[_mmv_]

Чуть ранее была поднята такая тема, но обсуждалась как-то... излишне теоретически. Хочется практических советов, а не отсылки к учебникам
Вот у меня такая ситуация. Пролет 7 метров и нужно сделать пару ригелей. Стены 400 газоблок и всего 25 см толщиной, поэтому "просто так" довольно нагруженные ригели на положишь... Я их решил "интегрировать" в армпояс, который по-любому делать надо. Первая картинка дает представление о "базовом" варианте. По расчету для постоянного сечения достаточно ТРЕХ арматурин ф18, но я сделаю переменное сечение и ДВЕ полных + ДВЕ неполных только в самой нагруженной части. Думаю, так сойдет.
А вот теперь (на нижней картинке) начинаются вопросы... Оказалось, что у меня есть точка, на которую можно опереться, поставив колонну (зеленую).
Пеноблочной стене становится жить легче, про правую часть вообще можно забыть и считать только левую, а конструктивно сделать их по-военному "единообразно" По идее, надо было бы разрезать балку в этой точке опоры, но я НЕ ХОЧУ резать ригель, встроенный в арм-пояс - он там будет решать и еще одну немаловажную задачу - повышение жесткости, подхватывая и связывая где-то впосередине довольно длинные (13м) внешние стены.
А если не резать, то как рассчитать распределение нагрузок у "двухпролетной" балки ПРИ УСЛОВИИ, что точки опоры вовсе не "теоретические" всякие там "заделки и шарниры", а выполнены вполне конкретными строителями из вполне конкретных материалов и имеют разные конструктивные особенности.
Стенки из газоблока в ближайшие два года дадут усадку (заявлено, что 0,5 мм на каждом метре, а таких метров три..., но под воздействием довольно высокой местной нагрузки, в ЭТИХ местах (под опорами ригеля) наверняка, "усядут" еще больше, миллиметра на 2..3. Зеленая же колонна будет сделана жб и усадку даст в течение только первых пары месяцев, да и вряд ли заметную, ибо армирована же...
Или я чего-то не понимаю, или в течение первого года произойдет ПЕРЕраспределение нагрузки от ригеля со стен на колонну. Ригель может вообще начать работать на изгиб в другую сторону... Я там, конечно, армирую верхний ряд силовой арматурой, но как РАССЧИТАТЬ?
И еще нюанс - арм-пояс (и соответственно ригель) у меня целиком "на улице", то есть за пределами отапливаемого контура, и они, и наружная часть боковых стенок зимой-летом будут нагреваться-замерзать, наверное, также в какой-то мере добавляя-уменьшая вертикальные напряжения. Колонна же будет постоянно в тепле (НО ТОЛЬКО не в ПЕРВУЮ зиму!!!), и это обстоятельство также может где-то вылезти боком
И кстати! колонна и ригель у меня должны быть разделены "в теплотехническом смысле" (в зоне, отмеченной цветом морской волны) - кто-нибудь посоветует конструктивное решение? Я пока не придумал ничего (кроме композитного профиля).

[Нубий-IV]

Навскидку, в левом пролете, с учетом того, что справа "не совсем защемление", с точностью "плюс-минус километр":

• От распределенной нагрузки: M=1.5qL2/16 = 1.5 * 0.7т/м * 5м * 5м / 16 = 1.64 тм
• От сосредоточенной нагрузки: 0.75PL/4 = 0.75 * 3 * 5 / 4 = 2.81 тм
• Итого 1.64 + 2.81 = 4.45 тм

Площадь растянутой арматуры 2d16 As = 4.0 см2
Усилие в арматуре Ns = RsAs = 3.5 т/см2 * 4 см2 = 14 т
Несущая способность сечения M = 0.8*Ns*h0 = 0.8 * 14т * 0.12м = 1.34 тм

Сечение не несет нагрузку, перегруз в 3 раза. Учитывая, что соотношение высоты сечения к пролету 0.15м/5м = 1/33 (это много), даже от той нагрузки, что сечение выдерживает, стоит ожидать больших прогибов. Например, при 1/150 прогиб 5000/150 = 33мм - пенобетон включится в работу раньше, чем ригель выберет даже собственную несущую способность.

Это значит, что ригель ляжет на стену, и нести всю нагрузку будет пенобетон. Разве что большую сосредоточенную силу 3т такой пояс размажет по ширине. Так что это не ригель, а, скорее, опорная подушка.

[_mmv_]

Погодите...
1. я там не особо заморачивался, когда нарисовал в нижней картинке сечение ригеля как армпояса (25х15). на самом деле, надо будет сделать толще (например, 25х25).
2. арматуру в ригели по-любому блще, чем в остальной армпояс, я планировал 18 - так что несущая способность будет выше, конечно...
3. никогда я не стану допускать прогиба аж в 33 мм. ясен пень, что балка будет выполнена намного жестче.

Но главное - я не понял фразу "пенобетон включится в работу раньше, чем..."
Конечно, пенобетон "включится в работу"... но ЕЩЕ РАНЬШЕ в нее включится "зеленая колонна". а пеноблоки, ИМХО, постепенно начнут "выключаться" из работы. Правая стена - так может вообще перестать сжиматься, если ригель "уляжется" на левую стену и "зеленую колонну", а армполяс "подвиснет" на ригеле...

Давайте вернемся к теме - как, по-Вашему, будет распределяться нагрузка на показанныые ТРИ точки опоры? Сколько возьмет на себя колонна? причем: а) в самом начале, сразу после распалубки, и б) через год, или хотя бы первой же зимой, когда на крыше лягут 20т снега, максимально нагрузят ригель (две сосредоточенные нагрузки - это как раз опирание прогонов кровли), а пеноблок решит "усесть", потому что к концу лета практически просохнет (у меня вент.фасад планируется, да еще не факт, что успеем, так что проветриваться с июня по октябрь может прямо на улицу...)

[_mmv_]

Кстати, а можно ли этот ригель все-таки "разрезать"... НО... "не совсем": бетон над средней точкой опоры (зеленой колонной) разорвать, например, листом ЭППС, а арматурины, пропущенные насквозь, оставить - чтобы с точки зрения расчетной схемы получился бы практически "шарнир" между "двумя балками", но на продольные сжатие-растяжение эти "две балки" работали бы как одна?

[Нубий-IV]

Сообщение от _mmv_ Конечно, пенобетон "включится в работу"... но ЕЩЕ РАНЬШЕ в нее включится "зеленая колонна"

Прикидка сделана по схеме неразрезной балки, когда колонна уже включилась в работу полностью, поэтому я рассчитывал только левый пролет. Просто при геометрии и армировании с картинки даже колонна схему не спасает.

Сообщение от _mmv_ как, по-Вашему, будет распределяться нагрузка на показанныые ТРИ точки опоры?

Из-за недостатка несущей там получилось не три точки опоры, а три точки и одна лепешка: ригель лег на стену.

Это не я вредничаю, это схема статически неопределима, поэтому как распределятся нагрузки - зависит от жесткостей всех частей схемы, и ригеля, и стен. Если их назначить как попало - получатся какие попало усилия.

Сообщение от _mmv_ в самом начале, сразу после распалубки

Звучит так, будто сначала заливается ригель, потом убирается опалубка, а потом под него начинают подкладывать блоки, да еще с зазором. Если ригель заливают прямо на блоках, то передавать на колонну он должен столько же, сколько передавал жидкий бетон - он же именно при этих деформациях и затвердеет.

Сообщение от _mmv_ Кстати, а можно ли этот ригель все-таки "разрезать"

Ладно еще колонну, но ригель-то за что? У него правая часть холодная, а левая - горячая? Чем жестче ригель, тем меньше он давит на блоки снизу. Меньше разрезов - больше пользы!

По-моему, тут надо задачу ставить так:

• Для ручного счета: На блоки можно передать не более X кн/м. Нагрузка приведет к осадке по верху блоков Y мм. Подобрать сечение и армирование ригеля, при котором он, имея отпор снизу X, получит прогиб не более Y.
• Для машинного счета: Загнать схему из оболочек и стержней в расчетную программу. Поиграться с сечениями и жесткостями - посмотреть на усилия и перемещения.

Если нагрузки для пеноблоков слишком велики, то их должен взять на себя ригель, так что в ответе должен получиться либо высокий, либо низкий но сильноармированный ригель, с прогибами, допустимыми для блоков снизу.

Чтобы дать ответ в числах, надо добавить в исходные данные:

1. Допустимую нагрузку на блоки
2. Допустимую осадку блоков под нагрузкой (Или модуль упругости кладки)
3. Величину усадки по вертикали

[_mmv_]

И ведь вроде Вы стараетесь мне помочь... вникаете... но такое впечатление, что мы о чем-то разном говорим... Наверное, я что-то не так рассказал
Повторю - если вообще не делать "зеленую колонну" - то имеем верхнюю из двух картинок, делаем 6-метровый ригель переменного сечения с армированием 4-мя ф18 (причем, два из четырех прутков - только в центральной части, как "усиление"). Я не знаю, как Вы считаете, а у меня выходит, что такой ригель свою нагрузку держит и как "базовый вариант" устраивает. на концах этот ригель "заделан" в жб арм.пояс (что обеспечивает ему бОльшую эффективную площадь опирания на пеноблоки, чем просто площадь поверхности под конкретно его "пятками"), и передает нагрузку на пеноблок d400 b1,5 или 2,0 (то есть несущая способность порядка 20..25 кг/см2). Чтобы воспринять нагрузку в 6..7 тонн потребны 200..300 кв.см "птяна контакта". Надеюсь, что в месте пересечения 20-сантиметрового армпояса с 25-сантиметровым ригелем при прямой заливке монолита такое пятно контакта найдется
Если делать-таки колонну, то пеноблоку будет очевидно еще легче жить... но может случиться такая ситуация, что вообще почти вся нагрузка пойдет на эту колонну, а ригель вовсе не "упадет" на стену (как Вы пишете), а напротив, "оторвет" арм-пояс от пеноблока, который будет усаживаться даже под собственным весом, а ригель в правой части превратится в консоль, и тогда ему нужно совсем другое армирование!
Чтобы снять эту неопределенность, наверное, все-таки в случае с колонной ригель надо будет резать на два куска, работающие на изгиб самостоятельно и независимо. Тогда легко считаются отдельно левая и правая балки, я еще этого не сделал, но там очевидно и сечение можно будет снизить и армирование...
НО!
у ригеля кроме восприятия вертикальных нагрузок была еще одна задача - "связка" длинных сторон армояса посередине, чтобы добавить ему жесткости от горизонтальных нагрузок - той же ветровой, да и мало ли что с внецентренным сжатием стен... Вот поэтому и не хотелось мне этот ригель резать...
Но добрые люди присоветовали сначала такой вариант - резать только бетон, а арматуру оставить общую на оба куска ригеля... Это мне не нравилось тем, что на каком-то промежутке железная арматура будет "гулять на улице" без защиты от коррозии. И сейчас вот предлагают мне такой выход: композитная арматура! вот этот вариант мне нравится больше и я к нему склоняюсь... А Вы что скажете?

[Нубий-IV]

Сообщение от _mmv_ И ведь вроде Вы стараетесь мне помочь... вникаете... но такое впечатление, что мы о чем-то разном говорим... Наверное, я что-то не так рассказал

Это у меня травма от удара тяжелым сопроматом по голове. На мой взгляд ничего страшного, но люди вокруг пугаются .

Сообщение от _mmv_ Я не знаю, как Вы считаете, а у меня выходит, что такой ригель свою нагрузку держит

У выражения "держит нагрузку" есть две стороны.

Первая сторона - прочность.
Момент в ригеле (без учета его веса) 0.7т/м * 7м * 7м / 8 + 3т * 2.5м = 4.3тм + 7.5тм = 11.8тм.
Усилие в арматуре 11.8тм / (0.9 * 0.35м) = 37т
Требуемая площадь: 37т / 3.5т/см2 = 10 см2
Требуемая арматура -4d18
Тут я согласен, армирование соответствует нагрузке.

Вторая сторона - жесткость.
Расчет прогибов в железобетоне - это не три строчки, но есть сайт, где такие расчеты можно делать: http://webcad.pro/rasch.html. Вот результат для вашего случая: http://webcad.pro/tmp/progib_604609451.pdf
Прогиб под нагрузкой - 52мм (это, кстати, примерно 1/150 пролета). При том, что для стены можно допустить осадку 2-3 мм, т.е. в 20 раз меньше.
Это значит, что в реальности прогиб составит около 2.5мм (если больше - стена не выдержит). А это означает, что балка, прогнувшаяся на 2.5мм вместо 52мм, воспримет только 2.5 / 52 = 5% нагрузки, а остальные 95% передадутся на стену.

Т.е. балка никого не разгружает, и возникает тот самый мой вопрос №1 - для чего она там лежит? Чтобы защитить стену от нагрузки, балка должна иметь прогиб, похожий на максимальную осадку стены. Например, если прогиб 5мм, то балка, прогнувшись на допустимые 2.5мм из 5мм, заберет 50% нагрузки. Можете сами поиграться с параметрами балок (высота, армирование) на сайте, и посмотреть, какая балка нужна. Прогибы 1/200-1/300 - обычные для бетона на пролетах 5-7м, и, чтобы сделать их меньше, надо сильно увеличить высоту балки, запросто можно получить 70-80см высоты.

Сообщение от _mmv_ d400 b1,5 или 2,0 (то есть несущая способность порядка 20..25 кг/см2)

Я, конечно, по пеноблокам не копенгаген, но на мой взгляд, цифры слегка оптимистичны. Даже если на d400 и обеспечена прочность 1.5-2МПа, у кладки она будет ниже СП 15.13330.2012 Каменные и армокаменные конструкции. По таблице 3 видно, что прочность кладки в 2-3 раза меньше, чем у блоков (разве что производитель испытывал свои блоки на клею вместо раствора и клянется, что у него прочность получается выше). Я возьму 7.5 кг/см2. Кроме того, при расчете стены учитывается, что на сжатие она работает не всей площадью, и может изгибаться - это еще примерно уполовинит несущую.

Но даже с учетом всего этого стена несет: 700см * 25см * 7.5 кг/см2 * 0.5 = 65600 кг = 65т. А всей нагрузки на стену - 0.7т/м * 7м + 3т*2 = 10.9т. Отсюда вопрос №2: а почему вообще возникла идея с ригелем и колоннами - там много проемов, и не вся длина работает?

Просто обычно в каменных зданиях встречаются варианты:
- Если кладка несет нагрузку, опираемся на кладку
- Если кладка слегка не несет нагрузку, армируем кладку
- Если кладка сильно перегружена, работать будут колонны и ригели. Но тогда под ригелем оставляют зазор на прогиб, и заполняют его герметиком. Для такого случая легко определить, какая часть нагрузки приходится на колонну, и не поднимется ли второй край.

Сообщение от _mmv_ И сейчас вот предлагают мне такой выход: композитная арматура! вот этот вариант мне нравится больше и я к нему склоняюсь

У композитной арматуры деформация в расчетном состоянии раз в 10 больше, чем у стальной. Это только ухудшает дело - прогибы вырастут. А сжатая арматура внизу в прорези, скорее всего, потеряет устойчивость, и разрез превратится в обычный шарнир - т.е. жесткости эта арматура не добавит.

Сообщение от _mmv_ Чтобы снять эту неопределенность, наверное, все-таки в случае с колонной ригель надо будет резать на два куска, работающие на изгиб самостоятельно и независимо.

Чтобы снять эту неопределенность, существует теория расчета статически неопределимых систем, которой студентам профильных вузов два года мозг выносят. На практике задача решается в несколько минут в совеременных расчетных программах. Но сначала надо решить, как работает ригель: лежит он таки на кладке или висит с зазором - это принципиально меняет расчет и все ответы.

[Нубий-IV]

То же самое в числах (расчет без учета и с учетом кладки):

1. Прогибы. Видно, что в схеме с кладкой ригель ложится на нее.
2. Моменты. Видно, что в схеме с кладкой моменты падают - потому что балка, лежащая на кладке, слабо изгибается.
3. Напряжения. Видно, что кладка сжата на 7кН/м / 0.25м = 28 кПа (то есть балка просто передала нагрузку ниже). Видны два пика под сосредоточенными нагрузками - это единственное полезное действие ригеля, в качестве опорной подушки.
4. Нагрузка на колонны. Видно, что в схеме с кладкой нагрузка на колонны резко падает, остальное забирает кладка. Конкретная величина нагрузок поменяется, если задать усадку или другой модуль упругости кладки, или проемы, или ростверк под стену.

Если под ригелем делать зазор, то моменты для подбора арматуры и усилия в колоннах можно брать со схемы без кладки. Во вложении - схема для расчета в STARK.

[_mmv_]

Нубию:
Простите за провал в диалоге - были причины (увы - НЕ уважительные
Сейчас вот прочел - и понял, где мы друг друга не-до-понимаем: Вы, похоже, так поняли, что пеноблочная кладка есть под всей нарисованной балкой/ригелем.
Но под ней НЕТ кладки по всей длине - только концы опираются на кладку (через арм-пояс). Представьте себе обычную прямоугольную "коробку" внешних стен без каких-либо перегородок внутри. У меня такая прямоугольная коробка (если отбросить пока некие "архитектурные причуды") размером 13х7м. Причем длинные стены как раз имеют очень много окон, а между ними простенки всего 1-1,5м. Чтобы эти простенки длинных стен собрать "в кучу", по верху делаю более мощный арм.пояс, чем надо было бы из расчета только под крышу. А еще в средней части длинных стен связываю их балкой-ригелем, выполняемым заодно с арм.поясом, только весь арм.пояс лежит на газоблочной кладке, а этот ригель висит в воздухе. Вот про него и речь. Нужен он для сразу трех целей: 1) связав арм.пояс - увеличить его жесткость (и "жесткость" длинных стен), 2) принять на себя долю веса чердачного перекрытия (отсюда распределенная нагрузка 700 кг/м2), 3) и еще - принять на себя нагрузку от прогонов основной двускатной крыши, чтобы уйти от распора (отсюда две сосредоточенные нагрузки по 3-4т)

----- добавлено через ~32 мин. -----
... ну и далее то, что я уже и писал:
- первая прикидка базового варианта этого ригеля выглядит как жб балка переменного профиля шириной 25см и высотой "в холке" 40см (а по краям - снижается до 20см, как и арм.пояс)
кстати, неужели именно у этой балки Вы насчитали прогиб 5,5см? (онлайн-калькулятор на ПростоБилд дал мне всего 1 мм)
- далее я вижу, что точки опирания ригеля на пеноблочную кладку приходятся как раз на довольно "жидкие" простенки между окнами, всего по 1м, т.е. не выдержат, по всей видимости, такого нагруженного ригеля, даже с учетом ухода части нагрузки через арм-пояс на соседние простенки... (тоже задачка на "перераспределение нагрузок")
- и тут я вспоминаю, что у меня есть техническая возможность опереть этот ригель в той точке, которую я изобразил как "зеленую колонну"... ну и далее по исходному тексту...

----- добавлено через ~59 мин. -----
К стати! возникает еще одна тема: "вертикальное армирование кладки из газоблоков"
Независимо от того, что я решу с "зеленой колонной", левый край ригеля по-любому лежит на газобетонной кладке, и в моем случае - на всего метровом простенке.
Даже если принять 50% от b1,5 да еще запас вдвое, как Вы сделали... 1 метр кладки несет чуть менее 10т, и мне бы этого хватило. Но это только сжатие. А простенок может "сыграть" по жесткости и "сложиться", ведь в месте под ригелем сжатие стены вряд ли можно считать идеально "центральным"...
Полагаю, что можно снизить этот риск, заштрабив и посадив в борозды арматурины по вертикали как с наружной, так и с внутренней стороны стены.
И тут у меня к Вам два вопроса - один теоретический, другой практический:
"практический" - Вы не знаете, чтобы кто-то ранее так делал? (в интернете полно материалов по горизонтальному армированию газоблокочной кладки, а по вертикальному - только "намеки"
"теоретический" - точку опирания (ригеля, интегрированного в арм.пояс) считать шарниром или заделкой? просто в первом случае ожидаемый прогиб стены будет вовнутрь, а во втором случае - вовне, и соответственно, более важным получается армирование по внутренней или внешней стороне станы. как-то я решить не могу, хотя склоняюсь к заделке, так как буду стараться более жестко привязать арм-пояс к блокам, в частности, перед его заливкой хочу насверлить в блоках по паре "лунок", куда затечет бетон и сделает нечто похожее на "лего вверх ногами"... возможно, туда еще по отрезку арматурины вложить...)

[Нубий-IV]

Сообщение от _mmv_ 1) связав арм.пояс - увеличить его жесткость (и "жесткость" длинных стен)

Чтобы увеличить жесткость конструкции, надо привязать ее к чему-то более жесткому. Если перекинуть с одной шатающейся стены балку на другую стену, они просто будут шататься вместе. В каменных зданиях жесткость дают поперечные стены, связанные друг с другом перекрытиями - сборными или монолитными. Если перекрытия балочные - то они жесткости не дают, и стены проектируют как свободно стоящие, в том числе на опрокидывающую ветровую нагрузку. Так что если балка - единственный элемент жесткости, толку от нее не будет.

Сообщение от _mmv_ принять на себя долю веса чердачного перекрытия (отсюда распределенная нагрузка 700 кг/м2)

Маловато для единственной балки посреди 13-метрового здания, на которую опирается перекрытие. Или перекрытие - деревянное чердачное? Тогда оно жесткости стенам не добавляет.

Сообщение от _mmv_ неужели именно у этой балки Вы насчитали прогиб 5,5см?

Прогибы в 1/150-1/300 пролета - норма для железобетона. Если получается сильно меньше - это повод искать ошибку в расчете.

Сообщение от _mmv_ онлайн-калькулятор на ПростоБилд дал мне всего 1 мм

В один миллиметр при семиметровом пролете можно поверить только при очень высокой балке. Все тонкие предметы прогибаются очень сильно - попробуйте погнуть металлическую линейку плашмя, а потом "на ребро". Кстати, если на сайте вместо железобетона выбрать сталь - прогиб увеличивается. Похоже, автор зевнул нолик где-то в программе. Кроме того, прогиб зависит от класса бетона и армирования, а эти данные там не вводятся - значит, используется простейшая формула прогибов из сопромата, которая для железобетона сильно занижает результаты.

Сообщение от _mmv_ (в интернете полно материалов по горизонтальному армированию газоблокочной кладки, а по вертикальному - только "намеки"

Бетону повезло со сталью - бетон сжимается примерно на два промиля, и арматурная сталь тоже, поэтому они хорошо работают вместе. А газобетонная кладка должна иметь деформативность сильно больше. Думаю, пока газобетон сожмется, сталь уже будет сжата слишком сильно, и выпучится в сторону, что то вроде https://dwg.ru/bsk/5221. Даже в бетоне сжатую арматуру обвязывают частыми хомутами от выпучивания. А в газобетоне, подозреваю, и хомуты могут не помочь - кладка оторвется по штрабе и сядет, не дожидаясь арматуры. Возможно, поэтому вертикальное армирование и не используют - но это только догадки.

Если не несет простенок - его можно уширить, сделав пилястру; проармировать; положить более высокомарочные блоки. Все три способа - обычное дело в каменных зданиях.

Сообщение от _mmv_ точку опирания (ригаля, интегрированного в арм.пояс) считать шарниром или заделкой?

Заделка - это когда закрепление может воспринимать момент. Чтобы передать момент, часть сечения должна быть сжата, а часть - растянута. Если шов под поясом начнет растягиваться - он просто треснет, и никаких усилий не передаст. Даже в железобетонных каркасах, чтобы передать момент, надо проармировать колонну арматурой не меньше, чем в балке, и надежно ее с арматурой балки соединить - с отгибом по радиусу, на сварке или с большим нахлестом. Если в стене нет вертикальной арматуры, равной арматуре в ригеле, да еще и на сварке - момент передаваться не будет, и опирание будет шарнирным.

Сообщение от _mmv_ просто в первом случае ожидаемый прогиб стены будет вовнутрь, а во втором случае - вовне

Изгиб стены в любом случае получается наружу, просто при шарнире он слабее.

Сообщение от _mmv_ А простенок может "сыграть" по жесткости и "сложиться", ведь в месте под ригелем сжатие стены вряд ли можно считать идеально "центральным"

На такие вопросы отвечает расчет - он как раз и учитывает и "сыграть по жесткости", и расцентровку. Методика для каменных конструкций тут: СП 15.13330.2012 Каменные и армокаменные конструкции. А подробные объяснения с примерами расчетов - в учебниках Вахненко П.Ф. Каменные и армокаменные конструкции и пособиях Рекомендации по применению стеновых мелких блоков из ячеистых бетонов. Москва 1992. По расчету определяют и марку блоков, и необходимое армирование, и нужны ли пилястры. Правда, без специального образования с этим тяжело разбираться.

Сообщение от _mmv_ с учетом ухода части нагрузки через арм-пояс на соседние простенки... (тоже задачка на "перераспределение нагрузок")

Если пояс высотой 15см - на уход нагрузки можно не рассчитывать, по той же причине - он слишком гибкий.

Сообщение от _mmv_ буду стараться более жестко привязать арм-пояс к блокам, в частности, перед его заливкой хочу насверлить в блоках по паре "лунок"

Этот фокус разве что прочность на сдвиг вдоль пояса увеличит, а таких горизонтальных нагрузок, чтобы пояс стащить со стены, у вас нет, если вы только не в сейсмоопасном районе строите.

[_mmv_]

УЖОС!

----- добавлено через ~18 ч. -----
Глубокоуважаемый товарищ Нубий! Спасибо, что тратите на меня свое время.
Сопромат я, конечно, сдавал... и даже на 5 (и потому женат вполне "легитимно" Но было это году в 1982 или 1983... Т.ч. малех подзабылось Вот уж не думал, что в жизни пригодится )))
А сейчас вот уже некогда читать книжек. Кладка сегодня подошла под перемычки. Завтра перемычки класть будем. А в пределах уже недели будем лить армпояс и мои замечательные ригели.
Проблемы, возникающие на пути добавления колонн... к сожалению, перевешивают, казалось бы, очевидные выгоды от промежуточного опирания, сокращения пролетов и все такое... Вероятно, откажусь вообще от этих колонн и сделаю одним более длинным пролетом, но с опираниеи чисто на пеноблочную кладку с одинаковой усадкой и самой понятной расчетной схемой.
Вот только у меня одна просьба - подсобите рассчитать мои короткие простенки в зоне опирания ригелей на устойчивость. Я сам этого не смогу уже
Онлайн калькулятор, который смог найти, позволяет считать только простые бетоны и там заведено минимальное b 3.5 При моих размерах и нагрузках ТАКОЙ бетон показывает устойчивость с ТРЕХкратным запасом. У меня газоблоки b 2.0 (ну или как минимум b 1.5 Кладка из них на тонкий клеевой шов обещает быть не хуже b 1.0 Но я не знаю, стоит ли говорить о том, что при этом будет компенсирован как раз оный ТРЕХкратный запас, и все останется в рамках "выдержит".

[Нубий-IV]

Тогда чертежи по зданию нужны:
- план, где простенки и поперечные стены видны
- схема перекрытия с ригелями, где видно, кто куда опирается
- разрез - высоты стен и крыши видеть
- какой ригель и армирование приняты - оценить поворот края и распределение давления под ним

Если какой сбор нагрузок был - кидайте сюда же, легче разбираться будет.

[_mmv_]

Я бы мог сейчас сесть и нарисовать какие-то чертежи... но и мне некогда, и для Вас это будет слишком конкретная и слишком сложная поэтому задача (потому что с кучей под-задач получится). Я не хочу, чтобы Вы слишком много времени на меня потратили.
Давайте одну относительно простую задачу выделим: простенок между дверью и окном, на который приходится еще и место опирания того самого ригеля (это у меня самое опасное место)
Кладка из пеноблоков d400 размером 600х400х250, причем камни положены так, что толщина стены 250, но в самом низу опорными являются только 20 см, а 5 самых "внутренних" сантиметров - считаем дополнительной "подвешенной" теплоизоляцией... Высота стены 3,2 м (то есть, это всего 8 камней по 40 см).
C одной стороны у простенка дверь, и соответственно от пола до дверной перемычки нет 5 рядов блоков. С другой стороны - окно, поэтому нижние 80 см кладки (два ряда по 40) - это полная стена, причем в горизонтальных штробах армирован (парой композитной "восьмерки") как первый ряд, так и второй (потому что подоконник рядом), затем в честь окна пропускаются 4 ряда камней (высота окна 1600), ставится перемычка и над ней еще ряд блоков "полной" стены. По предпоследнему ряду (за 40 см до арм.пояса) буду еще армировать в штробах и этот простенок попадет в единую линию стены).
Затем по этой стене пойдет арм.пояс (я планировали 200*150 с 4 d16 (или d14). "Средняя" нагрузка на арм.пояс по периметру (от крыши) порядка 800кг/м (это со снегом уже посчитано).
Да- забыл упомянуть, а это точно пригодится в расчете - ширина дверного проема - 1м, ширина окна 1,8м)
Теперь самое интересное. С одного КРАЯ простенка (в 20см со стороны двери) к арм.поясу примыкает ригель, армируемый и отливаемый вместе с ним(поясом). В самой точке их соединения я планировал увеличить высоту бетона с 15 до 20..25 см, и далее ригель - как на первом рисунке растет в высоту до 40см в холке. Нагрузки на ригель я давал ранее - распределенная 700кг/м + 2 сосредоточенных по 3т. Армирование (нижнее) 4хd18, а верхнее - технологическое, у меня осталось много d10, сделаю из него.
Задача в том, чтобы проверить этот простенок на устойчивость.
Как вариант для усиления (если будет недостаточно уверенности) - я могу сделать прямо под точкой опирания ригеля 1-2-3 вертикальные штробы на всю высоту стены и заложить туда по прутку d10 - ТОЛЬКО с наружной стороны, где будет растянутая зона, а по внутренней (где будет сжатая - Вы меня отговорили армировать
Какая еще нужна информация?

[Нубий-IV]

Одно выяснение, как ригель на стену опирается, несколько дней заняло. По словесному описанию тяжело решить, какие нагрузки учесть - на это влияют даже конструкции перекрытия, крыши, размеры и количество проемов, и расположение соседних стен. Поэтому все инженеры любят картинки, как в журнале Мурзилка .

1. Как приложена нагрузка от крыши: по оси стены или ближе к грани? Разные эксцентриситеты - разные результаты.
2. Что за перекрытие? Железобетон, деревянные балки? Является ли опорой для стены при работе на горизонтальные нагрузки?
3. Передает ли перекрытие нагрузку на стену? С каким эксцентриситетом?
4. Какая ветровая нагрузка? Иногда сильно влияет на расчет - если перекрытие не жесткое, может повалить всю стену.

[_mmv_]

Вот картинка (но не как в Мурзилке, а в Экселе... и боюсь, что она у Вас родит больше новых вопросов, чем даст ответов.
Ригеля закрасил чернымцветом (их два, но меня больше интересует более нагруженный левый, причем его верхняя точка опирания, где входная дверь.

А вот мои ответы на Ваши вопросы:

а) как приложена нагрузка от крыши? по оси или ближе к грани
нагрузка от крыши (та часть, которая относится к "периметру" здания) через стропила ложится на мауэрлат. Это будет брус 200х100 (лёжа).
мауэрлат лежит на армпоясе (шириной 200), а армпояс - строго по середине стены (стена 250 шириной).
Стропила, по жизни, будут опираться, скорее всего, ближе к внешней стороне стены, ибо пройдут навылет и их так никто не срежет, чтобы передавали нагрузку строго на середину мауэрлата....

б) что за перекрытие?
перекрытие между подвальным и первым этажом - сборно-монолит (ребристая "вафля" с хорошо армированными ребрами около 13..15 см шириной и 30 см высотой с шагом в среднем 1 м, а заполнитель - пенополистиролбетонные блоки, сверху на это одновременно с ребрами залитая "стяжка" 8-10 см, армированная композитной сеткой 250х250*8мм Сейчас по нему ходим, возим грузы - "ощущение фундаментной плиты", ни малейших прогибов или вибраций.
За год появились всего три трещинки, но они сразу образовались, еще только при заливке, причем в ВЕРХНЕЙ поверхности стяжки - скорее всего, просто "усадочные", идут по диагонали от углов лестничного проема, совсем не по основным нагрузкам... т.ч. я про них не беспокоюсь.
Внешние (несущие стены) положены по периметру этого перекрытия, и опираются частично на него, а частично - на пенополистирол-бетонные перемычки, служившие внешней несъемной опалубкой при отливке этого перекрытия (у них показатель b всего 1,5, но это менее половины площади опирания стены, и потом в раствор нижнего шва, на котором стооит первый ряд газобетона, вложена базальто-пластиковая кладочная сетка 50х50*2,5... немного распределяющая, надеюсь,
Перекрытие между 1 этажом и чердаком будет деревянным - балки, просыпанные перлитом. И будет "висеть" на тех самых ригелях и коротких стенах дома.
Весть будет менее 10 тонн, поэтому просто забудем про него , учтя распределенную нагрузка на ригель 700 кг/м.

в) передает ли перекрытие нагрузку на стену?
нет. если мы говорим о чердачном перекрытии, то оно целиком "ПОДВЕШЕНО" к ригелям и нагрузку передает на стену только в местах их опирания (местах вхождения ригеля в арм.пояс. Эксцентриситет мне трудно оценить, будет просто залито... Да! на самые крайние внутренние 3-4 см стены перед заливкой бетона будет установлена деформирующаяся вкладка, чтобы на самый уголок газоблока начинающийся ригель точно не давил, ну а далее - скорее всего, нагрзки с ригеля придатся на самый внутренний край арм.пояса, то есть с "приличным" эксцентриситетом...

г) ветровая нагрузка?...
я особо не заморочивался, ибо в Москве совсем уж торнадо не бывает, а у меня будет еще кирпичная облицовка через вент.зазор (на гибких связях). и главное - у меня уже есть дом, который сделан с такой же схемой утепления при тонкой (менее чем в пол-кирпича) облицовочной кладкой, стоит спокойно 15 лет притом, что это ДВУХэтажный дом... но вокруг - садовые деревья, ветра все-таки в приземном слое тормозятся... не в чистом поле, все-таки...

[Нубий-IV]

Сообщение от _mmv_ Вот картинка (но не как в Мурзилке, а в Экселе

Картинка норм . В таких случаях годится даже фото на телефон рисунка от руки.

Далее все расчеты по СП 15.13330.2012 Каменные и армокаменные конструкции для автоклавного бетона. При неавтоклавном будет хуже.

Площадь простенка A = 0.25м2.

Пенобетон B1.5. Прочность кладки - по табл.3. В примечании сказано, что для клея прочность надо определять экспериментально. Для кладки на растворах разных марок R = 41...60 т/м2.
Есть два понижающих коэффициента:
по п. 6.12,а) для простенков с площадью менее 0.3м коэффициент 0.8
по п. 6.12,в) для ячеистых бетонов коэффициент 0.8
Итого прочность кладки R=0.8 * 0.8 * 41...60 = 26...38т/м2

Упругая характеристика кладки по табл.16 равна 350...750 в зависимости от прочности клея.

Жесткого чердачного перекрытия нет, так что простенок - свободно стоящий, 1000x250x3200h. Расчетная длина по п. 7.3,в) равна 2*3200 = 6400мм. Гибкость по формуле (12) равна 6400/250 = 26.
Коэффициент продольного изгиба при характеристике 350...750 по табл.19 равен fi = 0.29...0.45.

По табл. 21 коэффициент равен 0.38, и по формуле (16) коэффициент длительности mg = 1 - 0.38 * 0.85 = 0.68.

Итого несущая способность простенка при центральном сжатии по формуле (10) N = mg * fi * R * A = 0.68 * 0.29...0.45 * 26...38 * 0.25 = 1.3...2.9т

Нагрузка на простенок (в уровне низа):
От нагрузок на ригель - 7м/2*0.7т/м + 3т = 5.5т
От крыши на длине с полпроема слева и справа: 0.8т/м * 2.4м = 1.9т.
От веса ригеля 7м * 0.25м * 0.3м * 2.5т/м3 / 2 = 0.7т
От веса пояса 2.4м * 0.2м * 0.15м * 2.5т/м3 = 0.2т
От веса газобетона 2.4м * 2м * 0.25м * 0.6 = 0.7т

Итого: Нагрузка на простенок 9т, несущая способность меньше 3т. Если учесть, что ригель передает нагрузку с эксцентриситетом и добавить ветер - станет еще хуже.

[_mmv_]

а что если...
в расчете на устойчивость рассматривать высоту ТОЛЬКО от подоконника до перемычки двери?
ведь на уровне подоконника "простенок" становится уже нормальной "стеной", причем именно на этой отметке он имеет горизонтальное армирование в штробах на всю длину этой стены - а там порядка 8 метров, да и первый ряд (40 см от земли и 40 см до подоконника) - также армирован в штробах на всю длину большой стены... т.ч. можно (с определенной "натяжкой", конечно) считать, что устойчивость самых нижних 80 см этого простенка обеспечена (и восприятие им возможных горизонтальных усилий типа ветра).
сверху перемычка двери заходит в простенок чуть ли не на половину его ширины, причем как раз там, куда проецируется ригель. вряд ли это обстоятельство положительно влияет на несущую способность по вертикали, но за устойчивость - явно в плюс. более того прямо сверху по перемычке пройдут также две арматурины в штробах на всю ширину простенков с обеих сторон двери, а это метра 3,5. и потом, по ним пройдет еще один слой пеноблока и опять будет горизонтально отармирован на всю длину стены... что, на мой взгляд, и верхние 60,,80 см "простенка" превращают его уже в "стену" с точки зрения вопросов устойчивости...
это я все к чему? а к тому, что уменьшить нагрузку я уже, скорее всего, не смогу. но расчетную схему предлагаю сделать более приближенной к реальности, а в реальности нет "свободностоящего простенка высотой 3.2м".
правильно ли я понимаю, что в предложенной мной схеме при высоте 1.3м, расчетная высота будет приниматься 2.6 вместо 6.4, гибкость составит 65 вместо 26. Из "таблицы 19" коэффициент в формулу пойдет не 0,29..0,45, а что-то порядка 0,05..0,08 (ну пусть... 0,1). И тогда несущая способность ("расчетная", естественно!) повысится раза в четыре.. с 2-3 тонн до 8..12. А это как раз то, что необходимо держать "на практике".
Из дополнительных мер пор обеспечению устойчивости этого простенка - вертикальное армированиев зоне под ригелем с "растянутой" стороны. Установка металлического профиля (уголка, швеллера) в дверной проем - все-равно дверь собирались сажать в некую усиленную "коробку", а не просто в пеноблок анкерами.
Как Вам такое, Илон Маск? :-)))

----- добавлено через ~1 ч. -----
Появилась еще одна (бредовая) мысль: а что если сделать-таки промежуточные колонны для поддержки ригелей, но ригели НЕ резать, и на колонны эти наглухо не класть, а проставить между ними классический (ромбовидный) автомобильный домкрат, и затянуть его под некое расчетное усилие, скажем, тонн на 8..10 (только вот как бы его измерить???), а потом при необходимости - подтягивать или отпускать (полностью отпустить и даже заменить домкрат можно будет ЛЕТОМ, когда крыша без снеговой нагрузки втрое легче и ригель гарантированно держит ее без промежуточной опоры).

----- добавлено через ~7 мин. -----
может... прослойка из какого-то упругого материала с хорошо известным модулем упругости, и чтобы ее толщину тупо линейкой измерять и сразу понимать, какой нагрузкой она сжата...
плотная резина? а может, какая-то пружина вообще? и оттарировать эту конструкцию сначала на известных нагрузках, а потом уже знать все с хорошей "рабочей" точностью...

[Нубий-IV]

В продолжение банкета: кроме "больших" нагрузок, на надежность конструкций влияют еще "мелочи", которые в расчетные формулы не входят - врезка розетки в несущую конструкцию, непредвиденные деформации фундамента и т.п. Влияние этих мелочей в нормах учитывается "конструктивными требованиями" по принципу "взять по расчету, но не меньше контруктивного". Для каменных стен есть требования по минимальной толщине стены, в том же СП (п.п. 9.16 - 9.20).

При бетоне B1.5 (это марка M20) по табл. 27 группа кладки - третья (кладка М15 на любом растворе).
По табл. 29 для глухих надежно закрепленных стен (если считать клей аналогом высокомарочного раствора) коэффициент beta = 17.
По табл. 30 поправки:
- для стены с проемами на 50% площади (по строке 2): k = корень(0.5) = 0.7
- для стены с редкими поперечными стенами (13м > 3.5*3.2 = 11.2м), по пятой строке: k = 0.8
Итого k = 0.7*0.8 = 0.56
По примечанию 1 принимаю коэффициент не меньше, чем для простого столба по табл. 31: k = 0.6

П. 9.19 разрешает учитывать армирование, но подореваю, что это относится только к стальной кладочной сетке, со стержнями двух направлений, и глухих, так что этот пункт игнорирую.
П. 9.20 для стен, не закрепленных по верху, требует понизить отношение еще на 30%.

Итого beta = 17 * 0.6 * 0.7 = 7.14
При высоте стены 3200 толщина должна быть не менее 3200/7.14 = 450мм.

Даже если бы это была перегородка (строка 1 табл. 30), частоармированная стальными сетками, максимум с одним проемом (п. 9.19), и закрепленная сверху к железобетонному перекрытию (без п. 9.20), было бы:
k = 1.2 * 0.7 * 0.8 = 0.67 > 0.6
beta = 17 * 0.67 = 11.4
Толщина = 3200/11.4 = 280мм.

Если оптимистично считать, что B1.5 ближе к М25, а клей - к М50, то для кладки второй группы:
beta = 22 * 0.6 * 0.7 = 9.27
Толщина = 3200/9.27 = 345мм.

Вывод: стена из низкомарочных блоков настолько малой толщины не является несущей конструкцией. В лучшем случае она могла бы быть только перегородкой, и то при железобетонном чердачном перекрытии.

[Нубий-IV]

Сообщение от _mmv_ а что если... в расчете на устойчивость рассматривать высоту ТОЛЬКО от подоконника до перемычки двери

Целая пачка понижающих коэффициентов в расчете, урезавшая несущую способность в несколько раз, посвящена одной и той же неприятности - потере устойчивости тонкой стены при сжатии.

При потере устойчивости сильнее всего изгибается середина, а жесткая или нет конструкция ближе к краям - почти неважно. В этом легко убедиться, попытавшись сжать полоску обычной бумаги, сначала плоскую, а потом - "усиленную" отгибом ребер жесткости возле краев; результат оба раза будет практически одинаковым. Для повышения жесткости ребра надо делать по всей длине.

Этот факт учтен все в том же СП: 7.5 В стенах, ослабленных проемами, при расчете простенков коэффициент fi принимается по гибкости стены.

[_mmv_]

Спасибо. Это, конечно, важные замечания.
Но вот я живу 15 лет в ДВУХэтажном доме, сложенном из пеноблока толщиной 20 см (на простой цементно-песчаный раствор "самомес")
коробка 10*8 м, по длинным стенам есть, а по коротким - вообще нет внутренних несущих стен. перекрытие междуэтажное - плиты ПНО, крыша - "дрова" и цементно-песчаная черепица. Рассматриваю короткую стенку первого этажа. Нагрузка на нее примерно такая же, как в рассматриваемом новом случае,
высота 2,8м, длина чуть менее 8м, да еще два окна в ней (правда, не такие большие и центральный простенок все-таки около 2,5м).
Так что? Если "по книжке", то должна была упасть уже?

А что касается бумажного листа как модели... так мы же говорим как раз о "пограничной" ситуации, в которой "возможно, выдержит(устоит, не выгнется)"...
куча понижающих коэффициентов - это для "безопасности конструктора", и в строительстве таких "перезакладов" очень много. Я вот по первому своему образованию - инженер-ракетчик, там "ответственности" и "важности" еще больше чем в строительстве, наверное, но там серьезность решаемых задач и строгие ограничения по весу не позволяют класть 20ю арматуру туда, где вполне достаточно 10й только потому, что "так хуже не будет" и "рабочие чтобы не перепутали"...
Есть, конечно, свои "запасы", но это какие-то "проценты", а не "разы".
Никто не спорит с тем, что листок надо "усиливать" как раз в средней части, но во-первых, это не связано с выбором расчетной длины в расчетной модели, а во-вторых, то, что я предложил в качестве мероприятий по усилению (верт.армирование и дверная "коробка" из уголка) - касается как раз средней части.
...
это я так оправдываюсь... но, конечно, вынужден признать свои ошибки(недооценки). и пытаюсь понять, насколько все серьезно, и останавливать ли стройку...