Расчет прочности стены подвала

Обновлено: 01.05.2024

Особенности армирования стен подвала

Армирование стен подвала – ответственная работа, для которой нужны определенные навыки и умения. Стены погреба должны выдерживать большую нагрузку, поэтому важно грамотно сделать расчет, уложить арматуру, минимизировав вероятность разрушения сетки во время эксплуатации.

При строительстве нужно придерживаться следующих правил:

Внимательно следить за тем, чтобы арматура и прочие ее элементы не соприкасались с опалубкой и располагались хотя бы на минимальном расстоянии. В противном случае, когда опалубка будет убираться, возрастает риск повреждения арматурной сетки. Шансы не велики, но все же имеются. В случае если опалубка сниматься не будет, сквозь места, где она соприкасается со стальным стержнем, станет попадать нежелательная влага.
Грамотно подбирать арматурную сеть. Так, ее ячейки должны быть определенной величины. Для стен подвала подходящим размером будет 25-35 см.
Чтобы конструкция была надежной и прочной после армирования монолитных конструкций рекомендуется уменьшить величину ячеек. Это делается с учетом нагрузки, которую оказывает перекрытие (в случае, если оно также сделано из бетона). Что касается величины ячеек, она не должна быть менее 5 см. Если этот расчет не соблюсти, раствор цемента потеряет проникающие характеристики и со временем стены покроются ненужными пустотами.
Также стоит подумать над тем, чтобы защитить материал от разрушения. Для этого применяют специальные составы, которые отправляют в заливаемый бетон. Кроме этого, арматуру от поверхности стен отделяют пластом бетона. При этом его толщина должна быть около 15 мм.
Обязательно следить и за тем, чтобы стержни арматуры стояли максимально прямо в опалубке. Если буду нарушения в расчете, давление почвы может пагубно повлиять на постройку. Естественно, незначительные погрешности (несколько миллиметров) имеют место быть, но лучше постараться их исключить. Чтобы проверить, насколько ровно выполнен монтаж сети, можно использовать строительный уровень.
В конце укладки арматуры, нужно дополнительно проверить то, насколько правильно установлен и проведен монтаж монолитных стен подвала в целом. Важно, чтобы полученный результат соответствовал расчетам. И только тогда можно приступать к заливке раствора.

Внимание! Не имеет значения, работа выполняется самостоятельно или с привлечением специалистов, каждый шаг нужно контролировать и проверять.

Материалы

Армирование монолитных стен подвала предполагает усиление бетонного блока с внутренней стороны с использованием разных материалов. Для этой цели применяются прутки или волокна, которые в процессе растяжения блока делают так, что он не растрескивается.

Все материалы для армирования условно делятся на три группы:

металлические прутья;
композитная арматура;
фибра.

Остановимся более подробно на каждой группе.

Стальные прутки

В строительстве пока чаще всего используют привычные металлические прутья. Они обеспечивают надежность возводимого помещения. Их изготавливают из углеродистой стали. Прутья бывают гладкими и с насечками (поперечные и продольные).

Длина прутка для армирования монолитных бетонных стен подвала составляет 11,75 м.

Композитный материал

Если говорить о композитной арматуре, речь идет о неметаллических волокнах. Как правило, для ее производства берут стекловолокно, углеволокно и пр. Преимуществом этого материала является то, что он устойчив к агрессивным факторам и не поддается коррозии, в отличие от металла. Также арматура имеет высокую прочность на разрыв, при этом гораздо легче стальной. Ну и основное преимущество в том, что такие прутья обойдутся гораздо дешевле, чем металлические.

Подобная арматура отличается широким спектром исходных материалов, которые ежегодно увеличиваются. Сейчас чаще используют базальтопластиковые и стеклопластиковые армирующие прутья, имеющие спиральную накрутку.

Также существует полиэтиленрефталатовая и углеводородная арматура, однако сейчас ее популярность еще не достигла своего пика. Большим плюсом материала является его низкий вес.

Фиброволокно

Фибра же представляет собой волокна, которые распределяются по раствору. Его добавляют на этапе замешивания. Непосредственно само волокно бывает разной длины и диаметра. Фибра изготавливается из волокон, основной которых выступает:

сталь;
стекло;
базальт;
полипропиленовые соединения.

Важно! Как правило, строители прибегают к усилению стекловолокном, так как оно отличается высокими прочностными свойствами, а также относительно низкой стоимостью.

Для чего нужно усиливать бетон

Некоторые задаются вопросом, для чего нужно армировать бетонные монолитные стены, если он сам по себе достаточно прочный материал. На самом деле простой бетонный блок, без усиления, прочный только на сжатие. Сдвинуться монолитная конструкция способна по таким причинам:

изменения объема грунта;
постепенной осадки фундамента;
геофизической активности;
внесение изменений в планировку постройки;
осуществление работ по надстройке.

Металлические элементы, добавляемые как в строительный материал, так и в процессе отделке монолитных стен позволят добиться необходимой прочности в подвале дома.

Достоинства усиленного бетона

Если строительные работы проведены правильно, то есть с соблюдением технологий и расчетов, оно способно решить одновременно несколько задач:

Повысить прочность подвального помещения.
Бетонные элементы строения становятся более устойчивыми к климатическим условиям, в частности речь идет о температурных перепадах.
В разы увеличивается срок эксплуатации постройки.
Возросшая прочность позволяет увеличить механические нагрузки на несущую конструкцию.
Предупреждение растрескивания бетонных элементов.

Расчет монолитной наружной стены

Грамотный расчет монолитной стены подвала играет важную роль в работе. Прежде стоит отметить, что толщина стен и, соответственно, армирование, напрямую связано с уровнем грунтовых вод. Так, если вода не поднимается до уровня постройки, строительство будет проходить гораздо проще. Дело в том, что нижняя плита не является силовой и может выступать за стены где-то на 5-10 см. При этом, что касается толщины перекрытий постройки из монолитного бетона, этот расчет варьируется в пределах 20-40 см. И это при условии, что имеются поперечные стены.

В случае, когда подвал расположен ниже грунтовых вод, расчет будет таким: толщина пола должна быть 20 см и выходить за стены на 30-40 см. При этом она должна быть обязательно армирована с соблюдением всех правил.

Железобетонное перекрытие кладут на монолитные стены постройки спустя 3-4 недели. Сделать это нужно в тот же сезон. В противном случае стены могут наклониться внутрь строения из-за давления грунта.

Также, нужно учесть теплотехнический расчет. Его проводят для того, чтобы определить теплозащитные характеристики строительных конструкций.

Наружные стены подвалов рассчитываются на нагрузки, передаваемые наземными конструкциями, и на давление грунта, определяемое по рекомендациям гл. 7.

Полезная нагрузка на прилегающей к подвалу территории по возможности заменяется эквивалентной равномерно распределенной. При отсутствии данных об интенсивности полезной нагрузки она может быть принята равной 10 кПа.

Усилия в стенах подвала, опертых на перекрытие, определяются как для балочных плит с защемлением на уровне сопряжения с фундаментом, так и с шарнирной опорой в уровне опирания на перекрытие с учетом возможного перераспределения усилий от поворота (крена) фундамента или смещения стен при загружении территории, прилегающей к подвалу.

Изгибающие моменты и поперечные силы в стенах подвалов определяются по формулам:

при перекрытии подвала, расположенном ниже уровня планировки (рис. 6.17)

(6.64)

;

(6.65)

;

(6.66)

;

(6.67)

расстояние от верхней опоры до максимального пролетного момента

;

(6.68)

при перекрытии подвала, расположенном выше уровня планировки,

(6.69)

;

(6.70)

;

(6.71)

;

(6.72)

(6.73)

где σ_sup и σ_inf — горизонтальные давления на верхнюю и нижнюю части стены подвала от собтвенного веса грунта и от равномерно распределенной нагрузки на поверхности грунта:

(6.74)

(6.75)

(здесь σ sup _ah , σ inf _ah , σ_qh и σ_ch — определяются по указаниям гл. 7; индексы « sup » и « inf » относятся соответственно к верхней и нижней частям стены); М_inf — изгибающий момент на уровне нижней опоры; М_х — изгибающий момент в сечении стены, расположенном на расстоянии X от верхней опоры; Q_sup — поперечная сила на уровне верхней опоры; Q_inf — поперечная сила на уровне нижней опоры (на уровне сопряжения стены с фундаментом); l — размер сечения стены (в продольном направлении); H — расстояние от низа перекрытия до верха фундамента; H₁ — толщина слоя грунта, вводимая в расчет при определении бокового давления грунта (см. рис. 6.17); m₁ — коэффициент, учитывающий поворот фундамента; m₂ — коэффициент, учитывающий податливость верхней опоры; k₁ и k₂ — коэффициенты, учитывающие изменение жесткости стеновых панелей (для стен с переменной толщиной по высоте), принимаются по табл. 6.3 в зависимости от отношения толщины стеновой панели в верхней части σ_sup к толщине ее в нижней части σ_inf на уровне сопряжения с фундаментом; n = H₁/H .

ТАБЛИЦА 6.3. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА ЖЕСТКОСТИ

δ_sup/δ_inf	k₁	k₂
1	0,0583	0,0667
0,7	0,0683	0,0747
0,6	0,0753	0,0787
0,5	0,0813	0,0837
0,4	0,0883	0,0907
0,3	0,0993	0,0977

Коэффициент m₁ , учитывающий поворот ленточного фундамента, принимается при наличии конструкций, препятствующих повороту фундамента (перекрестных лент или сплошной фундаментной плиты), равным 0,8; в остальных случаях m₁ определяется по формуле

(6.76)

где Е_mw —модуль упругости материала стены; Е — модуль деформации грунта основания; b — ширина подошвы фундамента; δ_inf — толщина стены в сечении по обрезу фундамента; h_f — высота фундамента.

Если значение m₁ по формуле (6.76) окажется более 0,8, то принимается m₁ = 0,8.

Коэффициент m₂ в случае, когда перекрытие подвала расположено ниже уровня планировки, принимается:

– при невозможности горизонтального смещения верхней опоры стены (опирание перекрытия на массивные фундаменты, поперечные стены и т.п.)

(6.77)

– при возможности упругого смещения верхней опоры стены

(6.78)

Если перекрытие подвала расположено выше уровня планировки,

(6.79)

Пример 6.3. Требуется определить усилия в массивной стене подвала. Исходные данные: стена подвала — из бетонных блоков шириной 50 см; класс бетона В15; высота подвала H₀ = 3,3 м (рис. 6.18); ширина подошвы фундаментной плиты 1,4 м, высота 0,35 м; глубина заложения подошвы фундамента от пола подвала 0,5 м; расчетная высота стены H = 3,45 м; нормативная нагрузка от лежащих выше конструкций здания на 1 м стены подвала 200 кН; временная нормативная равномерно распределенная нагрузка на поверхности грунта q_н = 10 кПа; грунт засыпки — суглинок с характеристиками: γ´_I = 19,5 кН/м 3 ; γ´_II = 19,5 кН/м 3 ; φ´_I = 22°; φ´_II = 24°; с´_I = 5 кПа; c´_II = 7,5 кПа; E = 14 000 кПа. Расчет производится на 1 м длины стены подвала. Принятая ширина подошвы фундаментной плиты проверена расчетом основания но первой и второй группам предельных состояний.

Решение. Определяем момент M_inf и поперечную силу Q_inf на уровне верха фундаментной плиты. Находим:

кПа,

где γ_f — коэффициент надежности по нагрузке, равный 1,2;

кПа.

Вычисляем σ_sup и σ_inf по формулам (6.74) и (6.75):

σ_sup = 0 + 5,5 – 6,75 = –1,25 кПа;

σ_inf = 25,5 + 5,5 – 6,75 = 24,35 кПа;

м.

Находим коэффициенты m₁ и m₂ по формулам (6.76) и (6.78), принимая E_mw = 8,4 · 104 кПа:

;

m₂ = 1,2 (0,091 + 0,2) = 0,35.

Коэффициент n = H´/H = 2,47/3,45 = 0,71.

Определяем расчетные усилия в стене по формулам (6.69)–(6.72):

кН·м;

кН;

кН·м;

м.

В этом случае взамен фактического значения H₁ принимаем расчетное значение H´ .

Ленточные фундаменты под стены выполняются в монолитном или сборном варианте (см. гл. 4). При наличии подвала фундаментная стена является одновременно стеной подвала, которая работает совместно с элементами сооружения.

По конструктивному решению стены подвалов зданий и сооружений подразделяются на массивные (рис. 6.14, а) и гибкие (рис. 6.14, б, в). Массивные стены применяются в подвалах зданий и сооружений и выполняются из кирпича, крупных бетонных блоков, панелей и т.д.

Гибкие стены выполняются, как правило, в виде железобетонных навесных панелей, работающих на изгиб в вертикальной плоскости. Стены подвалов опираются на перекрытия, располагаемые выше или ниже поверхности грунта.

Стены подвала, опертые на колонны, рассчитываются по схеме разрезной балки с расчетным пролетом, равным расстоянию между осями колонн, на равномерно распределенную нагрузку от давления грунта, равного среднему давлению в пределах условно принятой расчетной ширины панели.

Наружные стены подвалов, опертые на перекрытия, рассчитываются: по первой группе предельных состояний — на устойчивость положения стен подвалов против сдвига на подошве фундамента (при отсутствии специальных конструктивных мероприятий, удерживающих стену от сдвига); на устойчивость основания фундамента стены (для нескальных грунтов); на прочность скального основания (для скальных грунтов); на прочность элементов конструкций и узлов соединений; по второй группе предельных состояний — на деформации оснований фундаментов стен, на образование трещин в элементах конструкций.

Все эти расчеты, за исключением расчетов на устойчивость основания, в которых следует использовать метод круглоцилиндрических поверхностей скольжения, выполняются так же, как и для свободно стоящих подпорных стен (см. далее гл. 7). Расчеты на устойчивость с использованием метода круглоцилиндрических поверхностей скольжения производятся при фиксированном центре этих поверхностей. За центр поверхности скольжения в этих случаях принимается нижняя точка опирания стены на перекрытие.

6.2.2. Расчет ленточных фундаментов

Ленточные фундаменты наружных стен зданий с подвалами рассчитываются на нагрузки, передаваемые стеной подвала, и на действующее на них давление грунта.

Расчет ленточных фундаментов производится по сечению I-I, проходящему по краю фундаментной стены (рис. 6.15), а при ступенчатой форме фундаментов — и по грани ступени. Расчетные усилия в сечении на 1 м длины фундамента при центральной нагрузке определяются по формулам:

(6.50)

(6.51)

где р — среднее давление по подошве фундамента, передаваемой на грунт от расчетных нагрузок; а — выступ консоли фундамента.

Расчетные усилия в сечении на 1 м длины фундамента при внецентренной нагрузке (см. рис. 6.15) вычисляются по формулам:

(6.52)

(6.53)

где р_max и p₁ — соответственно давления от расчетных нагрузок, передаваемые на грунт под краем фундамента в расчетном сечении.

Расчет по прочности нормальных сечений производится на момент от расчетных нагрузок. Подбор площади

сечения продольной арматуры производится по формуле

(6.54)

где R_s — расчетное сопротивление арматуры растяжению; v — коэффициент, определяемый по табл. 6.2 в зависимости от параметра А´₀ ; h₀ — рабочая высота сечения, принимаемая равной расстоянию от верха фундамента до центра арматуры.

ТАБЛИЦА 6.2. ЗНАЧЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТА v

A´₀	v	A´₀	v
0,039	0,98	0,139	0,92
0,058	0,97	0,164	0,91
0,077	0,96	0,18	0,90
0,095	0,95	0,204	0,88
0,113	0,94

Параметр А´₀ определяется по формуле

(6.55)

где R_b — расчетное сопротивление бетона для предельного состояния первой группы; b — ширина сечения фундамента.

При расчете наклонных сечений на действие поперечной силы должно соблюдаться условие

(6.56)

Расчет на действие поперечной силы не производится при

(6.57)

где k₁ — коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона равным 0,75; R_bt —расчетное сопротивление бетона осевому растяжению для предельного состояния первой группы.

Расчет элементов без поперечной арматуры производится из условия

(6.58)

где Q — поперечная сила, действующая в наклонном сечении, т.е. равнодействующая всех поперечных сил от внешней нагрузки, расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения; Q_b — поперечное усилие, воспринимаемое бетоном сжатой зоны в наклонном сечении:

(6.59)

где k₂ — коэффициент, принимаемый для тяжелого бетона равным 1,5; с — длина проекции наклонного сечения на продольную ось.

Железобетонные фундаменты рассчитываются по раскрытию трещин, при этом ширина раскрытия трещин, нормальных к продольной оси элемента, определяется по формуле

(6.60)

где η — коэффициент, принимаемый равным при стержневой арматуре периодического профиля 1,8, гладкой 1,3, при проволочной арматуре периодического профиля 1,2, гладкой 1,4; σ_s —напряжение в стержнях растянутой арматуры; μ — коэффициент армирования сечения, принимаемый равным отношению площади сечения арматуры к площади сечения b × h₀ , но не более 0,02; d — средний диаметр растянутой арматуры:

(6.61)

где d₁ , …, d_k — диаметры стержней растянутой арматуры; n₁ , …, n_k — число стержней соответствующе арматуры.

Напряжение в арматуре определяется по формуле

(6.62)

где M₁ — момент от действия расчетной нагрузки при коэффициенте надежности по нагрузке γ_f = 1:

(6.63)

М — момент от действия расчетной нагрузки при коэффициенте надежности по нагрузке γ_f > 1; А´_s — фактическая площадь принятой арматуры; А´´_s — площадь арматуры, требуемая по расчету прочности.

Пример 6.2. Рассчитать фундаментную плиту с угловыми вырезами (рис. 6.16). На 1 м длины фундамента передается нагрузка 450 кН. Бетон класса В10, имеющий R_bt = 0,63 МПа и R_b = 7 МПа.

Решение. Среднее давление по подошве фундамента

р = 450 · 240/(0,4 · 1,6 + 0,6 · 2,4) = 0,52 МПа,

а с учетом коэффициента надежности по нагрузке

р´ = 1,2 · 0,52 = 0,62 МПа.

Нагрузка на 1 м ширины фундаментной плиты составит:

q₁ =0,62 · 1,6 = 995 кН/м; q₂ = 0,62 · 2,4 = 1490 кН/м.

Расчет проводим в трех сечениях: I–I — по грани стеновой панели; II–II — по грани угловых вырезов с учетом анкеровки арматуры на величину l_а , равную примерно 9 см; III–III — то же, без учета анкеровки. Расчетные усилия в этих сечениях будут:

M_I–I = 995 · 0,42 2 /2 + (1490 – 995) 0,285 2 /2 = 101,3 кН·м

Q_I–I = 995 · 0,185 + 1490 · 0,235 = 534 кН;

M_II–II = 995 · 0,275 2 /2 + (1490 – 995) 0,09 2 /2 = 39,6 кН·м;

Q_II–II = 995 · 0,2 = 199 кН;

Q_III–III = 168 кН.

а — план плиты; б — поперечное сечение плиты; в — схема реактивного давления грунта; 1 — стена подвала; 2 — фундаментная плита; 3, 4 — расчетные наклонные сечения

Определяем необходимую площадь сечения арматуры при h₀ = 0,3 – 0,033 = 0,267 м:

сечение I–I

;

по табл. 6.2 находим v = 0,955; площадь сечения арматуры

см 2 ;

сечение II–II

;

при v = 0,983 площадь сечения арматуры

см 2 ;

сечение III–III

A₀ = 0,0472; v = 0,976; A_s = 4,23 см 2 .

Армируем двумя сетками — нижней, рабочая арматура которой принята диаметром 8 мм из стали класса А-III в количестве 16 стержней общей площадью 8,04 см 2 , и верхней из арматуры диаметром 5 мм класса Вр-I в количестве 24 стержней общей площадью 4,73 см 2 . Общая площадь арматуры в сечении I–I составляет 12,77 см 2 .

Рассматриваем наклонные сечения 3 и 4. Определяем по формуле (6.56):

Q = 0,35 R_bbh₀ = 0,35 · 0,7 · 26,7 = 1516 кН > 534 кН.

Находим по формуле (6.57):

т.е. требуется расчет на действие поперечной силы. В сечении 3 с = 26 см. Тогда а´ = а – с = 42 – 26 = 16 см. Высота сечения для а´ :

h´ = 10 + 16 (30 – 10)/20 = 26 см;

h₀₁ = 26 – 4 = 22 см;

h₀ = (22 + 26) /2 = 24 см.

Определяем усилие, воспринимаемое бетоном, и действующее усилие:

Q_b = k₂R_btbh 2 ₀/c = 1,5 · 0,063 · 238 · 24 2 /26 = 108,3 кН;

Q = Q_I–I – qc = 534 – 1496 · 0,235 – 995 (0,26 – 0,235) = 159 кН < 408,3 кН.

В сечении 4 принимаем с = 37 см. Тогда а´ = 42 – 37 = 5 см и h₀ = 18,6 см, откуда:

Q_b = 1,5 · 0,053 · 160 · 18,5/37 = 140 кН;

Q = 534 – 1490 · 0,235 – 995 (0,37 – 0,235) = 50 кН < 140 кН.

Расчет по трещиностойкости производим для сечения I–I по расчетным нагрузкам с коэффициентом надежности по нагрузке, равным 1:

M´₁ = M/ γ_f = 101,3/1,2 = 84,4 кН·м;

μ = A_I–I /(bh₀) = 12,77 /(240 · 26,7) = 0,002;

M₁ = MA´_s/A´´_s = 101,3 · 12,77/11,68 = 110 кН·м;

σ_s = R_sM´₁/M₁ = 34 · 103 · 844 · 104/11 · 105 = 259 МПа;

d = (24 · 0,52 + 16 · 0,8) = 6,6 мм;

а_с = 1,2 · 120 (3,5 – 100 · 0,002) = 0,191 мм < 0,3 мм.

Добрый день. Проблема вот в чём. Проектирую гараж с подвалом 2.1 метра глубиной. Примеров расчётов несущих стен множество и всё бы нечего, но решил проверить себя в ПК SCAD, КАМИН, помогите разобраться. Как видно из результатов все проверки в пределах нормы, настораживает лишь "устойчивость при внецентренном сжатии среднего сечения". Как видно на первом скриншоте при нагрузке от перекрытия 1,5т/м коэффициент использования 0,722, при нагрзке 1,3 т/м коэффициент заоблачный 74,415. В пункте на который ссылается программа разъяснения не нашёл (снип II-22-81 п 4,7). Если убрать пригруз совсем (плиту перекрытия) программа выдаёт "Экспертиза не может быть выполнена при эксцентриситете, превышающем половину расстояния от центра тяжести сечения до наружного края сжатой зоны.". Проштудировал данный снип, нечего и по этому пункту не нашёл. В итоге при заданных параметрах толщина стены подвала выходи в программе 0,5м для самонесущих стен. Прошу разъяснения, корректно ли считает данная программа, а так же информацию про устойчивость при внецентренном сжатии среднего сечения. Может есть у кого нибудь корректный пример расчёта стен подвала, ибо я уже запутался. Подобное считаю впервые. Ув. администрация, прошу не удалять мою тему.

Оснащение проходки горных выработок, ПОС, нормоконтроль, КР, АР

СП Каменные конструкции позволяет посчитать на внецентренное сжатие только стены с небольших эксцентриситетом. Таблицы СП не покрывают бОльший диапазон гибкости.
Предлагаю
1) Сделать стену толще, уменьшить эксцентриситет пока не понесёт на внецентренное сжатие.
2) Рассчитать стену на изгиб по неперевязанному сечению со сжатием обеспечив устойчивость на опрокидывание.
3) Выполнить пилястры

В советах не очень уверен.

Так то оно так конечно, вот только стена должна быть именно 300, т.к. половина гаражей в городе выполнена из блоков толщ. 300мм при заданной конструкции и габаритах и все стоят) заказчик на 400 не соглашается. С расчётом выходит вот такая вот петрушка. Несущие стены ещё куда не шло, пригруз от плит существенный, а вот самонесущие стены меня пугают.

Оснащение проходки горных выработок, ПОС, нормоконтроль, КР, АР

давление грунта порядка 25-35 кПа при 0-2,1 м (при нагрузке на поверхности 30 кПа).
R=0,12 МПа растяжение по неперевяззаному сечению
М=q*l^2/8=30*2,1*2,1/8=16,5375 кН*м
W=1*0,3^2/6=0,015 м3
M/W=16,5/0,015=1100 кПа =1,1 мПа > 0,12 МПа
Сюда ещё можно засунуть N/А.
M/W-N/А=16,5/0,015-0,3*1,05*1*2,5*10/0,3/1=1100-26,25=1075 кПа.
10 раз не проходит.
Для стены 400 мм было бы 0,6>0,12 МПа. Забавно.
Можно уточнить давление грунта.

Проектирование элементов каменных конструкций, работающих на изгиб по неперевязанному сечению, не допускается.

Упс. Тады так нельзя было считать.
А для перевязанного сечения получается R=0,25 МПа.
Нужны пилястры и расчёт на изгиб по перевязанному сечению. Я так думаю.

Фигня какая-то получилась. не смотрите на расчёты, тут что-то не так.

негодяй со стажем

Ключевое ограничение подобных стен - п. 4.10 СНиП II-22-81* / п. 7.10 СП 15.13330.2012
Камин вполне адекватен (рассчитывается вертикальная полоса ограниченной ширины, горизонтальное сечение), расчет заточен под стены нераскрепленные поперечными стенами (соотношение длины стены к высоте более двух)

Расчетные данные в скриншотах оценю позже..

Буду ждать)
Вот любопытно, во всех учебника в качестве примера приводится расчёт несущих стен, пригруженных плитами, почему нет расчёта для самонесущих стен, ведь они работают в худших условиях. Не разу не видел чтобы фбс под самонесущие стены клали большей ширины чем под несущие. Что не кто не считал стены подвала?

негодяй со стажем

В общем случае для стен определяются усилия по горизонтали и вертикали.

Для вертикальной внецентренно сжатой полосы стены проверяем (горизонтальное сечение):
- условие прочности (13) п. 7.7 СП 15.13330
- условие ограничения эксцентриситета п. 7.10 СП 15.13330

Для горизонтальной изгибаемой полосы стены (вертикальное перевязанное сечение):
- условие прочности (20) п. 7.18 СП 15.13330
- условие прочности (21) п. 7.18 СП 15.13330

По Камину:
Реализует только расчет вертикальной внецентренно сжатой полосы стены (расчет стены раскрепленной поперечными стенами в запас при соотношении длины стены к высоте менее двух)
Рассчитываются не менее двух вариантов 1 / 2
1. max нагрузки снаружи стены, на перекрытии min
2. min нагрузки снаружи стены, на перекрытии max

Марка камня - М100(В7,5) Марка раствора - М100 Объемный вес кладки - 2,4х0,9=2,16 т/м2

Нагрузка на поверхности -
1. вес грунта выше обреза стены (низа плиты перекр) + полезная нагр на поверхности (авто или 1,0т/м2), Gf>1
2. вес грунта выше обреза стены (низа плиты перекр), Gf=0,9

Объемный вес грунта -
1. вес грунта снаружи стены, Gf>1
2. вес грунта снаружи стены, Gf=0,9

Угол естественного откоса (судя по всему имеется в виду угол внутреннего трения) -
1. фи0,95 или фиI c учетом снижения вследствие разрыхления, замачивания
2. фи0,95 или фиI

Nп -
1. нагрузка на стену от плиты перекрытия + грунт и пол над ней, Gf=0,9
2. нагрузка на стену от плиты перекрытия + грунт и пол над ней + полезная нагр на поверхности (авто или 1,0т/м2), Gf>1

Eп -
1. B/2 - 1/3 глубины опирания плиты перекр на стену
2. B/2 - 1/3 глубины опирания плиты перекр на стену (но не более 70 мм)

Добрый день! Необходимо запроектировать стену подвала из сборных бетонных блоков ФБСок. Перепад отметок грунта от 2,2 до 2,75 метра. Здание трехэтажное, расстояние между поперечными стенами 6м. Нагрузки на засыпке возможны разве что от пешеходов, так как это зеленая зона. Основание блоков-сплошная фунд.плита. Перекрытия-монолит. Посмотрел аналоги, при подобном перепаде отметок ставят блок 400. Но меня терзают сомнения, то есть надо его посчитать и доказать. Подскажите кто занимался подобным и у кого есть похожие примеры.

А пожарную машину в расчет не хотите взять?

Расчет элементарный и приводится в любом учебнике по механике грунтов.

по-моему вопрос этот совсем не из механики грунтов. Определить давление от грунта и от полезной нагрузки легко, а посчитать материал стены я не представляю как, чтоб учесть перевязку блоков, учесть плиту сверху. Да и расчеты не по учебникам проводить стоит, а по нормам.

Пример можно посмотреть в книге Линовича "Расчет и конструирование частей гражданских зданий" с. 253-254 (книга есть в download'е). Расчет стен - по СНиП ІІ-22-81 "Каменные и армокаменные конструкции", в частности расчетное сопротивление материала блоков - из табл. 4.

Согласен с DK насчет необходимости учета давления на грунт от пожарной машины, которая может подъехать к стене дома (или этот вариант у вас полностью исключен?).

Есть чертеж. Я вот что подумал: может посчитать стену подвала как балку, опертую на фунд. плиту и плиту перекрытия, посчитаю-получу изгибающие моменты в стене. Выберу моменты в уровне швов между рядами блоков. это будут моменты, которые хотят раскрыть шов и вывалить блок. Да а потом возьму и посчитаю удерживающий момент в блоках от вышележащих плит и стен (считая, что нагрузка пойдет по центру блока, то есть при толщине блока 0,4м и нагрузке на него 10т М=10х0,2=2тм). Пойдет?
Вариант пожарной машины исключен, вокруг дома будет терасса со ступеньками.

Расчет стены как внецентренно-сжатого элемента - согласно пп. 4.7 - 4.11 СНиП "Каменные и армокаменные конструкции". Эксцентриситет e = M / N.

Не изобретайте велосипед .

жаль, что никто не ответил - пойдёт или нет, и почему. попробуй посчитать так как сам думаешь и по СНиП и сравнить, может правльно думаешь.

Чтобы сказать, считать ли как изгибаемый или сжатый, или внецентренно-сжатый, или еще как, нужно знать, какие силы преобладают. Т.е. надо видеть состояние.
Поэтому нужно сначала уточнить нагрузки.

[FONT=Verdana] вам поможет вот это: [/FONT]
Пособие к [FONT=Verdana] [FONT="]СНиП 2.09.03-85 «Сооружение промышленных предприятий»[/FONT] [/FONT]

[FONT=Verdana] "Проектирование подпорных стен [/FONT][FONT=Verdana] и стен подвалов" [/FONT]
Там все очень подробно описано.

Содержит основные положения по расчету и констру*ированию подпорных стен и стен подвалов промыш*ленных предприятий из монолитного и сборного бетона и желе*зобетона. Приведены примеры расчета.
Для инженерно-технических работников проектных и строи*тельных организаций.

Только вот СНиП "Каменные и армокаменные конструкции" и Линович указывает "Стены подвалов следует рассчитывать как балки с двумя неподвижными шарнирными опорами"; а Пособие по расчету подпорных стен и стен подвалов вместе со справочником проектировщика указывают считать как балку с защемлением в уровне фундамента и шарниром в месте перекрытия.

400 хватит.
При малосжимаемых грунтах, толщина фундаментных стен, в том числе подвалов, принимается равной (или меньшей) толщине надземных стен, но не менее 30 см. Справочник пороектировщика "Основания и фундаменты"

Вот результаты расчета в Лире. Я задал блоки стержнем и разбил его по высоте на 600мм (высота блока). Задал ко всему еще тонну полезной нагрузки на поверхности. Получил моменты в швах между блоками. Например выберу худший вариант, это момент при схеме шарнир-шарнир М=1,134тм (потому что в этом блоке меньше пригрузка, чем в нижнем по схеме жесткое-шарнир). Я считаю что сила, приходящая от верхних этажей распределяется равномерно по ширине блока, те равнодействующая идет по средине блока. Мне нужно обеспечить минимальный удерживающий момент 1,134тм, то есть сила пригрузки должна быть 1,134/0,2=5,67тс. То есть мои блоки шириной 400 проходят при условии, что будет возведено здание и нагр на стену достигнет больше чем 5,67.

на чертежах не плохо в примечниях написать мол обратную засыпку выполнять после устройства перекрытия подвала.

Похоже это ответ на твой вопрос в п. 1. Зато учтён вес и угол внутреннего трения грунта. Может и потому такие большие значения сечения стен что не учтён пригруз, т.е. крайний худший случай.

Читайте также: