[nado]

Нужен совет по правильном расчете кирпичной стены. Так как геометрию в плане и на фасаде мне менять не можно (по требованию архитектора)
Попробую описать максимально свои действия.

1.Сбор нагрузок (см. фрагмент плана балок):
а. нагрузка на балку (шаг балок 6 м, на которые опираються панели)
6м х (0,33 т/м.кв + 0,4 т/м.кв х 1,2 х 0,95) + 0,15 т/м.кв = 4,87 т/м, где
0,15-собственный вес балки, 0,4 т/м.кв-нормативная нагрузка на панели для торгового зала.

б. реакция балки (длиной 4,5м) на стену
4,87 т/м х 4,5 м / 2 = 10,95 т

в. реакция от перемычки первого этажа:
нагрузка от балки 2 эт. 10,96 т / 7,38 м = 1,49 т/м
вес кирпичной кладки над перемычкой (8,4м - 2,3м - 0,7м) х 1,2 х 0,42 х 1,8 = 4,9т/м,где
0,42-толщина стены 0,38м+0,02х2(штукатурка).Хотя вопрос тут спорный, по СниПу ІІ-22-81,
п.6.47 нужно брать квадрат со стороной равной длине проема, это получается 2,63х1,2х0,42х1,8=2,39т/м. Тут честно говоря не знаю.
Брал нагрузку от всего что находиться сверху, это грубо говоря 4,9 т/м

реакция от перемычки (2,63 + 2 х 0,1) х (1,49 т/м + 4,9 т/м) / 2 = 9,05т

Общая нагрузка на простенок составляет 9,05+10,95=20 т.

2. Расчет на смятие (для первого этажа), кирпич М75, раствор М50:
N=1 х 1 х 13кг/см.кв х 0,85 х 38см х 58см = 24,35 т, где
13-расчетное сопротивление кладки, 0,85-коэфициент для раствора М50, ну и есть коэфициент 0,8, который вводиться до расчетного сопротивления
для столбов и простенков площадью менее 0,3м.кв (п.3.11). Но здесь не сказано, 0,3м.кв это расчетная площадь или вообще площадь сечения простенка.
Потому что в моем случае расчетная площадь это 0,38х0,58=0,22м.кв (тогда нужно вводить коеф. 0,8), а общая площадь простенка 0,38х3,37=1,28м.кв (коеф. вводить не нужно).
Насколько я понял что идет речь о общей площади сечения, потому я коэф. не вводил

По словам нашего конструктора, нужно расчитывать каменные конструкции так, чтобы в результате они были загружены на 60-70%
от их несущей способности.
Тогда я заармировал простенок арм диаметром 3мм Вр-1 через два ряда кладки (см. фрагмент плана)
Расчетное сопротивление будет:
мю (1)= 50 х (13х0,85/3750х0,6)=0,245
мю (2)= (2х7/30х150)х100=0,311, принимаем мю=0,245
R(sk)= 13х0,85+(2х0,245х3750х0,6/100)=22,07кг/см.кв.,
тогда на смятие N= 1 х 1 х 22,07кг/см.кв х 38см х 58см = 48,6т

3. Расчет по прочности кладки
фи=0,91 (низ балки на отм +3,15м, 3150/380=8,3).
а. по верхнем сечении N=1х1х22,07кг/см.кв х 58см х 38см = 48,6т (опять же коеф 0,8 для простенков площадью меннее 0,3м.кв я не вводил).
б. в среденем сечении N= 1х0.91х22,07кг/см.кв х58см х 38 см = 44,2 т.
в. в нижнем сечении N= 1 х 0,91 х 20,38кг/см.кв х 0,85 х38см х150см =89,85т (где 20,38кг/см.кв-расчетное сопротивление кладки в нижнем сечении, нижние 9 рядов армированы сеткой через 3 ряда кладки).
Хотя реально простенок составляет 3,37м х 0,38 м, из них 1,5м х 0,38 м - армирован сеткой. И опять же в СниПе я не нашел пункта, где бы говорилось
о расчета простенка, на которую действует сосредоточенная сила, которая потом распределяеться.
Нагрузка в нижнем сечении составляет:
(8,4м х 0,42м х 1,2 х 1,8) + (10,95т х 2 /6м)=11,27т/м, N=11,27 х 6м =67,62т


4. Устойчивость стены. Как видно с фрагмента плана, наружная стена имеет длину 36,0м и высоту 8,4м, на которую опираються только балки с шагом 6,0м
и заходят ж/б панели на 30-40мм. В СниПе не нашел тоже конкретного пункта, в котором говорилось о устойчивости стены на которую опиралась бы балка.

Если считать что это свободно стоящая стена (так как панели полноценно не оприаються на эту стену, менее 100-120м), то
бэтта(1)=8400/380=22,10, Исходя из п.6,16, 6,17, 6,18, 6,20 бэтта(2)=25х0,8х0,7=14. Тоесть получаеться, что стена стоять не будет.

Если считать что все-таки (я думаю что реально оно будет так) опирание балок через 6м и опирание панелей (хотя и маленькое)
шарниром, то
бэтта(1)=3750/380=9,87 бэтта(2)=25х0,75=18,75. Тогда стена будет стоять.

Вопросы у меня такие
1. Правильно ли собрал нагрузки?
2. Разъясните про коэф. 0,8 для сечений с сечением менее 0,3м.кв.
3. Правильно я выполнил расчеты?
4. На счет устойчивости стены я прав?
5. И вообще будет стоять такая стенка?
[ATTACH]1134038261.jpg[/ATTACH]

[nado]

Вот еще
[ATTACH]1134038420.jpg[/ATTACH]

[nado]

И еще
[ATTACH]1134038611.jpg[/ATTACH]

[Om81]

Сообщение от nado п.6.47 нужно брать квадрат со стороной равной длине проема

Вообще, это при кладке в зимних условиях. А так - 1/3 пролета перемычки. Это, как я понимаю, не то же самое, что проем.. Может, кто прояснит..
В остальное надо долго вникать.. постепенно попробую. Тоже в основном работаю с кирпичными зданиями..

[nado]

Вы правы - 1/3 пролета, но надо расчитывать на то, что строители могут строить и в зимнее время, мало ли.

[DEM]

Ловите
КАМЕННЫЕ И АРМОКАМЕННЫЕ
КОНСТРУКЦИИ
СНиП II-22-81
6.47. Железобетонные перемычки следует рассчитывать на нагрузку от перекрытий и на давление от свежеуложенной, неотвердевшей кладки, эквивалентное весу пояса кладки высотой, равной 1/3 пролета для кладки в летних условиях и целому пролету для кладки в зимних условиях (в стадии оттаивания).

Примечания: 1. Допускается при наличии соответствующих конструктивных мероприятий (выступы в сборных перемычках, выпуски арматуры и т.п.) учитывать совместную работу кладки с перемычкой.

2. Нагрузки на перемычки от балок и настилов перекрытий не учитываются, если они расположены выше квадрата кладки со стороной, равной пролету перемычки, а при оттаивающей кладке, выполненной способом замораживания, - выше прямоугольника кладки с высотой, равной удвоенному пролету перемычки в свету. При оттаивании кладки перемычки допускается усиливать постановкой временных стоек на клиньях на период оттаивания и первоначального твердения кладки.
3. В вертикальных швах между брусковыми перемычками, в случаях, когда не обеспечивается требуемое сопротивление их теплопередаче, следует предусматривать укладку утеплителя.

[DEM]

Хотя ВОЗМОЖНО У ВАС НА УКРАИНЕ СЧИТАЮТ ПО ДРУГОМУ

[Om81]

Сообщение от nado надо расчитывать на то, что строители могут строить и в зимнее время

-но, извините, тогда надо рассчитывать и все несущие характеристики кладки для нулевой прочности раствора)) Плюс нагрузки при возведении... Тогда стоять уж точно ничего не будет)

[nado]

У НАС СЧИТАЮТ ТАКЖЕ КАК И ВАС. Получаеться что реакция от перемычки 1 эт. на стену будет
(0,42 х (2,63/3) х 1,8 х1,2) х 2,83/2=1,13т.
А нагрузка от балки 2 эт.?
И что с коэф. 0,8, (для расч.сопрот. при сечении менее 0,3м.кв)кто скажет?
И что с устойчивостью стены?

[Om81]

В СНиПе и пособии все хорошо расписано на тему опираний балок, по-моему.. А что может быть неясно с коэффициентом 0.8? Если сечение менее 0.3 м, то он вводится..

[Om81]

Если считать что это свободно стоящая стена (так как панели полноценно не оприаються на эту стену, менее 100-120м), то бэтта(1)=8400/380=22,10, Исходя из п.6,16, 6,17, 6,18, 6,20 бэтта(2)=25х0,8х0,7=14. Тоесть получаеться, что стена стоять не будет. Если считать что все-таки (я думаю что реально оно будет так) опирание балок через 6м и опирание панелей (хотя и маленькое) шарниром, то бэтта(1)=3750/380=9,87 бэтта(2)=25х0,75=18,75. Тогда стена будет стоять.

Если свободно стоящая, то не 8400, а 16800!!! Видел, по-моему, в пособии, сказано, что считать закрепленной связью, а что нет, и какую расчетную схему в каком случае принимать. Там про балки тоже говорится, и про плиты. В любом случае нужна анкеровка, возмоно по расчету. И не забывайте о ветровой нагрузке!! При 8.4 м высоты она будет ощутимо воздействовать на стены.

[DEM]

Ну ведь там все хорошо написано :? ну еще по говорите с вашим конструктором. Ну не войдет у вас нагрузка от балки второго этажа в реакцию перемычки первого этажа.
Повтряюсь
Нагрузки на перемычки от балок и настилов перекрытий не учитываются, если они расположены выше квадрата кладки со стороной, равной пролету перемычки, а при оттаивающей кладке, выполненной способом замораживания, - выше прямоугольника кладки с высотой, равной удвоенному пролету перемычки в свету.

[Om81]

Сообщение от DEM равной 1/3 пролета для кладки в летних условиях и целому пролету для кладки в зимних условиях (в стадии оттаивания).

Может быть просвятите, все-таки, что есть ПРОЛЕТ перемычки? Расстояние между центрами площадок опирания или центрами заделок в кладку, или ширина проема? )))

[DEM]

Ваш вопрос поставил меня В ТУПИК (обычно Я считал пролетом размер проема в свету)

[Om81]

Я тоже :roll: Пока где-то не встретил термина "Пролет в свету" :-))
В общем, маленький подводный камешек в определении) Хотя надо посмотреть в разделе "Висячие стены", там что-то есть

[Poreth]

Что бы не плодить темы прибзднусь сюда. Стенка свободностоящая в поле. Т.е. несет себя и ветер.
Писать формулы тут неудобно так что сам расчет на pdf.
Вопрос достаточно ли этих расчетов на М, Q и по п. 6.16...6.20 СНиП, что бы ставить стенку без пилястр при такой длине?

[Armin]

Расчет не смотрел, трафику приходит конец.

В чате рекомендовал тебе Цай Т.Н. (том 1) "Cтроительные конструкции".
http://dwg.ru/dnl/2140

Данный "заборчик" не плохо было бы посчитать на опрокидывание (приведенный выше учебник -> стр. 273 -> параграф 8).
Там все доступно прописано. Расчет в одну строчку.

PS: Не забывай, что прочность раствора в кладке (в начале) может быть и нулевой.

[Poreth]

По Цаю стенка толщиной 250 на ветровое воздействие максимальная высота из условия устойчивости 1,6м. Маловато как то
Так же не совсем понятно как принимать "y" для таврового сечения (т.е. если все таки делать пилястры).
Стенка толщиной 380 проходит на 3м с запасом небольшим.
Ни в одном из фактически 3-х расчетов (2 со снипа + 1 по Цаю) не учитывалась длина стены. На мой взгляд же если стоит метровый кусок стены, то это не значит что выстоит 10-метровый. Что делать? Как учесть это дело? Или же это не важно.

PS: Не забывай, что прочность раствора в кладке (в начале) может быть и нулевой.

Получается что если у человека есть время и он готов выкладывать стенку скажем по 1м в высоту в день, то и расчет на устойчивость надо производить только для этого 1 м?
P.S. Во вложении моя стеночка с фундаментом. Грунты пучинистые - так что глубину взял по глубине промерзания. Нагрузка вроде небольшая - так что размеры монолитного пояса минимальные, как и армирование. Но все равно хотелось бы что бы кто нить глянул. Спасибо.

Удалено! Пардон, ошибся!

[IndustrialX]

Здравствуйте!
В проекте многоэтажки решено заменить кирпич с полнотелого на утолщенный пустотелый КУРПу 1,4НФ 150/1,4. Вопрос - методика расчета для проверки прочности, нагрузка в уровне верхнего обреза фундамента (к первому ряду кладки) составит порядка 85 т/м, толщина стены 0,38 м (внутренняя!). Правильно ли руководствоваться в расчете параграфом 4 СНиП II-22-81* в части внецентренно сжатых элементов (исходя из разности пролета перекрытий эксцентриситет от оси составит порядка 0.054 м).

В соответствии с табл. 2 указанного СНиП расчетное сопротивление кладки сжатию для пустотного кирпича М150 на пластичном растворе М100 составляет: 2,2*0.9=1.98 МПа=201.8 т/м2 или 76.68 т/м.п. < 85 т/м.п. указанной стены. Допустима ли такая "вскидка" для принятия решения о нецелесообразности использования заданной марки конструкционных материалов, либо все же еще нужно произвести некий расчет согласно первому абзацу???

Или скажем п. 3.8 Пособия приводит формулу Онищика с пометкой "при кратковременном загружении"... как понимать?! с учетом максимальной нагрузки, учитывающей кратковременные составляющие?