5. Основания и фундаменты

5. Основания и фундаменты

5.1. Материалы инженерно-строительных изысканий

Рис 5.1. Геологический разрез.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

52

5.2. Оценка инженерно-геологических условий строительной площадки

Оценивая инженерно-геологический разрез можно сказать, что верхние слои не могут являться естественным основанием, т.к. они не являются прочными. Возникает необходимость использования подсыпного грунта, который по своим прочностным характеристикам превосходит их.

На основе данных исследований, проведенных в районе поселка Красный Абакан:

1 слой: растительный слой. Мощность залегания слоя 0.24 м. Естественная плотность грунта =1.8 т/м³.

2 слой: песок пылеватый. Мощность залегания слоя 1.22 м.

3 слой: песчано-гравийная смесь. Естественная плотность грунта

=2.0 т/м³.

Нормативная глубина промерзания грунтов d_fn=3 м.

Расчетная глубина сезонного промерзания грунта с учетом коэффициента теплового влияния k_n=0.5 (табл.1 /3/).

d_f=3*0.5=1.5 м.

Уровень подземных вод находится на глубине 2 м.

Общая оценка строительной площадки согласно геологическому профилю: площадка имеет спокойный рельеф с абсолютной отметкой 245.23. Грунты имеют слоистое напластование с выдержанным залеганием пластов. Наличие на глубине 0.24 м пылеватых песков ухудшает условия устройства фундаментов. Если в основании будут сохранены пылеватые пески в естественном состоянии, могут возникнуть неравномерные осадки фундаментов с различными размерами и формами подошв и однотипных фундаментов с различными давлениями на грунт. Подземные воды залегают на абсолютной отметке 243.23 и не будут влиять на устройство оснований, возведение неглубоких фундаментов и эксплуатацию здания.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

53

5.3. Обоснование возможных вариантов фундамента и их анализ, выбор наиболее рационального решения

На основе оценки инженерно-геологических условий, анализа нагрузок на основание и работы надземных конструкций разрабатываем эскизы возможных вариантов оснований и конструкций фундаментов. Основой для разработки вариантов фундаментов является изучение аналогов, доступных к применению в данных грунтовых условиях, проектная документация построенных объектов. Для конкретных инженерно-геологических условий целесообразно посадить объект на возможные различные варианты оснований (естественное и искусственное) и фундаментов. При более детальном изучении выбирают наиболее приемлемый из них, учитывая: геологические условия, способ производства работ и возможности строительных организаций, конструкции и материалы, которые может приобрести заказчик.

В данном дипломном проекте мы можем принять следующие варианты:

• ленточный монолитный фундамент;

• столбчатый монолитный фундамент;

• свайный фундамент – из железобетонных свай с обвязкой их монолитным железобетонным ростверком;

• монолитная железобетонная плита;

• буронабивной фундамент и другие.

Ленточный фундамент – наименее трудоемкий, при этом, наиболее простой и экономичный вид фундамента.

Свайный фундамент – применяется при возведении зданий на слабых грунтах. Довольно трудоемкий и дорогой тип фундаментов.

Вариант монолитной плиты является более трудоемким и требует необоснованного превышения затрат на строительство. Таким образом, окончательно к расчету принимаем варианты ленточного и столбчатого фундаментов, как самые экономичные и наименее трудоемкие.

Основной принцип конструирования ленточных фундаментов зданий заключается в том, что ленточные фундаменты всех стен объединяются в единую систему и образуют достаточно жесткую горизонтальную раму, перераспределяющую неравномерные деформации основания.

При столбчатых фундаментах рама формируется из фундаментных балок, которые жестко соединяются между собой на опорах для обеспечения совместной работы.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

54

5.4. Расчет фундаментов

5.4.1. Определение глубины заложения фундаментов

По карте, приведенной в прил.  [6], определяем нормативную глубину промерзания d_fn =3 м.

Ширину фундамента принимаем 0.6 м, толщина стены 0.57 м.

Определяем вылет наружного ребра фундамента от внешней грани стены:

.

По табл.III.1 [6] для здания с полами по грунту и a_f<0,5 находим значения коэффициента влияния теплового режима здания k_h = 0,5. По формуле 2.1 [20] определяем расчетную глубину промерзания грунта:

Рабочим слоем будет песчано-гравийная смесь средней крупности, средней плотности.

Окончательно принимаем глубину заложения фундамента d_f =2 м.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

55

5.4.2. Определение нагрузок, действующих на основание

Определяем нагрузку на фундаменты двухэтажного котеджа с кирпичными несущими стенами в г. Абакан.

Стены выполнены из кирпичной кладки удельным весом γ = 18 кН/м³. Толщина внутренних стен 380 мм, наружных - 570 мм. В конструкции наружной стены применен эффективный утеплитель - финский утеплитель ISOVER марки КТ-11 с g_о=13 кг/м³.

Конструкция чердачного перекрытия состоит из: железобетонных плит γ = 2500 кг/м³, пароизоляции - рубероид (ГОСТ 10923 – 82) с γ = 600 кг/м³ и минераловатных плит повышенной жесткости на органофосфатном связующем (ТУ 21-РСФСР-3-72-76) с γ =200 кг/м³ .

Конструкция крыши стропильная. Полы в здании устраиваются бетонные по грунту.

Определяем нагрузки на наружную стену. Грузовую площадь принимаем на погонный метр стены, опирание плиты на стену 250мм. А=13 = 3 м².

Нормативная и расчетная нагрузка на фундамент под наружную стену

Таблица 5.1.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

56

продолжение таблицы 5.1.

Нормативные нагрузки на 1м стены:

постоянная

N = 30,09 кН;

временная длительно действующая

N = 0,963 кН;

временная кратковременная

N = 3,21+2,1 = 5,31кН;

Суммарная с учетом коэффициентов надежности по назначению здания _n = 0,95 (II класс ответственности здания) и коэффициент сочетаний для длительнодействующих нагрузок ₁ = 0,95, кратковременных ₂ = 0,9 составит:

N = 0,95(30,09 + 0,95∙0,963 + 0,9∙ 5,31) = 33,995 кН.

Расчетные нагрузки на 1м стены:

постоянная

N = 33,159 кН;

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

57

временная длительно действующая

N = 1,541 кН;

временная кратковременная

N = 5,136+2,73 = 7,866 кН;

Суммарная с учетом коэффициентов надежности по назначению здания _n = 0,95 (II класс ответственности здания) и коэффициент сочетаний для длительнодействующих нагрузок ₁ = 0,95, кратковременных ₂ = 0,9 составит:

N = 0,95(33,159 + 0,95∙1,541 + 0,9∙ 7,866) = 39,617 кН.

Определяем нагрузки на внутреннюю стену. Грузовую площадь принимаем на погонный метр стены, опирание плиты на стену 190мм. А=1 6= 6 м².

Нормативная и расчетная нагрузка на фундамент под внутреннюю стену

Таблица 5.2.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

58

продолжение таблицы 5.2.

Нормативные нагрузки на 1м стены:

постоянная

N = 51,593 кН;

временная длительно действующая

N = 1,926 кН;

временная кратковременная

N = 6,42+4,2 = 10,62 кН;

Суммарная с учетом коэффициентов надежности по назначению здания _n = 0,95 ( II класс ответственности здания) и коэффициент сочетаний для длительнодействующих нагрузок ₁ = 0,95, кратковременных ₂ = 0,9 составит:

N = 0,95(51,593 + 0,95∙1,926 + 0,9∙ 10,62) = 59,832кН.

Расчетные нагрузки на 1м стены:

постоянная

N = 66,658 кН;

временная длительно действующая

N = 3,082 кН;

временная кратковременная

N = 10,272+5,46 = 15,732 кН;

Суммарная с учетом коэффициентов надежности по назначению здания _n = 0,95 ( II класс ответственности здания) и коэффициент сочетаний для длительнодействующих нагрузок ₁ = 0,95, кратковременных ₂ = 0,9 составит:

N = 0,95(66,658 + 0,95∙3,082 + 0,9∙ 15,732) = 79,558 кН.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

59

5.4.3. Определение расчетного сопротивления основания

Находим расчетное сопротивление грунта основания под фундаментом

(ф. 2.3. [6]):

где

R – расчетное сопротивление грунта основания;

_с1 и _с2 – коэффициенты условий работы, принимаемые по табл. 3 [3];

_с1=1.4;

= =1.858, следовательно _с2=1.4;

k – коэффициент, принимаемый равным: k₁=1,1, если прочностные характеристики грунта ( и с) приняты по табл. 1-3 рекомендуемого приложения 1 [3];

М_, М_q, M_c – безразмерные коэффициенты зависящие от угла внутреннего трения:

по таблице 1 приложения 1 [3] для песков гравелистых и крупных при e=0.6: с =0.0015 мПа, =36^о, E=35 мПа.

затем по таблице 4 [3] мПа для =36^о находим:

М_ =1.81, М_q=8.24, M_c=9.97.

k_z – коэффициент, принимаемый равным: при b  10 м – k_z=1;

b=0.57 м – ширина подошвы фундамента;

_II=20 кН/м³ – осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента;

^/_II =18 кН/м³ – осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, залегающих выше подошвы фундамента (растительный слой);

с_II=0.0015 мПа – расчетное значение удельного сцепления грунта, залегающего непосредственно под подошвой фундамента;

d₁=2 м – глубина заложения фундаментов от уровня планировки;

d_b = 0 – глубина подвала;

R= _*[1.81*1*0.57*20+8.24*2*18+9.97*1.5]=0.59 мПа.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

60

5.3.4. Расчет фундамента под наружную стену

Вертикальные нагрузки на 1м стены составляют N = 0,03 МН. В соответствии с нормами проектирования каменных конструкций в здании данного типа все нагрузки считаются приложенными в центре подошвы фундамента.

В рассматриваемом случае основным методом расчета будет являться расчет по деформациям, то есть по второй группе предельных состояний, для которых коэффициенты надежности по нагрузке равны 1 и расчетные нагрузки равны нормативным.

Условное расчетное сопротивление песчано–гравийной смеси: R_о = 0,4 МПа (прил. IV. табл. IV. 1 /6/).

Вес 1 м стены фундамента, имеющего размеры: ширину 0.57 м, высоту 2 м, массой 2680 кг:

.

Среднее фактическое давление под фундаментом от действия вертикальных нагрузок, включая вес фундамента:

.

Р_ср= 0.1 МПа < R = 0.46 МПа, но недонагружение составляет 78% поэтому в целях максимального использования следовало бы уменьшить ширину фундамента, но это невозможно из конструктивных соображений.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

61

5.4.5. Расчет конструкции фундамента под наружную стену по первой и второй группе предельных состояний

В качестве материала фундамента берем бетон класса В15. Принимаем высоту защитного слоя бетона равной а = 0,04 м.

Определим расчетные нагрузки от веса фундамента и грунта на его обрезах:

G_ф^р =1,1*0,0268= 0,03МН – расчетная нагрузка от веса фундамента;

γ_f = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке.

Давление под подошвой фундамента от действия расчетных нагрузок (ф. 2.24. /6/):

= МПа.

Поперечную силу в сечении фундамента у грани стены (ф. 2.25. /6/):

Q_I = МН.

Проверим выполнение условия 2.26. /6/:

Q_I ≤φ_b3 *R_bt *b *h_o;

По табл. VI /1/ прил. V для бетона класса В15 R_bt=0.75 МПа

0.01 МПа < 0.6 *0.75*1*1,96=0.88 МПа.

Следовательно, установка поперечной арматуры не требуется и расчет на действие поперечной силы не производим.

Проверяем выполнения условия обеспечивающего прочность по наклонному сечению из условия восприятия поперечной силы Q бетоном (ф. 2.27. /6/):

Q= р_ср^р* [0.5(l–l_ст)–c] *b ≤ , где

c = 0.5* (l–l_ст–2*h_o)=0.5* (0.77–0.57–2*1,96)= –1.86.

Так как проекции наклонного сечения <0, следовательно, наклонные трещины не образуются.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

62

Определим расчетную продавливающую силу (ф. 2.30. /6/):

F= р_ср^р *А, где

А=0,5b(l-l_ст-2h_o) = 0,5*1* (0,77–0,57-2*1,96) = - 1,86.

То есть F<0 – это означает, что размер основания пирамиды продавливания больше размеров подошвы фундамента, в результате чего продавливание в данном случае не происходит то есть прочность фундамента на продавливание обеспечена.

Рассчитаем прочность нормального сечения фундамента, определив предварительно изгибающий момент, возникающий в сечении плиты у грани стены.

М = 0,125 P_ср^р (l-l_ст)²*b=0,125*0,075(0,77–0,57)²*1=0,0004 мН/м.

В качестве рабочих стержней примем арматуру класса АIII с расчетным сопротивлением R_s =355 МПа.

Определим требуемую площадь сечения арматуры на 1 м длины плиты:

А_s = М/0,9*2h_o*R_s =0,0004/0,9*1,96*355=0,0639 см².

По таблице V5 /1/ принимаем пять стержней диаметром 7 мм из стали класса АIII с А_s =1,92 см² . Шаг стержней s = 20 см.

Площадь распределенной арматуры в пределах одной изгибаемой части сечения фундамента А_sр =0,1*1,92=0,192 см² . Так как в ленточном фундаменте на изгиб совместно работают две консольные части, то требуемое количество распределительной арматуры на 1 м ширины плиты следует увеличить вдвое то есть А_sр =2*0,192=0,384 см²

Тогда окончательно по конструктивным соображениям принимаем три стержня диаметром 6 мм из стали класса АI с А_s =0,85 см². Шаг распределенных стержней s = 20 см.

Определим изгибающий момент у грани стены от нормативных нагрузок:

М =0,125*0,073(0,77–0,57)² 1=0,0003 мН/м.

По табл. V.3 и V.4 найдем значения модулей упругости арматуры и бетона Е_s =200000 МПа, E_b =20500 МПа и определим соотношение n=200000/20500=9,76.

Упругопластический момент сопротивления:

W_pl=[0.292+0.75(γ₁+2μ₁*n)]*b*h² , где

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

63

γ₁=0 – так как сечение прямоугольное.

W_pl=0.292*0,57*2²=0,67 м³.

По табл. V.2 /1/ находим расчетное сопротивление бетона растяжению для второй группы предельных состояний R_btn=1,15 МПа.

Момент трещенообразования:

M_crc=R_btser*W_pl=1.15*0.67=0.77 мН*м.

Проверяем выполнение условия: М≤ M_crc:

0,0003<0,77, следовательно трещины в теле фундамента не возникают.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

64

5.4.6. Расчет фундамента под внутреннюю стену

По ранее найденным параметрам: R_о = 0,4 мПа; е = 0,6; I_L=0; с_n= 0,0015 мПа; φ_n= 36^о; М_γ =1,81; М_q =8,24; М_c=9,97. Вертикальная нагрузка N = 0,08 мН.

Найдем ориентировочную ширину подошвы ленточного фундамента по формуле:

.

Для ленточного фундамента расчет ведется на 1 м длины, следовательно b=А_ф/1= 0,22 м.

Находим расчетное сопротивление грунта основания под фундаментом:

R= _*[1.81*1*0.4*20+8.24*2*18+9.97*1.5]=0.58 мПа.

Вес 1 м стены фундамента, имеющего размеры: ширину 0,4 м, высоту 2 м, массой 1880 кг:

.

Среднее фактическое давление под фундаментом от действия вертикальных нагрузок, включая вес фундамента:

.

Р_ср= 0,25 мПа < R = 0,58 мПа, но недонагружение составляет 57 % поэтому в целях максимального использования следовало бы уменьшить ширину фундамента, но это невозможно из конструктивных соображений.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

65

5.4.7. Расчет конструкции фундамента под внутреннюю стену по первой и второй группе предельных состояний

В качестве материала фундамента берем бетон класса В15. Принимаем высоту защитного слоя бетона равной а = 0,04 м.

Рис. 5.1. Фундамент под внутреннюю стену.

Определим расчетные нагрузки от веса фундамента и грунта на его обрезах:

G_ф^р = 1,1 · 0,0188 = 0,021 МН – расчетная нагрузка от веса фундамента;

γ_f = 1,1. – коэффициент надежности по нагрузке.

Давление под подошвой фундамента от действия расчетных нагрузок (ф. 2.24. /6/):

= МПа.

Поперечную силу в сечении фундамента у грани стены (ф. 2.25. /6/):

Q_I = МН.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

66

Проверим выполнение условия 2.26. /6/:

Q_I ≤φ_b3 *R_bt *b *h_o;

По табл. VI /1/ прил. V для бетона класса В15 R_bt=0,75 МПа.

0,025<0,6*0,75*1*1,96=0,88,

Cледовательно установка поперечной арматуры не требуется и расчет на действие поперечной силы не производим.

Проверяем выполнения условия обеспечивающего прочность по наклонному сечению из условия восприятия поперечной силы Q бетоном (ф. 2.27. /6/):

Q= р_ср^р* [0.5(l–l_ст)–c] *b ≤ , где

c = 0.5* (l–l_ст–2*h_o)=0.5* (0.6–0.4–2*1,96)= –1.86.

Так как проекции наклонного сечения <0, следовательно, наклонные трещины не образуются.

Определим расчетную продавливающию силу по формуле:

F= P_ср^р *А , где

А=0,5b(l–l_ст–2h_o) = 0,5*1(0,6-0,4-2*1,96) = - 1,86,

то есть F<0 – это означает, что размер основания пирамиды продавливания больше размеров подошвы фундамента, в результате чего продавливание в данном случае не происходит то есть прочность фундамента на продавливание обеспечена.

Рассчитаем прочность нормального сечения фундамента, определив предварительно изгибающий момент, возникающий в сечении плиты у грани стены.

М = 0,125*P_ср^р (l-l_ст)²*b=0,125*0,252* (0,6-0,4)² 1=0,0013 мН/м.

В качестве рабочих стержней примем арматуру класса АIII с расчетным сопротивлением R_s =355 МПа.

Определим требуемую площадь сечения арматуры на 1 м длины плиты:

А_s = М/0,9*2h_o*R_s =0,00084/0,9*0,256*355=0,000002 м²=0,02см².

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

67

По таблице V5 /1/ принимаем пять стержней диаметром 7 мм из стали класса АIII с А_s =1,92 см². Шаг стержней s = 20 см.

Площадь распределенной арматуры в пределах одной изгибаемой части сечения фундамента А_sр =0,1*1,92=0,192 см² . Так как в ленточном фундаменте на изгиб совместно работают две консольные части, то требуемое количество распределительной арматуры на 1 м ширины плиты следует увеличить вдвое то есть А_sр = 2*0,192=0,384 см².

Тогда окончательно по конструктивным соображениям принимаем три стержня диаметром 6 мм из стали класса АI с А_s =0,85 см² Шаг распределенных стержней s = 20 см.

Определим изгибающий момент у грани стены от нормативных нагрузок:

М =0,125*0,202(0,6-0,4)² 1=0,001 мН/м.

По табл. V.3в и V.4 найдем значения модулей упругости арматуры и бетона Е_s =200000 МПа, E_b =20500 МПа и определим соотношение n=200000/20500=9,76.

Упругопластический момент сопротивления:

W_pl=[0.292+0.75(γ₁+2μ₁*n)] *b*h² , где

γ₁=0 – так как сечение прямоугольное.

W_pl=0.292*0,4*2²=0,47 м³.

По табл. V.2 /1/ находим расчетное сопротивление бетона растяжению для второй группы предельных состояний R_btn=1,15 МПа.

Момент трещенообразования:

M_crc=R_btser*W_pl=1.15*0.47=0.54 мН*м.

Проверяем выполнение условия: М≤ M_crc:

0,001<0,54, следовательно трещины в теле фундамента не возникают.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

68

5.5. Расчет кирпичного простенка

Марка кирпича 75, марка раствора 50, плотность кладки р=1800 кг/м³, кладка облегченная; район строительства — г. Абакан (нормативная снеговая нагрузка — 1,0 кН/м²). Ширина простенка b_пр ⁼ 380 см.

Рис.5.2. Расчетная схема простенка: а-план, б-расчетная схема и эпюра моментов

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

69

5.5.2. Определение расчетных усилий

Расчетная продольная сила в сечении 1—1:

N_1-1 = 795,58·10³ H (см. т. 5.1. П.З.).

Расстояние от точки приложения опорной реакции до внутренней грани стены при глубине заделки ригеля t = 250 мм:

е₃ = t/3 = 250/3 = 83 мм > 70 мм, принимаем е₃= 70.

Эксцентриситет нагрузки F₁ относительно центра тяжести сечения простенка:

e₁ = h/2 - 70= 770/2 - 70 = 315 мм.

Эксцентриситет нагрузки F₂ относительно центра тяжести сечения простенка:

е₂= 770/2 – 240 = 145 мм.

Расчетный изгибающий момент в сечении 1—1:

M_I-I=F₁e₁M₁/H_эт= 198·0,315·3,45/6,76=46,88 кН·м= 31,83·10⁶ Н·мм.

5.5.3. Расчетные характеристики

Площадь сечения простенка :

А = 3800·770 = 2926 000 мм²

Коэффициент условий работы кладки γ_с= 1,0, так как А = 2,926 м² < 0,3 м².

Расчетная длина простенка 1о=Н = 3600 мм;

гибкость простенка _h = lо/h = 3600/770 = 4,68. (12)[31]

Коэффициент продольного изгиба всего сечения простенка в плоскости действия изгибающего момента φ = 0,95 (см. табл. 16)[26].

Расчетное сопротивление сжатию кладки из обыкновенного кирпича марки 75 на растворе марки 50: R = 1,3 МПа (см. прилож. 13)[26].

Временное сопротивление сжатию материала кладки: R_U= kR =2·1,3 = 2,6 МПа. Упругая характеристика кладки из обыкновенного кирпича пластического прессования α=1000 (см прилож.16)[26].

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

70

5.5.4. Проверка несущей способности простенка

Эксцентриситет расчетной продольной силы N_1-1 относительно центра тяжести сечения:

е₀ = M_1-1/N_1-1= 31.83·10⁶/(795.58·10³) = 40 мм.

Высота сжатой части поперечного сечения простенка:

h_С = h — 2е_О = 770 — 2·40 = 690 мм.

Гибкость сжатой части поперечного сечения простенка :

_hс= lо/hc= 3600/690 = 5.22. (см.п.4.7)[31]

Коэффициент продольного изгиба для сжатой части сечения:

φ_С=0,96 (см. табл. 16)[26].

Коэффициент продольного изгиба при внецентренном сжатии:

φ₁= (φ+ φ_С)/2 = (0,95 + 0,96)/2 = 0,955. (15)[31]

Коэффициент ω (см.табл.19)[31]: ω = 1 + е_О/h = 1 + 40/770 = 1,052 < 1,45.

Несущая способность простенка в сечении 1-1 как внецентренно сжатого элемента (см. формулу (13))[31]:

N≤m_gφ_lRA(1-2е_О/h)=1,0·0,955·1,3·2926000·(1- 2·40/770)· 1,082 =

=5924,49 кH < N_1-1,

здесь m_g = 1,0, так как h > 30 см.

Несущая способность простенка меньше расчетного усилия, следовательно, необходимо усилить простенок поперечным армированием. Проверяют условия эффективности применения поперечного армирования: высота ряда кладки hкл = 80 < 150 мм; расчетный эксцентриситет е_О = 40 мм < 0,17h = 108,8 мм: гибкость простенка _h = 4,68 < 15.

Условия соблюдаются, следовательно, можно применить усиление кладки поперечным армированием. Принимают армирование прямоугольными сетками из арматуры класса Bp-I, d = 5 мм, Аst = 0,196 см² = 19,6 мм², размер ячейки с = 50 мм. Rs = 360 МПа, Rs.ser = 395 МПа (см. прилож. 12)[26].

Коэффициент условий работы арматуры в каменной кладке γ_SC = 0,6 (см. прилож. 24)[26]:

Rs =γ_CSRs =0.6·360= 216 МПа; Rs.ser= γ_CSRs.ser= 0,6·395 = 237 МПа.

Требуемое расчетное сопротивление сжатию армированной кладки из условия экономического проектирования:

= 0,18 МПа < 2R = 2,6 МПа.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

71

Требуемый коэффициент армированиякладки:

где y= h/2 = 770/2 = 385 мм.

Минимальный процент армирования кладки сетчатой арматурой при внецентренном сжатии – μ_min= 0,1 %.

Расчетные характеристики армированной кладки. Временное сопротивление сжатию армированной кладки:

Rsku = kR+2R_s.serμ/100=2·1,3+2·237·0,1/100 = 3,07 МПа.

Расчетное сопротивление сжатию армированной кладки

= 1,59 МПа < 2R = 2,6 МПа.

Упругая характеристика армированной кладки

= 1000·2,6/3,07 = 847.

При λ_h= 4,68 и α_SK= 847 φ= 0,954;

при λ_hc= 5,59 и α_SK= 847 φ_C= 0,954 (см. табл. 20)[26].

Коэффициент продольного изгиба армированной кладки при внецентренном сжатии

Коэффициенты m_g = 1,0, ω= 1,082.

Проверяют несущую способность простенка в сечении 1—1, армированного сетками:

N≤m_gφ₁R_skbA(1-2e₀/h)ω==1,0·0,9545·1,65·4928000(1-2·63/770)·1,082=

=7023490 Н = 7024 кН > N_1-1.

Условие прочности N > N_1-1 удовлетворяется, следовательно, прочность армированной кладки простенка достаточна.

Относительный эксцентриситет е_О/y= 63/385 = 0,164 < 0,7, поэтому расчет по раскрытию трещин не производят. Требуемый шаг сеток из проволочной арматуры 5 мм Вр-1 по высоте кладки простенка

784 мм = 78,4 см.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

72

Средняя высота ряда кирпичной кладки составляет 80 мм, тогда количество рядов кладки, через которое укладывают сетки, составляет n = 784/80 =10 рядов.

Нормы рекомендуют укладывать сетки не реже чем через пять рядов кирпичной кладки из обыкновенного кирпича. Следовательно, принимают шаг сеток s = 400 мм, или n = 5 рядам кладки.

Проверяют процент армирования кладки простенка:

Максимальный процент армирования кладки

Следовательно, принятая схема армирования кладки простенка удовлетворяет нормативным требованиям и условию прочности.

ДП – 29 03 00 – АД – 2416

Лист

73