)(h₂ + h₃),                    (82)

где Р _q - интенсивность горизонтального давления грунта от временной нагрузки, определяется по формуле ( 3) при l = tg ² q ₀ ; G ₂ - вес временной нагрузки, определяется по формуле фундамента; k ₁ - коэффициент, учитывающий изменение реакции R ₂ за счет смещения перекрытия при одностороннем загружении подвала

k₁ = k₀ Е _b I_h /E ¢   ,                                                                                             (83)

здесь k ₀ - коэффициент, k = 4 - однопролетных подвалов; k = 3 - для двухпролетных; k = 2 - для трехпролетных; k = 0 - для подвалов с несмещаемым перекрытием; Е ¢ - модуль грунта засыпки, величину которого допускается определять по формуле

Е ¢ = (0,5 + 0,3 h ₁ ) b ₁ Е ,                                                                                    (84)

где h ₁ - расстояние от уровня пола до низа перекрытия (значение в скобках принимается не больше единицы); b ₁ = 0,7 - при засыпке грунтом основания; b ₁ = 0,9 - то же, малосжимаемым грунтом; Е - модуль деформации грунта основания.

7.6. При наличии конструкций, препятствующих повороту фундамента (сплошная фундаментная плита, перекрестные ленты фундамента для внутреннего каркаса и т.п.), коэффициент k в формулах ( 78) и ( 82) следует принимать равным нулю, для конструкций, препятствующих смещению перекрытия подвала, а также при симметричном загружении подвала временной нагрузкой коэффициент k ₁ в формуле ( 82) следует принимать равным нулю.

7.7. Расчет устойчивости стен подвала против сдвига производится из условия ( 15) для значения b = 0.

Удерживающую силу F_sr следует определять по формуле ( 19), а сдвигающую силу F_sa в уровне подошвы фундамента по формуле

F_sa = -R + (P _g 1 + Р _g 3 +2 Р _q )(h₂ + h₃)/2,                                                           (85)

где Р _g 3 - интенсивность горизонтального давления грунта от собственного веса на глубине h .

7.8. Если устойчивость стен подвала против сдвига (условие 15) не обеспечивается принятыми размерами фундамента, необходимо предусматривать мероприятия, препятствующие сдвигу, например устройство распорок и др.

7.9. Расчет прочности грунтового основания производится из условия ( 26). В этом случае равнодействующая вертикального давления грунта F_v определяется при загружении временной нагрузкой пролета перекрытия подвала, примыкающего к стене, по формуле

F_v = G₁ + G₂ + G₃ + G₄,                                                                                 (86)

где G ₃ - вес фундамента и грунта на его уступах; G ₄ - вес конструкции подвала, грунта и временной нагрузки на перекрытия (с учетом расчетной грузовой площади).

7.10. При наличии мероприятий, препятствующих сдвигу фундамента, угол наклона равнодействующей внешней нагрузки к вертикали d ₁ в уровне подошвы фундамента при расчете прочности грунтового основания принимается равным нулю.

7.11. Момент в уровне подошвы фундамента относительно оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента, следует определять по формуле

М ₀ = - R ( h ₂ + h ₃ ) + (2Р _g 1 + Р _g 3 + 3Р _q )( h ₂ + h ₃ )²/6 - ( G ₁ + G ₂ )е                      (87)

7.12. Расчетные усилия в стенах подвала определяются по следующим формулам:

пролетный момент на расстоянии у_с от верхней опоры

М_у =   Q _в у _с - [( P _g 1 + P_q ) +( P _g 2 - Р _g 1 )у_с /3 h ₂ ]   /2;                                          (88)

расстояние от верхней опоры до максимального пролетного момента

                  (89)

поперечная сила в пролете на расстоянии у_с от верхней опоры

Q_y = Q _в - у_с[( P _g 1 + Р _q ) h ₂ + (Р _g 2 - Р _g 1 )у_с/2]/( P _g 2 - Р _g 1 );                                   (90)

поперечная сила в нижнем сечении стены

Q _н = Q _в - [( P _g 1 + Р _q ) + ( P _g 2 - Р _g 1 )/2] h ₂ ;                                                         (91)

изгибающий момент в нижнем сечении стены

М _н = Q _в h ₂ - [( P _g 1 + Р _q ) + ( P _g 2 - Р _g 1 )/3]   /2.                                                 (92)

В формулах (88)-(92) поперечная сила в верхнем сечении стены Q _в = R .

7.13. При неполной эпюре интенсивности горизонтального давления грунта по высоте стены подвального помещения и несмещаемом перекрытии (см. рис. 14) реакция в уровне низа перекрытия R определяется по формуле

                                                       (93)

где

                                                                                                                        (94)

М_с - изгибающий момент на уровне перекрытия.

Сдвигающую силу F_sa и изгибающий момент М₀ в уровне подошвы следует определять по формулам:

F_sa = - R + (P _g 3 + 2 Р _q )(h₂ + h₃)/2;                                                                 (95)

М ₀ = - RH + P_qh²/2 + Р _g 3 h² /6 - G_e + M_c.                                                        (96)

7.14. Расчетные усилия в конструктивных элементах подвала (ригелях, колоннах, плитах перекрытия, фундаментах и т.п.) следует определять по известным правилам строительной механики.

7.15. Расчет оснований при деформациях производит по п. 6.14.

7.16. Расчетное сопротивление грунта основания R , кПа, определяется по формуле

 ,                                      (97)

где g _с1 и g _с2 - коэффициенты условий работы, принимаемые по табл. 6; k = 1, если прочностные характеристики грунта ( j и с) определены непосредственными испытаниями, и k = 1,1, если они приняты по табл. 1- 3 прил. 5; М _g ; М _q ; М_с - коэффициенты, принимаемые по табл. 7; d - глубина заложения подошвы фундамента от пола подвала; d _в - приведенная глубина подвала, d _в = 2 м при ширине подвала меньше 20 м и d _в = 0 - при ширине подвала больше 20 м.

71. Каменные элементы, усиленные обоймой. Назначение, виды обойм, конструктивные особенности.

Одним из наиболее эффективных методов повышения несущей способности существующей каменной кладки является включение ее в обойму. В этом случае кладка работает в условиях всестороннего сжатия, что значительно увеличивает ее сопротивляемость воздействию продольной силы.

Применяются три основных вида обойм: стальные, железобетон­ные и армированные растворные.

Основными факторами, влияющими на эффективность обойм, являются: процент поперечного армирования обоймы (хомутами), класс бето­на или марка штукатурного раствора и состояние кладки, а также схема передачи усилия на конструкцию.

С увеличением процента армирования хомутами прирост прочно­сти кладки растет непропорционально, а по затухающей кривой.

Опытами установлено, что кирпичные столбы и простенки, имею­щие трещины, а затем усиленные обоймами, полностью восстанавливают свою несущую способность.

Стальная обойма состоит из вертикальных уголков, устанавливае­мых на растворе по углам усиливаемого элемента, и хомутов из полосовой стали или круглых стержней, приваренных к уголкам. Расстояние между хомутами должно быть не более меньшего размера сечения и не свыше 50 см (рис. 15.2, а). Стальная обойма должна быть защищена от коррозии слоем цементного раствора толщиной 25...30 мм. Для надежного сцепления рас­твора стальные уголки закрываются металлической сеткой.

Железобетонная обойма выполняется из бетона классов В12,5...В15 с армированием вертикальными стержнями и сварными хому­тами. Расстояние между хомутами должно быть не свыше 15 см. Толщина обоймы назначается по расчету и принимается от 6 до 10 см (рис. 15.2, б).

Рис.15.2 Схемы усиления кирпичных столбов обоймами: а – металлической; б – железобетонной; в – армированной штукатуркой; 1 – планка сечением 35х5…60х12 мм; 2 – сварка; 3 – стержни диаметром 5…12 мм; 4 – хомуты диаметром 4…10 мм; 5 – бетон класса В12,5…В15; 6 - штукатурка (раствор марки 50…100)

Обойма из раствора армируется аналогично железобетонной, но вместо бетона арматура покрывается слоем цементного раствора марки 50... 100 (рис. 15.2, в).

72. Перемычки каменных зданий. Виды перемычек и их конструктивные особенности.

Несущие перемычки – несут нагрузку от вышележащей кладки и от перекрытия, т.е. закладываются в несущую стену не менее чем на 250мм. Ненесущие перемычки закладываются в ненесущую стену и не несут нагрузку от перекрытия. Величина опирания – не менее 120 мм (не менее её высоты).В качестве перемычек применяют сборные железобетонные элементы стандартного (ненесущие перемычки) и усиленного (несущие) профилей.

Величина опирания сборных железобетонных перемычек на простенки должна быть не менее 250 мм при ее ширине не более 1,2 м.

Рядовые перемычки (кирпичная кладка с прокладкой арматуры) перекрывают проемы шириной до 2 м. При их изготовлении под нижний ряд камней укладывают арматуру из круглой или полосовой стали. Арматуру укладывают в слой цементно-песчаного раствора толщиной 30 мм. Концы стержней заводят в простенки не менее чем на 0,25 м. Армокаменные перемычки используют для перекрытия проемов шириной 2—3 м. Они отличаются от рядовых тем, что армируются сварными арматурными каркасами, которые укладываются в вертикальные швы кладки. В работе на изгиб рядовых армокаменных перемычек участвуют ряды кладки высотой в 1/5 ширины проема, поэтому каркасы должны иметь ту же высоту.

 

73. Особенности проектирования каменных конструкций, возводимых в зимнее время.

Выполнение зимней кладки из кирпича, камней правильной формы и крупных блоков след. предусматривать 1 из следующ сп-бов: 1. на р-рах не ниже марки 50 с противоморозными добавками, не вызывающими коррозии материалов кладки и твердеющих на морозе без обогрева; 2. способом замораживания на обыкновенных р-рах не ниже марки 10 без химических добавок. При этом эл-ты констр-й д. иметь достаточную прочность и устойчивость как в период их первого оттаивания, так и в последующий период эксплуатации зд-й. Высота каменных констр-й, возводимых этим сп-бом, опр-ся расчетом, но не д.б. > 15м и 4 этажей; 3. способом замораживания на обыкновенных р-рах не ниже марки 50 без химических добавок с обогревом возводимых констр-й в течение времени, за кот. кладка достигает несущей способности, достаточной для нагружения вышележащими констр-ми зд-я.

Расч сопротивления сж зимней кладки прин-ся равными расч сопр-ям летней кладки с понижающим коэффициентами согласно п. 7.2 и 7.3 СНиП.

Мероприятия, обеспечивающие необходимую конечную прочность зимней кладки, д.б. указаны на рабочих чертежах.

Расчет несущей способности констр-й, возводимых способом замораживания на обыкновенных р-рах, д. производится в различных стадиях согласно п.7.7 СНиП.

Усл-я применения различных сп-бов зимней кладки и исп-я противоморозных добавок к р-рам указанны в п. 7.10 – 7.15 СНиП.

74. Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами.

Ребристое перекрытие с балочными плитами состоит из плиты, работающей по короткому направлению, вто­ростепенных и главных балок (рис. XI.19). Все элементы перекрытия монолитно связаны и выполняются из бето­на класса В15.

Сущность конструкции монолитного ребристого перекрытия в том, что бетон в целях экономии удален из растянутой зоны сечений, где сохранены лишь ребра, в которых сконцентрирована растянутая арматура. Пол­ка ребер — плита — работает на местный изгиб по про­лету, равному расстоянию между второстепенными бал­ками.

Второстепенные балки опираются на монолитно свя­занные с ними главные балки, которые, в свою очередь, опираются на колонны и наружные стены.

Главные балки можно располагать в продольном или поперечном направлении здания с пролетом 6—8 м. Вто­ростепенные балки размещают так, чтобы ось одной из балок совпала с осью колонны (рис. ХІ.20,А). Пролет второстепенных балок может составлять 5—7 м, плиты 1,7—2,7 м.

Толщину плиты по экономическим соображениям при­нимают возможно меньшей. Минимальные ее значения составляют: для междуэтажных перекрытий промышлен­ных зданий 6 см, для междуэтажных перекрытий жи­лых и гражданских зданий 5 см. При значительных вре­менных нагрузках может потребоваться увеличение тол­щины плиты. Так, при временной нагрузке 10—15 кН/м И пролете 2,2—2,7 м толщину плит принимают 8—10 см й(по условиям экономичного армирования). Высота лсе – Чения второстепенных балок составляет обычно (‘/іг — V20) К г

Ры на стене до грани ребра: для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяется полоса шириной 1 м (рис. Х1.20,б, в).

Расчетный пролет второстепенных балок IQ принима­ют равным расстоянию в свету между главными балка­ми, а при опирании на наружные стены — расстоянию ей оси опоры на стене до грани главной балки (рис. XI. 20, г).

Изгибающие моменты в неразрезных балочных пли­тах и второстепенных балках с разными или отличающи-рйися не более чем на 20 % пролетами определяют с учетом перераспределения моментов и при этом создают равномоментную систему. В многопролетной балке (рис. XI.21) на средних опорах при равномерно распределен­ной нагрузке опорные моменты Msup равны между со­бой. Используя уравнение равновесия (XI.5) для сече­ния в середине пролета, найдем

1 1 Р

Mi + —MmP + TMsap = (XI. 24)

Отсюда

(о + V) Р

М = м, = Msup = Ы ‘ . (XI.25)

В первом пролете максимальный изгибающий момент будет в сечении, расположенном на расстоянии а « 0,4251 от свободной опоры; при этом

А*о= Чй il~ й) =0,123 (g + t>) /».

Привлекая уравнение равновесия (XI.5) и учитывая, что МА = 0, получим

Mi = 0,123 (G + V) /? — 0,425Лїв. (XI.26)

Если принять значение изгибающего момента на пер­вой промежуточной опоре

MB=(G + V)LV 14, (XI.27)

Найдем изгибающий момент в первом пролете

Mi = (G + V)P/U. (XI.28)

Если же принять равномоментную схему M—Mt = —Мв, получим

М = (g + r) /2/11,6; (XI.29)

Округляя знаменатель (с погрешностью менее 5 % в сторону увеличения изгибающего момента), получим на первой промежуточной опоре и в первом пролете изги­бающий момент

M=(G + V)P/11. (XI.30)

Для плит, окаймленных по всему контуру монолитно- связанными с ними балками, изгибающие моменты (оп­ределяемые в предельном равновесии без учета распо­ра) в сечениях средних пролетов и на средних опорах уменьшаются на 20 % при условии 1/30.

Для второстепенных балок огибающая эпюра момен­тов строится для двух схем загружения (рис. XI.22):

Полная нагрузка g-fp в нечетных пролетах и уф ловная нагрузка G+LU V в четных пролетах;

Полная нагрузка G–V в четных пролетах и услов­ная постоянная нагрузка G–LUv в нечетных пролетах.;

Условную нагрузку вводят в расчет для того, чтобы опре – ^ делить действительные отрица-, тельные моменты в пролете второстепенной балки. Главная балка создает дополнительные закрепления, препятствующие^ Рис. XI.22. Огибающая эпю – свободному повороту опор вто – ра моментов второстепенной ростепенных балок, и этим балки уменьшает влияние временной

Нагрузки в загруженных проле­тах на незагруженные.

Поперечные силы второстепенной балки принимают: на крайней свободной опоре

Q = 0/gf. (XI. ЗІ)

На первой промежуточной опоре слева 3

Q — 0,6<?/; (XI. 32)

На первой промежуточной опоре справа и на всех остальных опорах ;

Q = 0,5/. (ХІ. ЗЗК

З

При подборе сечений в первую очередь уточняют раз-] мер поперечного сечения второстепенной балки по опор-] ному моменту на первой промежуточной опоре. Посколь-з ку расчет ведется по выравненным моментам, принимают] | = 0,35. На опоре действует отрицательный момент, пли-| та оказывается в растянутой зоне и расчет ведут как для! прямоугольного сечения, полагая рабочую высоту |

He = 1,8 Умть b.

Установив окончательно унифицированные размеры! сечения bX. fi, подбирают рабочую арматуру в четыре»! расчетных нормальных сечениях: в первом и среднем’ пролетах — как для таврового сечения, на первой проме­жуточной и средней опорах — как для прямоугольного речения. На действие отрицательного момента в сред­нем пролете расчет ведут как для прямоугольного сече­ния.

Расчет поперечных стержней выполняют для трех "«аклонных сечений: у первой промежуточной опоры сле – * ва и справа и у крайней свободной опоры.

Все изложенное о расчете ригеля сборного балочно­го перекрытия полностью относится и к расчету главной г балки монолитного ребристого перекрытия.

На главную балку передается сосредоточенная на­грузка от опорного давления второстепенных балок (ко­торое только при двухпролетных второстепенных балках определяют с учетом неразрезности). Кроме того, JWH – тывают собственный вес главной балки.

В местах пересечения второстепенной и главной ба – *лок над колонной в верхней зоне пересекается верхняя арматура трех элементов: плиты, второстепенной балки и главной балки. Поэтому на опоре главной балки в за­висимости от числа рядов арматуры принимают а=6… 9 см, при этом H0=H—(6…9) см.

Особенностью подбора сечений главной балки по из­гибающим моментам является то, что на действие по­ложительного момента в пролете она работает как тав­ровая с шириной полки bf = l(3, а на действие отрица­тельного момента на опоре — как прямоугольная с шириной ребра Ь.

Примечания.

75. Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами.

Найдено в интернете

76. Расчет и конструирование монолитного ребристого перекрытия с балочными плитами.

Найдено в лекциях

АЛЬТЕРНАТИВНЫЙ И БОЛЕЕ КРАТКИЙ ВАРИАНТ ИЗ ШПОР

Альтернативный ответ

Ресурсы:

http://www.kgasuclan.ru/