Обґрунтування зведення цегляних малоповерхових сейсмостійких будівель з підвищеною тріщиностійкістю

Горбатенко, Артем Романович

Please use this identifier to cite or link to this item: https://er.chdtu.edu.ua/handle/ChSTU/6086

Title:	Обґрунтування зведення цегляних малоповерхових сейсмостійких будівель з підвищеною тріщиностійкістю
Authors:	Юрко, Олексій Акакієвич Горбатенко, Артем Романович
Keywords:	сейсмостійкість;малоповерхові будівлі;тріщиностійкість;сейсмічне районування;антисейсмічні заходи
Issue Date:	Jan-2024
Abstract:	Проаналізовано еволюцію поглядів на сейсмічну небезпеку та вимоги до сейсмостійкості будівель на території України від 30-х років ХХ століття до сьогодення. Наведено огляд карт сейсмічного районування, деталізовано особливості сейсмічних умов південних регіонів, а також визначено епіцентри небезпечних землетрусів, що впливали на формування нормативних вимог. Встановлено, що протягом останніх десятиліть розрахункова сейсмічність для низки регіонів була підвищена з 7 до 8–9 балів, що зумовило актуалізацію проблеми недостатньої сейсмостійкості значної частини житлового фонду, зведеного відповідно до застарілих норм. Проведено аналіз конструктивних типів будівель, характерних для регіонів півдня України, а також оцінено їхню вразливість до сейсмічних впливів. На основі наближеної методики прогнозування можливих пошкоджень визначено потенційні обсяги руйнувань та кількість будівель, що можуть потребувати знесення, ремонту або посилення при землетрусах інтенсивністю 8–9 балів. Зазначено, що понад 90% існуючих будівель не відповідають сучасним вимогам сейсмостійкості. У роботі підкреслено відсутність ефективних сучасних методів сейсмопосилення, недостатню інформацію про технічний стан житлового фонду та неврегульованість питання оптимального вибору між зносом, реконструкцією чи посиленням будівель. Розділ формує наукові передумови для подальшої розробки методів підвищення сейсмостійкості існуючих споруд із урахуванням критеріїв «сейсмічного ризику» та мінімізації матеріальних втрат.
URI:	https://er.chdtu.edu.ua/handle/ChSTU/6086
Appears in Collections:	192 Будівництво та цивільна інженерія (Промислове і цивільне будівництво)

Files in This Item:

File	Description	Size	Format
Магістерська робота Горбатенко А.Р. МГБ-204.pdf Restricted Access		3.44 MB	Adobe PDF	View/Open Request a copy

Show full item record

Extracted text

РОЗДІЛ 1. СТАН ПИТАННЯ ДОСЛІДЖЕНЬ ЗВЕДЕННЯ ЦЕГЛЯНИХ
МАЛОПОВЕРХОВИХ СЕЙСМОСТІЙКИХ БУДІВЕЛЬ З
ПІДВИЩЕНОЮ ТРІЩИНОСТІЙКІСТЮ
1.1. Аналіз проблем сейсмостійкості конструкцій будівель у сучасних
умовах
Планомірна робота із систематизації сейсмічних епіцентрів
сейсмонебезпечних регіонів України розпочалася з 30-х років ХХ століття.
У 50-х роках Інститутом Фізики Землі АН СРСР було складено карту
сейсмічного районування території СРСР, [1]. На прикладі території
центральної частини України проаналізуємо проблему забезпечення
сейсмобезпеки будівель та споруд у процесі вивчення питань, пов'язаних з
оцінкою впливу сейсмічних умов регіону на вимоги до сейсмостійкості
будівель.
У 70-ті роки за координаційним планом Державного комітету з науки
та техніки було складено карту сейсмічного районування СРСР, включену до
[2], де Одеська, Запорізька, Дніпропетровська, Закарпатська область.
республіка Крим включені в 7-бальну сейсмічну зону.
У 80-х роках на основі детального вивчення структурно-тектонічних
умов та сейсмічного режиму півдня України за даними [3, 4] було
встановлено наявність великих блоків земної кори, обмежених глибинними
розломами (південно одеського та південно дніпровського та закарпатського
масива, черновецького платто, розломів в республіці Крим). У той же час
згідно [4] в регіоні Криму зафіксовано сильні землетруси у 1844, 1909, 1921
та 1978 роках. Епіцентри цих землетрусів перебували за 55-70 км від міста
Симферопіль з глибиною вогнища 6-50 км і викликали струс земної поверхні
у місті інтенсивністю 4-5 балів.
Таким чином, для території півдня України та його великих населених
пунктів небезпечні землетруси з районів Запорізької, Закарпатскої,
Дніпропетровської, республіки Крим. Виходячи з зазначених обставин, ДП
«Державний науково-дослідний інститут будівельних конструкцій» (НДІБК)
внесено зміни до інтенсивності сейсмічного впливу на цій території, які були
включені до нового нормативного документа ДБН А.1.1-12:2014: 8 балів для
рівнинної частини та 9 балів для передгірної та гірської частин. Тобто,
протягом 50 років вимоги до проектування відповідно до можливої
інтенсивності сейсмічного впливу на будівлі та споруди змінилися з 7 до 9
балів. У зв'язку з цим постало питання про забезпечення сейсмобезпеки
будівель та споруд, зведених та запроектованих у період існування раніше
чинних норм [1,2].
6

На кінець 2015 року житловий фонд України (за даними запиту до
Мінрегіонбуду України) становив 1191200 тис. м2, з них:
2
- площа індивідуальних будинків становить – 695500,2 тис. м ;
2
- площа будинків міського типу складає – 495600,8 тис. м .
За даними Мінрегіонбуду, основна частина населення цих областей
проживає у містах та районних центрах. Відповідно до регістру та даних
опублікованих у [5], до середини 60-х років на території республіки
зводилися, в основному, одноповерхові та двоповерхові, багатоповерхові
будівлі з місцевих будівельних матеріалів, керамічної цегли, пиляного та
рваного туфового каменю, саману на глиняних, вапняних та змішаних
розчинах. Перекриття здійснювалися по дерев'яних або залізобетонних
балках із «підшитими» або монолітними шлакобетонними стелями.
Антисейсмічні заходи щодо умов 8-9 бального сейсмічного впливу не
передбачалися.
Будинки цього типу складають 19,2% від загальної кількості будівель
по даним областям та відповідно до Міжнародної шкали сейсмічної
інтенсивності МSK-64, вони відносяться до будівель типу «А».
Значну частину житлового фонду республіки (80,2%) представляють
будівлі, побудовані:
- цегли;
- саману, одержуваних на місцевих виробництвах;
- з піноблоків;
-з великих панелей.
При проектуванні перекриттів, як правило, збірних із суцільних або
пустотних плит, антисейсмічні заходи не передбачалися. За шкалою МSК-64
такі будинки віднесені до типу «Б».
Переведення території даних регіонів в зону підвищеної розрахункової
сейсмічності (8-9 балів) з урахуванням ґрунтових умов дозволяє вважати весь
житловий фонд не підготовленим до безпечного сприйняття землетрусів.
Відповідно до [6] з середини 60-х років у даних регіонах зводилися 5-
поверхові великопанельні житлові будинки серії 1-464-А без антисейсмічних
заходів. Одночасно, і, також без антисейсмічних заходів, зводилися
п'ятиповерхові будинки з цегли серії 1-447-Ю та 1-102-Ю і лише з 1972 року
зводяться як панельні, так і цегляні житлові будинки в антисейсмічному
варіанті: 1-16464-ДС-17; 1-447-Ю та 1-102-ЮС. У наступні роки на території
півдня України зводилися сейсмостійкі житлові будинки, розраховані на 7-
бальний розрахунковий вплив, наступних конструктивно-технологічних
систем:
- безкаркасні великопанельні житлові будинки серії 138-02(0-3) с/1.2
7

висоти 5,9,10 поверхів;
– каркасні безригельні житлові будинки за індивідуальними проектами
висоти 10, 14, 16 поверхів;
– безкаркасні п'ятиповерхові житлові будинки із цегли серії 67-07С;
- безкаркасні 14-поверхові житлові будинки з цегли в несейсмічному
виконанні за ґрунтовими умовами майданчика будівництва.
Загальний обсяг сейсмостійких будівель на п'ять і більше поверхів
становить менше одного відсотка (таблиця 1.1) всього житлового фонду
регіонів півдня України. Таким чином, якщо із забезпеченням
сейсмостійкості нових будівель не виникає питань, то на питання
забезпечення сейсмостійкості 90% житлового фонду, що склався, норми [5]
відповіді не дають.
Нехтування сейсмічною небезпекою може призвести до численних
руйнувань будівель і споруд, завдавши величезних збитків господарству
країни. Зменшити збитки можна лише шляхом послідовної реалізації
постійних заходів щодо підвищення сейсмостійкості існуючих будівель та
споруд. Як показують дані [7], ця вимога знайшла підтвердження в руйнівних
землетрусах, що відбулися: в Карпатах в 1980 р., в Газлі в 1984 р.,
Кайракарумську 1985 р., де була перевірена ефективність раніше
передбачених заходів антисейсмічного захисту.
Разом з тим при здійсненні заходів сейсмозахисту споруд [6], були
виявлені нові проблеми серед них такі як:
- відсутність сучасних ефективних методів сейсмопосилення існуючих
будівель, при цьому використовувані методи посилення приводити до
суттєвого збільшення маси будівлі;
– погана вивченість та опрацювання питання про поточний стан
житлового фонду;
- відсутність інформації про вартість матеріальних і технічних ресурсів
для проведення робіт з даного питання, які ускладнюють вирішення завдання
щодо здійснення заходів сейсмозахисту території.
Очевидно, у вирішенні цього питання слід з позицій «сейсмічного
ризику», коли очікуваний сумарна втрата від землетрусів, можливих
протягом заданого інтервалу часу, слід розглядати як випадкову величину.
При цьому як міра «сейсмічного ризику» необхідно використовувати
ймовірність сумарного збитку, що визначається числом постраждалих
об'єктів до повних економічних втрат і, вже виходячи з цього заходу для
існуючої забудови, виробити єдиний критерій оптимальності зносу,
збереження або посилення будівель з урахуванням їхнього фізичного зносу.
Вирішення цього завдання на прогнозований період із зазначеної позиції
8

неможливе без знання кількості землетрусів та їх інтенсивності, як функції
енергії та епіцентральної відстані до його осередку. Необхідна також
об'єктивна оцінка сейсмостійкості існуючого житлового фонду.
До моменту даного дослідження, докладна інформація про стан
існуючого житлового фонду відсутня, для її отримання потрібні значні
матеріально-технічні засоби. Тому для оцінки робіт із сейсмозахисту
будівель та споруд у подібних територіальних умовах було застосовано
наближену методику.
Відповідно до неї, на основі діючих методичних рекомендацій з
інженерного аналізу наслідків землетрусів, було зроблено прогноз можливих
пошкоджень будівель і споруд у разі впливу землетрусу інтенсивністю 8-9
балів.
З цією метою весь житловий фонд південних регіонів України був
диференційований на три конструктивні типи за обсягом і ступенем
пошкоджень всередині кожного конструктивного типу встановлювалася
кількість будівель, що підлягають знесенню, ремонту, відновленню або
посиленню ( таблиця 1.1).
За даними методичних рекомендацій [8] зносу підлягають будівлі та
споруди, у яких коефіцієнт ушкоджень перевищує 0,6. Можна припустити,
що це умова (Е>0,6) дотримується в будинках зазнали 4 і 5-го ступеня
ушкоджень по термінології [1]. Тоді кількість будинків, що підлягають
знесенню складе: Псн = ((1184 +11343) + 4938 Б) = 17965 шт. при 8-бальному
впливі; Псн = (17764 + (4938 +49380) Б + 39В)) = 72121 шт. при 9-бальному
впливі.

Таблиця 1.2 – Типи будівель та ступінь пошкодження
Типи будівель та ступінь руйнування
№
Обсяг руйнування А Б В
п/п
8 балів 9 балів 8 балів 9 балів 8 балів 9 балів
1184 4938 4938 39 39
1 Окремі 5%
5 4 5 3 4
11843 49380 49380 390 390
2 Багато 50%
4 3 4 2 3
- 17767 - - - -
3 Більшість 75%
- 5 - - - -

Будівлі та споруди, що отримали 2-й та 3-й ступінь пошкодження, слід
віднести до будівель, що вимагають проведення робіт з посилення та
9

реконструкції.
Кількість таких будівель за даними таблиці 1.2 при 8-бальному впливі
становитимуть:
Прк = 49380Б + (39 +390) В = 49809 шт.

Проведений аналіз дозволяє відзначити, більшість будівель, що
підлягали обстеженню, з метою забезпечення необхідного рівня їх
сейсмостійкості підлягають проведенню робіт з посиленню.
Необхідно розробити оптимальні методи посилення, що дозволяють
забезпечити сейсмостійкість існуючих будівель. Ці методи посилення
повинні виключити підвищення маси конструкцій будівлі та забезпечити
можливість ведення робіт без виселення мешканців тощо.

1.2. Огляд досліджень з сейсмостійкості та сейсмопосилення будівель та
споруд з несучими конструкціями з кам'яної кладки

Історія розвитку методів сейсмозахисту кам'яних споруд налічує
тисячоліття. Детальний історичний нарис сейсмостійкого будівництва
представлений у [6, 9], в яких розглянуті методи забезпечення
сейсмостійкості кам'яних споруд, що застосовувалися зодчими Шумеро-
Вавілонської цивілізації, Єгипту, Греції, Риму, Візантії, Кавказу, Японії.
У теорії сейсмостійкості досягнуто великих успіхів завдяки
накопиченій протягом століть інструментальної вихідної інформації про
сейсмічний вплив, інтенсивному розвитку методів розрахунку і широкому
застосуванню обчислювальної техніки, а також удосконаленню
експериментальних методів досліджень і застосуванню більш досконалої
вимірювальної апаратури . Так сучасні методи розрахунку будівель і споруд
базуються на розгляді різних уявлень про сейсмічну дію з використанням як
різних розрахункових моделей, так і з урахуванням реальних властивостей
матеріалів конструкцій (спектральних параметрів, акселерограм землетрусів,
пластичних деформацій і локальних крихких руйнувань). Крім цього для
оцінки сейсмічних сил і надійності конструкцій використовуються
імовірнісні методи розрахунку.
Інженерні методи розрахунку споруд з кам'яної кладки на сейсмічний
вплив, що використовуються в даний час, через нестачу інформації про
природу землетрусів (повторюваність і тривалість землетрусів, величини
параметрів руху грунту при землетрусах, спектральний аналіз сейсмічних
коливань і т.д. п.) і слабкої вивченості роботи конструкцій на стадії близької
10

до руйнування мають дещо умовний характер. Вони не дозволяють точно
оцінити як реальну поведінку кам'яних конструкцій при землетрусах, так і
характер розподілу зусиль між окремими елементами будівель.
Недосконалість методів розрахунку вимагає застосування пілвищуючих
коефіцієнтів запасу (надійності), а також набору конструктивних обмежень,
які встановлюються нормами.
Кам'яні будівлі відрізняються порівняно малими періодами власних
коливань. Результати аналізу робіт [10-14] показують, що, як правило,
величина основного (першого) тону власних коливань знаходиться в
інтервалі 0,2-0,4 с. Це дозволяє віднести кам'яні будівлі до групи жорстких
конструктивних схем, для яких діючими нормами [1,2,5] встановлюється
максимальне значення коефіцієнта динамічності β = 2,5 (для середніх
ґрунтових умов - II тип ґрунту за сейсмічними властивостями).
Досвід численних землетрусів показує, що одним з найбільш слабких
місць несучих конструкцій кам'яних будівель є переріз по неперев'язаних
швах, в яких зчеплення між елементами кладки часто виявляється
недостатнім для забезпечення опору зсуву, розриву або головним напругам,
що розтягує. Тому, основною характеристикою кам'яної кладки, що визначає
сейсмостійкість кам'яних будівель, є величина нормального зчеплення, що
визначається опором кладки розтягуванню по неперев'язаних швах. У діючих
нормах [1] усі види кладки поділені на дві категорії залежно від величини
опору кладки розтягуванню по неперев'язаних швах. У основі поділу кладок
за категоріями лежить запропонований М.Я. Пільдиш коефіцієнт
сейсмостійкості кладки [9]:

де C-коефіцієнт сейсмостійкості кладки;
Rрн - опір кладки осьового розтягування; γ – об'ємна вага кладки
кг/см3.
У нормах [2] до 1969 р. категорію кладки визначали, виходячи з марки
розчину та виду матеріалу каменю або цегли. Проте, аналіз наслідків
землетрусів та численні досліди показали, що на величину нормального
зчеплення кладки впливають численні фактори: властивості матеріалів
кладки (розчину та каменю), професійна майстерність муляра, запиленість
інертних матеріалів для розчину, температурно-вологісний режим
майданчика будівництва.
Аналіз наслідків землетрусів і численні дослідження [11-12, 15-18]
дозволили встановити, що в рамках діючої розрахункової моделі
спектральної теорії розрахунку будівель на сейсмічні впливи несучі
11

конструкції кам'яних будівель слід розраховувати на дію горизонтальних
сейсмічних сил, враховуючи при цьому (в залежно від розрахункової
інтенсивності сейсмічних впливів) вертикальну складову. Для будівель
довжиною понад 30 м слід враховувати згинаючий момент відносно
вертикальної осі будівлі, що проходить через центр його жорсткості [19]. Для
існуючих будівель одним із найбільш відповідальних етапів робіт з
визначення фактичного рівня сейсмостійкості є етап формування
розрахункової моделі споруди, що адекватно відображає дійсний стан
несучих конструкцій та вузлів їх з'єднання, з урахуванням реально існуючих
дефектів і пошкоджень, які повинні бути визначені детальним обстеженням
будівлі [ 20].
Дослідження у сфері забезпечення сейсмостійкості будинків із
несучими стінами з кам'яної кладки проводили як і СРСР (країнах СНД) –
Я.М. Айзенберг, Ю.В. Ізмайлов, С.В. Поляков, В.І. Коноводченко,
О.Л.Чураян, Л.М. Махатадзе, С.М. Сафаргалієв, І.Л. Корчинський, Б.А.
Кіріков, І.Ф.Ципенюк, Т.Ж. Жунусов, Г.П. Тонкіх, О. Вкабанців та ін [16-19],
так і в інших країнах - Р. Мелі, Д. Вільямс, У. Тсо, Ньюмарк, Е. Розенблює та
ін [21-22].
Питання позитивного впливу можливості деформування несучих
конструктивних елементів споруди при сейсмічних впливах досліджено Л.Ш.
Килимником та Я.М. Айзенбергом, у роботах [15,16] дана оцінка ступеня
сейсмостійкості будівель і споруд на основі аналізу кінетики деформування
систем несучих конструкцій. За результатами досліджень уточнена методика
вибору схем пружньо-пластичного деформування конструкцій, що
використовуються в подальшому як критерій сейсмостійкості конструкції.
Результати цих досліджень становлять суттєвий інтерес, тому що
визначають напрямок подальших досліджень в області деформування
кам'яних конструкцій будівель з точки зору пошуку конструктивних рішень,
щодо реалізації пружньо-пластичного характеру їх роботи при сейсмічних
впливах і як наслідок цього підвищення сейсмостійкості кам'яних будівель.
Р. Мелі [21, 22] досліджував деформування кам'яних конструкцій при
сейсмічному впливі. Встановлено, що схема деформування та руйнування
зразка (простінка з цегли) практично відповідає крихкому характеру роботи
елемента. Після появи тріщин несуча здатність кам'яного конструктивного
елемента практично вичерпується. Істотного зростання не-сущої здатності
досліджених зразків вдавалося досягти при їх армуванні. При цьому
підвищення несучої здатності кам'яної кладки було обумовлено збільшенням
відсотка армування кладки. Дослідження Р. Мелі показали, що зміна
традиційних схем несучих елементів з кам'яної кладки шляхом введення в
12

них поздовжнього армування істотно змінює характер їх деформування, а з
урахуванням даних Л.Ш. Килимника [23] підвищує сейсмостійкість будівель.
Напружено-деформований стан цегляних зразків при діагональному
стисканні (перекосі) досліджувався В. І. Коноводченко, С.В. Поляковим, С.
М. Сафаргалієвим, А. В. Черкашиним [24, 25-26, 27].
У [22] наведені результати експериментальних досліджень міцності
чотирьох серій зразків на дію статичного та пульсаційного навантаження,
спрямованої вздовж діагоналі простінка. У цьому експерименті моделювався
силовий вплив, що викликає перекіс фрагмента кладки у своїй площині.
Зразки першої серії, являють собою фрагменти кладки стін, виконані як
вручну, так і методом вібрування. Крім цього частина зразків посилювалася
шляхом нанесення на бічні поверхні штукатурного шару з розчину високої
міцності, інша частина (вібровані панелі) посилювалися шляхом армування
металевими сітками штукатурного шару
Результатам випробувань зразків першої серії показали наступне [22]:
1. Простінки, виконані вручну, показали, значно меншу міцність, ніж
провібровані. Перші тріщини в кладці в процесі динамічних випробувань на
дію імпульсного навантаження з'явилися за умов складових 50% від
статичного навантаження.
2. Підвищення міцності кладки відбувається не тільки за рахунок її
вібрування, але і у зв'язку з наявністю штукатурних шарів з розчину високої
міцності. Шари розчину працювали разом з кладкою до повного руйнування.
3. Наявність сіток дозволяє істотно відсунути момент появи перших
тріщин у кладці і відповідно момент руйнування, створюючи тим самим
сприятливі умови для розвитку пластичних деформацій.
4. У зразках при ручній кладці тріщини переважно проходять по швах,
при віброваній кладці по неперев'язаному шву.
5. Руйнування армованих сітками віброцегляних зразків відбувається
шляхом утворення нових тріщин, що з'являються вздовж стиснутої діагоналі
паралельно тріщинам, що раніше утворилися.
Результати випробування зразків II серії, проведених в [27], показали
що:
1. Поздовжня перев'язка швів у квадратних віброцегляних стінах мало
позначається на їх міцності при перекосі.
2. Каркаси всередині кладки не збільшили несучу здатність зразків,
оскільки порушують зчеплення між цеглою та розчином.
3. У неармованої віброцегляної кладки, на відміну від зазвичай
спостерігається картини руйнування при ручній кладці, тріщини
розташовуються вздовж діагоналі простінка, проходячи як по цеглині, так і
13

по розчину.
4. Установка по зовнішній поверхні кладки металевих діагональних
тяжів або попереднє обтиснення кладки тяжами призводить до підвищення
опору кладки перекосу.
Експериментальні дослідження та оцінка віброваної і невіброваної
кладки, виконаної з перев'язкою швів і використанням сітчастого армування
зовнішніх штукатурних шарів на міцність цегляних стін при перекосі, III-я
серія зразків, дозволили встановити наступне:
1. Введення сіток в штукатурні шари, що виготовлені з міцного
розчину з об'ємним складом 1:0,2:3,5, призводить до збільшення руйнівних
навантажень як для віброваних, так і невіброваних кладок і практично не
впливає на момент утворення першої діагональної тріщини.
2. Введення сіток істотно впливає характер руйнування кладки. За
відсутності сітки поява тріщини призводить до розколювання зразка по всій
його діагоналі і тому збігається з його руйнації. За наявності сіток перша
тріщина з'являється на невеликій ділянці кладки, а подальший розвиток
пошкоджень йде в міру збільшення навантажень і з утворенням нових тріщин
паралельних першій тріщині, охоплюючи все більшу поверхню стіни. Це
призводить до помітного зростання резерву пластичних деформацій та
сприятливого перерозподілу напруг.
3. За результатами випробувань у цій серії зразків впливу вібрування
на міцність кладки не виявлено.
4. Не встановлено впливу кількості поперечних зв'язків, що з'єднують
сітки шарів на міцність зразків.
5. Сітчасте армування не робить істотного впливу на деформаційні
характеристики кладки.
На зразках IV серії відчувався вплив ефективності посилення цегляної
кладки штукатурними і бетонними шарами з сітками при хорошому і
слабкому зчепленні в швах цегляної кладки. Випробовувалося 8 груп зразків.
У групах 2-5 посилення виконувалося у вигляді зовнішніх розчинних шарів з
цементного розчину марки М50 товщиною 2,5 см, армованих дротом Ø4 мм з
осередками сіток 20х20 см (відсоток армування 0,084), а у зразках 6 і 7 груп –
у вигляді шарів дрібнозернистого бетону В5 товщиною 4 см, армованих
сітками з дроту Ø6 осередками 20х20 см (відсоток армування 0,17).
Зразки 1 та 8 груп були еталонними – без посилення. Кріплення сіток
виконували: тип А - за допомогою 6 мм скоб в 30 точках; тип Б - так само,
але в 9 точках; тип В – за допомогою 30 хомутів із в'язального дроту,
закладених у шви кладки при її виконанні.
За результатами випробувань було зроблено такі висновки:
14

1. Прийняті способи посилення, незважаючи на несприятливі умови
безпосередньої передачі навантаження тільки на кладку, виявилися
ефективними.
Застосування варіанта посилення кладки армованими штукатурними
шарами призвело, як до підвищення несучої здатності, так і збільшення на
40% навантаження, при якій з'являлася перша діагональна тріщина.
Посилення кладки бетонними армованими шарами підвищило її
характеристики міцності в середньому в 2 рази.
2. Досліди на зразках з різними варіантами встановлення зв'язків
показали, що вплив способу встановлення зв'язків є несуттєвим.
Величину граничного горизонтального навантаження у разі руйнування
кладки за перев'язаним перерізом було запропоновано визначати за
формулою:

де ��д.т. - граничне горизонтальне навантаження; ��пор. - межа міцності
кладки зрізу по каменю; F – площа горизонтального перерізу кладки.
Для кладки, посиленої армованими розчинними або бетонними
шарами, була встановлена залежність за визначенням величини граничної
руйнівної горизонтальної навантаження:

де ��д.т.а. – величини граничного руйнівного горизонтального
навантаження; ���� – коефіцієнт умови роботи багатошарової кладки, що
дорівнює 0,9; ���� - коефіцієнт умови роботи арматури шарів посилення, що
дорівнює 0,25; ��пр. - площа горизонтального перерізу кладки з урахуванням
шарів посилення, наведених за міцністю на стиск до кладки; �� – те саме,
елемента кладки з урахуванням шарів посилення; ��пор. - межа міцності
кладки зрізу по каменю; ���� - межа міцності арматури; �� – відсоток армування
кладки за обсягом.
У роботі [24] на основі аналізу результатів аналогічних експериментів з
віброцегляними панелями була отримана формула визначення проекції
руйнівного навантаження на напрям горизонтальних швів, що діє вздовж
діагоналі (для квадратної панелі):

де ��д.т. – проекція на напрям горизонтальних швів руйнівного
15

навантаження, розташованого вздовж діагоналі; �� – половина довжини
панелі; �� - Товщина панелі; �� - коефіцієнт внутрішнього тертя; �� = ��/��-
співвідношення сторін панелі; ��сц. - Дотичне зчеплення; ��пор. – межа міцності
кладки при зрізі перев'язаного перерізу.
Формули (1.4)-(1.5) призначені тільки для віброцегляних панелей без
посилення, що характеризуються високим зчепленням цегли та розчину.
Теоретичний аналіз напруженого стану простінків, випробуваних, був
виконаний Ф. Йокелем і С. Фаттал [28]. Автори при визначенні напруженого
стану квадратної стінки вважали, що вона виконана з пружного ізотропного
матеріалу. Для перевірки прийнятого припущення ними було розглянуто те
саме завдання для ортотропної стінки із співвідношенням модулів пружності
2:1 у взаємно перпендикулярних напрямках. Результати розрахунку
ортотропної моделі стінки практично збіглися з результатами, отриманими
при розрахунку стінки як ізотропної системи. Розподіл напруг у квадратній
панелі авторами було за Фрохту, у роботах якого ці напруги визначалися
методами фотопружності. Головні розтягуючі 1 і 2 напруги в центральній
точці зразка під дією тільки сили, прикладеної вздовж стиснутої діагоналі на
кутовому майданчику довжиною 15 см, виявилися рівними 1/0,734 ��/��, а
нормальні та дотичні напруги у напрямку осей, паралельних граням зразка ����
= ���� = 2,38
����/��и������ = ������������ = 1,556 × ����/��.
У виконаних роботах авторами було розглянуто такі можливі причини
виникнення першої тріщини в кладці: – від граничних нормальних напруг; –
від несприятливої комбінації основних напруг; – при досягненні граничних
деформацій, що розтягують; – при перевищенні дотичними напругами
вздовж швів опору зрізу, що визначається формулою Кулона.
При цьому передбачалося можливим утворення тріщин по швах і
розколювання вздовж стиснутої діагоналі цегли, що починається в центрі
панелі, і розколювання по лініях як в центрі, так і поблизу кутів - місця
докладання сили. Руйнування кутових ділянок фрагментів стін авторами
детально не розглядалося, так як для будівель при зрушенні елементів цей
випадок менш типовий.
При розгляді першої гіпотези приймалося припущення, що руйнування
матеріалу відбувається тоді, коли головні розтягувальні напруги перевищать
міцність кладки при розтягуванні або коли головні стискаючі напруги
перевищать її міцність при стисканні.
Друга гіпотеза, яка передбачала, що в руйнуванні матеріалу беруть
участь обидві головні напруги, була запропонована Гріффітсом для випадку
тендітного виникнення тріщини.
16

Відповідно до третьої гіпотезою, руйнування матеріалу виникає, коли
деформації зразків перевищують величини граничних деформацій
подовження.
Четверта гіпотеза, що відноситься до випадку руйнування по швах,
виражається формулою:

де ������ – максимальна дотична напруга вздовж горизонтальних швів; σy
– нормальна напруга, перпендикулярна горизонтальним швам; �� - коефіцієнт
внутрішнього тертя; ��к.сц. - дотичне зчеплення.
Графіки, що представляють граничні величини дотичних напруг за
формулою Кулона, показують їхнє хороше узгодження з досвідченими
даними.
Однак при сейсмічному впливі відбувається комбіноване руйнування
швів і цегли і формула (1.3) при розрахунку цегляних стін і простенків дає
похибку.
Підбивши підсумки виконаного вище теоретичного аналізу
експериментальних досліджень, проведених у НДІІБК, відзначимо наступне:
1. Досліди підтвердили застосовність гіпотези Кулона для випадку
руйнування по швах при перекосі кладки квадратних стінок з суцільної
порожнистої цеглини .
При високих напругах або при високому зчепленні цегли з розчином
руйнування відбувається за цеглою або за цеглою та розчином. В останньому
випадку формула Кулона дасть, мабуть, тим більше відхилення від
досвідчених даних, чим на більшій довжині тріщина, що утворилася,
перетинає цеглу.
2. Аналіз напруженого стану стінок з пустотілої цегли, зроблений на
основі методів теорії пружності суцільних тіл, не може дати реальні значення
справжніх напруг в цеглі. Очевидно, на даному етапі вивченості питання для
оцінки опору перекосу кладки з пустотілої цегли у разі небезпеки руйнування
останньої слід йти шляхом розробки напівемпіричних методів для кожного з
застосовуваних його типів. Існуючими нормами [1] застосування цегли
пустотністю більше 25% не допускається. Дане обмеження пов'язане не
тільки з труднощами забезпечення рівномірного укладання розчинного ліжка
в горизонтальних швах, але і з тендітним характером руйнувань при
концентрації напруг у тонких стінках і кутах цегли.
Напружено-деформований стан цегляних зразків при одночасній дії на
них вертикальних та горизонтальних навантажень досліджувались в інституті
сейсмостійкого будівництва та сейсмології АН Таджицької РСР М. К.
17

Джабаровим та С. В. Кожариновим [11, 29-31]. Для експериментальних
досліджень були виготовлені і випробувані при спільній дії стискаючих і
зсувних навантажень 85 окремих зразків цегляної кладки розміром
155x155x38 см і 270x150x38 см. По торцях кладка комплексних зразків
висотою 270 см посилювалася см із бетону класу В15 з арматурою 4Ø А300.
Зразки висотою 155 мм були трьох типів: 1 – кладка без посилень, 2 – з
посиленням повздовжньою арматурою, 3 – у вигляді комплексної конструкції
та із залізобетонними осердями перетином 13x14 см по торцях зразків.
Додаток вертикального навантаження з ексцентриситетом дозволило
отримати знакозмінну епюру згинальних моментів по висоті зразка
відповідно до розрахункової схеми стінок цегляних будівлі при дії
сейсмічних навантажень.
За даними експериментальних досліджень було встановлено таке:
- процес руйнування зразків може бути підрозділений на два етапи:
перший - до появи косої тріщини і другий - після її утворення. На першому
етапі робота простінка може бути представлена як пружна, на другому -
нелінійна;
- має місце підвищення міцності простінків при дії горизонтальної
сили Q за рахунок обтиснення силою N, прикладеної з ексцентриситетом, що
створює момент M, зворотний за знаком моменту, викликаного силою Q.
Однак у міру збільшення обтиснення відносна ефективність комплексних
перерізів падає;
- має місце підвищення міцності простінків при дії горизонтальної
сили Q у міру зростання міцності зчеплення ��сц. цегли з розчином, проте, при
цьому відзначається деяке збільшення крихкості як не посиленої, так і
комплексної конструкції;
- найбільш ефективними з точки зору підвищення сейсмостійкості
виявилися методи посилення простінків заввишки 270 см залізобетонними
включеннями і тип 3 комплексної конструкції висотою 155 см. Простінки,
посилення яких здійснювалося тільки за рахунок поздовжнього армування,
показали меншу ефективність. Залежність несучої здатності від способу
розташування поздовжньої арматури не встановлена.
У роботах [29-31] описані результати дослідів, поставлених в
ТашЗНДІЕП та ІССС АС ТаджССР з метою вивчення ефективності
посилення пошкоджених цегляних простінків армованими пневмобетонними
шарами. За конструкцією посилення зразки відрізнялися між собою числом і
товщиною шарів посилення, міцністю матеріалу шарів і кількістю арматури в
них, способом кріплення шарів до кладки, способом армування шарів
(сітками з квадратним осередком або каркасами по діагоналі зразків).
18

Особливі досліди були поставлені для оцінки впливу ступеня пошкодження
кладки на її міцність після посилення. З цією метою було проведено
однотипне посилення зразків кладки без попереднього пошкодження, з
пошкодженнями у вигляді волосяних тріщин і з тріщинами шириною до 5-6
см.
В результаті експериментальних досліджень встановлено:
- руйнування посиленої кладки відбувалося внаслідок утворення та
розкриття діагональних тріщин, що поширювалися паралельно стиснутою
діагоналі зразка, та розриву стрижнів сіток або каркасів, армуючих шари
посилення; - прийнята в дослідах конструкція кріплення арматурних сіток
або каркасів до кладки за допомогою U - образних скоб, забитих в отвори в
кладці на глибину 60-80 мм, забезпечила спільну роботу кладки та шарів
посилення у всьому інтервалі зростання горизонтальних навантажень.
Утворення тріщин між кладкою і шарами посилення в дослідах
спостерігалися тільки на останньому етапі завантаження зразків, причому
тріщини з'являлися в нижніх стислих кутах зразків і проходили по тілу цегли;
- надійний зв'язок між кладкою і армованими шарами посилення
сприяє перерозподілу дотичних напруг по всій посиленій поверхні цегляного
елемента;
- несуча здатність посиленої кладки залежить від декількох факторів:
від товщини шарів посилення (збільшення товщини шарів посилення з 25 до
50 мм у зразках з двостороннім посиленням призводить до зростання, що
руйнують навантаження до 1,5 разів, у зразках з одностороннім посиленням
зі збільшенням товщини шарів від 20 до 35 мм руйнівне навантаження
зростала на 24%);
від міцності пневмобетону: при рівній товщині шарів посилення
призвело до підвищення несучої здатності посиленої кладки в 1,36 рази при
односторонньому посиленні і в 1,44 рази при посиленні з двох сторін; від
зміни відсотка армування перерізу шарів посилення: при збільшенні відсотка
армування від 0,46 до 1,823 величина руйнівного навантаження зросла на
35%;
- виявлено перевагу армування похилими стрижнями, при цьому
витрата металу на посилення пошкодженої кладки за досвідченими даними
знижується до 50%;
- ступінь пошкодження (стан) кладки істотно впливає на несучу
здатність посиленого елемента. У порівнянні з руйнівним навантаженням для
не посилених зразків-еталонів, що мали I категорію по сейсмостійкості,
одностороннє посилення непошкодженої кладки призвело до підвищення
несучої здатності на 23% для кладки, пошкодженої тріщинами шириною 0,2
19

мм - на 16%. Зразки, посилені після пошкодження кладки тріщинами
шириною розкриття близько 3 см, повністю відновили свою несучу здатність.
У роботі [20] проведено експериментальні дослідження різних способів
кріплення залізобетонної аплікації до цегляних простінків, при дії на них
статичні та динамічні навантажень, що моделюють сейсмічну дію. Оцінено
ефективність цих способів. Для статичних випробувань у дослідах було
виготовлено 7 серій зразків:
- цегляна кладка без посилення (еталонні зразки);
- зразки з кріпленням ж/б аплікації (товщиною 6 см з важкого бетона
класу С15) до кладки без попередньої конструктивної підготовки поверхні,
на яку був покладений бетон;
- зразки 3 і 4 серії з кріпленням ж/б аплікації до кладки
мікрошпонками, утвореними в поглибленнях горизонтальних швів (через
один шов і в кожному шві);
- зразки з кріпленням аплікації до кладки з/б шпонками розміром
130x89 мм;
– зразки 6 та 7 серії з кріпленням аплікації до кладки арматурними
анкерами 9 Ø8 А400 та 9 Ø10 А400 відповідно.
Результати випробувань показав, що зовнішні (односторонні)
залізобетонні аплікації підвищують несучу здатність конструктивних
елементів з кам'яної кладки без виконання кріплення між ними до 45%, при
кріпленні залізобетонної аплікації із застосуванням бетонних мікрошпонок,
за рахунок використання існуючих горизонтальних швів між камінням 90%,
при кріпленні аплікації до кам'яної кладки з використанням протяжних
бетонних шпонок, що утворюються при бетонуванні аплікації у попередньо
підготовлених горизонтальних штрабах до 170%, а у разі кріплення залізо-
бетонної аплікації за допомогою арматурних анкерних стрижнів до 200%.
У роботах [29-31] були проведені дослідження напружено-
деформованого стану кам'яної кладки, посиленої односторонньої зовнішньою
залізобетонної аплікацією виготовленої із застосуванням торкрет і набризг-
бетону, товщина аплікації була прийнята 20, 40 і 60 мм.
У ході планування експерименту було виготовлено 9 серій зразків з
різною товщиною аплікації та різним армуванням. Основні висновки з
експериментального дослідження напружено-деформованого стану кам'яної
кладки, посиленої односторонньої залізобетонної аплікацією, при сумісному
дії статичних горизонтальних і вертикальних навантажень були наступні:
- односторонні аплікації, виконані з торкрет-бетону і набризг -бетону
підвищують несучу здатність кам'яної кладки у 2÷2,8 рази. При цьому
повністю виключається тендітний характер руйнування кам'яної кладки і в
20

повній мірі проявляються пластичні властивості, які дозволяють суттєво
підвищувати сейсмостійкість та виключати обвалення кам'яних будівель.
Енергоємність посилених зразків більш ніж у 200 разів перевищує
енергоємність звичайної кладки; – встановлений механізм руйнування
зразків посилених аплікаціями з торкретів та набризків-бетону;
– односторонні аплікації, що виконуються з торкрет-бетону та набризг
-бетону ефективно включаються до роботи зразків за рахунок високої адгезії,
та не вимагають проведення додаткових конструктивних заходів;
- напрямок армування не впливає на несучу здатність зразків;
- спосіб нанесення (торкрет і набризг -бетон) не впливають на
граничне навантаження, проте енергоємність у торкрет-бетону істотно вище,
що позначається на роботі конструкції в пластичній стадії;
- застосування шпонок не вплинуло на несучу здатність, але істотно
позначилося на характері деформування.
Дане посилення має велику енергоємність і більш безпечну роботу в
порівнянні з безшпоночним- набризг-бетоном; У роботі [32] під
керівництвом Я.М. Айзенберга, досліджувався вплив посилення на несучу
здатність кам'яної кладки залізобетонної аплікації виготовленої із
застосуванням, сучасної технології, сталевої незнімної опалубки, при
спільній дії статичних горизонтальних і вертикальних навантажень. Дана
методика виготовлення аплікацій дозволяє створити на її поверхні
«шкаралупу» із просічно-витяжної гофрованої сталевої сітки (ПВГС) – це
створює на зовнішній площині аплікації ефект зовнішнього армування.
У роботі були розглянуті результати випробувань наступних серій
натурних зразків.
1. Еталонні зразки кладки виготовлені з цегли марки М75 на
цементному розчині марки М75, розміри зразків 1040х1030х250 мм.
2. Зразки, виготовлені за аналогією з 1-ою серією, з одностороннім
посиленням кладки шаром бетону класу С20. Роль арматурної сітки і щита
опалубки в даній конструкції грає лист ПВГС, кріплення якого до тіла стіни
здійснюється за допомогою 9 арматурних анкерів Ø8 мм А400, розташованих
з кроком 400 мм в обох напрямках.
3. Зразки, виготовлені за аналогією з 1-ою серією з двостороннім
посиленням кладки шаром бетону класу С20 та кріпленням арматурної сітки
та щита опалубки за аналогією зі зразками 2-ої серії з наскрізним
просуванням анкерів через кладку.
Результати випробувань показали, що підвищення несучої здатності
зразків 3-ї серії в порівнянні зі зразками 1-ої склало 3,8 рази, а в порівнянні зі
зразками 2-ої - в 2,4 рази (при цьому на 20% збільшується їх
21

деформативність).
Описані вище, а також інші досліди, проведені рядом вчених, показали
досить високу ефективність застосування зовнішніх (зовнішніх) елементів у
вигляді двостороннього і одностороннього посилення цегляних стін
армованими бетонними і розчинними шарами, а також введення із
закріпленням на поверхні тіла кладки армуючих елементів з метою
підвищення сейсмостійкості будівель.

1.3. Існуючі способи сейсмопосилення несучих конструкцій з кам'яної
кладки
Зміна рівня сейсмічності, як уже зазначалося вище, ряду районів
території України у бік збільшення призвело до необхідності вирішення
наступних завдань для існуючої забудови [6, 20, 32]:
- проведення обстеження будівель і споруд з метою визначення
вихідних даних для розрахунку фактичної сейсмостійкості;
- визначення дефіциту сейсмостійкості будівель та споруд;
- виконання робіт з сейсмопосилення будівель з метою доведення їх
сейсмостійкості до необхідного рівня.
Традиційне сейсмопосилення будівель та споруд за сформованою до
1988-1991 років схемою здійснювалося, як правило, в рамках концепції
підвищення несучої здатності конструктивних елементів. Таке
сейсмопосилення проводилося лише у разі пошкодження будівель
землетрусом.
Проблема підвищення сейсмостійкості кам'яних будівель (у рамках
концепції підвищення несучої здатності конструктивних елементів) вивчена
та проаналізована багатьма авторами [24, 30, 33,34].
При розробці проектів підвищення сейсмостійкості цегляних та
кам'яних будівель може бути виявлена необхідність посилення наступних
несучих конструкцій, елементів та вузлів:
– простінків, стін, включаючи міжвіконні перемичкові ділянки стін,
перегородок та цегляних стовпів;
– ділянок сполучень поздовжніх та поперечних стін;
– зв'язків між стінами та перекриттями;
– вузлів спирання та сполучення плит перекриттів, балок;
- ділянок сполучення антисейсмічних поясів та перекриттів;
– сходових майданчиків, балконів та інших конструкцій, що
виступають.
22

До основних способів і методів сейсмопосилення, як на етапі
будівництва, так і в процесі експлуатації зовнішніх і внутрішніх стін,
перегородок, простінків та цегляних стовпів слід віднести:
- обтиснення цегляної кладки переднапруженими стрижнями,
струнами, анкерами та розпірками, тяжами накладками;
- влаштування односторонніх або двосторонніх шарів із залізобетону;
- влаштування контрфорсів, додаткових пілястр, аплікацій та інших
додаткових елементів;
- влаштування залізобетонних армопоясів з їх анкеруванням з плитами
перекриттів із зовнішнього боку стін;
- влаштування залізобетонних, сталевих і комбінованих обойм
кирпичних стовпів і колон;
– будову залізобетонних поясів у рівні спирання плит перекриття та
покриття;
– влаштування балкових залізобетонних поясів для анкерування з
плитами перекриття та покриття;
- встановлення зв'язків розпірок;
- влаштування переднапружених сталевих поясів із зовнішньої або
внутрішньої сторін стін будівлі;
- збільшення просторової жорсткості будівлі шляхом створення
жорстких горизонтальних дисків (діафрагм) жорсткості;
– установка армокаркасів із зовнішньої, внутрішньої або з обох боків
стін на анкерах із бетонуванням;
- влаштування односторонніх або двосторонніх стійок у штрабах;
- влаштування в цегляних стійках залізобетонних або металевих
сердечників, а також підведення стійок з кутової сталі.
На рисунку 1.1 наведено загальну класифікацію методів посилення
кам'яної кладки, [25,26]. В ній окремим елементом виділеним червоним
кольором включений спосіб посилення, розглянутий у справжній роботі.
23

Рисунок 1.1 – Класифікація способів посилення кам'яних конструкцій

На сучасному етапі розвитку сейсмостійкого будівництва в якості
основних принципів посилення (підвищення сейсмостійкості) будівель з
несучими стінами з кам'яної кладки застосовуються:
– підвищення міцності конструктивних елементів шляхом ін'єкції,
металообробки, металу торкретуванням, одно- та двосторонніми
залізобетонними аплікаціями;
- підвищення жорсткості конструктивних елементів (залізобетонні або
металеві діафрагми жорсткості, поздовжні або поперечні рами);
– зниження навантаження (зменшення корисного навантаження,
додаткові опори та стіни, перерозподіл навантаження).
Основними розрахунковими та конструктивними вимогами, що
пред'являються до існуючих методів сейсмопосилення елементів конструкцій
кам'яних будівель, є:
- недопущення перевищення напруг, що розтягують, в цегляній кладці
вище розрахункового значення по неперев'язаних швах;
- недопущення перевищення розрахункових зусиль у кам'яній кладці
на стиснення при позацентровому стиску, а також на зминання;
– зниження згинальних моментів у прольотах та в стиках будівельних
конструкцій;
– підвищення жорсткості конструкцій у горизонтальній та
вертикальній площинах;
24

- включення конструктивних елементів у спільну роботу.
Різноманітність способів сейсмопосилення породжує проблему
ефективності застосування їх як окремо, так і в комплексі. Вибір того чи
іншого напряму способу сейсмопосилення кам'яних будівель та їх окремих
конструктивних елементів залежить від наступних факторів:
- від розрахункової та фактичної сейсмостійкості будівлі та її
конструктивних елементів;
– від фактичного та прогнозованого ступеня пошкодження будівлі та її
конструктивних елементів;
– від техніко-економічних показників доцільності застосування того чи
іншого способу та методу сейсмопосилення.
При сейсмопосиленні будівель важливим залишається питання
проведення цих робіт без зупинки експлуатації будівлі, оскільки це тягне у
себе додаткові труднощі з розселення мешканців, чи тимчасового
перенесення виробничого процесу.
В даний час існує два основних методи сейсмопосилення простінків і
стін, що дозволяють не зупиняти експлуатацію будівлі при виробництві
робіт.
1. Установка вертикальних напружених стрижнів, схема установки
приведена на рис. 1.2.
Докладний аналіз цього методу викладено у роботах [20, 35].
Підвищення сейсмостійкості кам'яних будівель шляхом встановлення
напруженої поздовжньої арматури забезпечується за рахунок:
- підвищення напруг стиснення в конструктивному елементі;
- включення в роботу кам'яного елемента при позацентровому
стисканні вертикальних арматурних стрижнів. У цьому попереднє
напруження арматурних стрижнів (тобто ліквідація люфтів) забезпечує
включення в роботу з початкового моменту деформування кам'яного
елемента;
- зміни характеру деформування кам'яного елемента, посиленого
подовжньою арматурою, що напружується. Тобто. появи вираженої ділянки
кривої деформування, що реалізує пружнопластичні властивості
конструктивної системи.
25

Рис. 1.2 – Конструктивне рішення підсилення стін з кам'яної кладки
вертикальною арматурою, що напружується:
1 - поздовжня напружена арматура - канат К-7, К-19; 2 – стіна з
кам'яної кладки; 3 - панелі перекриття; 4 – конструкція покрівлі; 5 –
розподільна залізобетонна балка; 6 – розподільна пластина; 7 - анкерний
пристрій; 8 – захисна підбетонка; 9 - горизонтальний канал для ін'єкції
розчином; 10 - приямок для виконання робіт
2. Посилення кладки залізобетонними аплікаціями, схема влаштування
аплікації наведена на рис. 1.3.
26

Рис. 1.3 – Конструктивне рішення підсилення стін із кам'яної кладки
залізобетонними аплікаціями:
1 – залізобетонна аплікація; 2 - стіна, що посилюється, з кам'яної
кладки; 3 – плити перекриття; 4 - арматурна сітка; 5 – металевий анкер.
Підвищення сейсмостійкості кам'яних будівель шляхом влаштування
залізобетонної аплікації забезпечується за рахунок включення в роботу
аплікації спільно з існуючими конструкціями будівлі. Включення в роботу
монолітних залізобетонних аплікацій відбувається тільки за наявності
сейсмічних впливів.
Зовнішні аплікації підвищують сейсмостійкість кам'яних будівель під
час роботи за двома схемами: монолітні залізобетонні аплікації, і аплікації,
що підсилюють стіни, перпендикулярні до основної площини аплікації.
Дослідженнями [19, 32, 34] підтверджено ефективність односторонніх
армованих бетонних аплікацій. Однак конструктивні рішення, що вимагають
встановлення через товщу стіни сталевого анкерного болта і забезпечує
зв'язок аплікації зі стіною, не можуть бути визнані задовільними для
українських кліматичних умов, так як через анкерний болт буде відбуватися
промерзання. Цей метод також досліджувався і на роботах [24,25], у яких
рекомендується виконувати посилення експлуатованих будівель шляхом
влаштування одностороннього армування бетонного або штукатурного шару.
У зарубіжних дослідженнях [13, 33] встановлена ефективність
застосування односторонніх аплікацій з різних матеріалів від зовнішнього
армування стін під захистом розчинних сорочок до аплікацій з синтетичних
27

матеріалів.

1.4. Досвід застосування полотнищ на основі вуглеволокнистої тканини
для посилення кам'яної кладки

Матеріали на основі вуглеволокнистої тканини знаходять все більш
широке застосування в будівництві, у тому числі при посиленні існуючих
конструкцій. Різні схеми посилення з використанням тканини на основі
вуглеволокна реалізовані при реконструкції та ремонті на великій кількості
об'єктів. Як показує наявний досвід, матеріали на основі полотен з
вуглеволокна добре підходять для посилення як кам'яних, так і
залізобетонних конструкцій.
Для кам'яних конструкцій в даний час опрацьовані варіанти посилення
та методики розрахунку цегляних колон і пілонів при дії вертикальних
навантажень. Цьому питанню присвячені дослідження, проведені у роботі
[36,37]. Першими з робіт з дослідження сейсмостійкості цегляних стін,
посилених полотнами з вуглеволокна, є випробування авторів [38-42].
У роботі [38-42] були випробувані два фрагменти цегляної будівлі в
натуральну величину з розмірами 5820 х 4800 х 2200 мм:
- ОФ-1 - еталонний фрагмент з кам'яної кладки;
- ОФ-2 – фрагмент стін з кам'яної кладки, простінків, перемичок та
вузлів з'єднання міжповерхового залізобетонного перекриття з несучими
стінами з посиленням композитним матеріалом на основі вуглеволокна Fib
Arm Tape 530 з анкерними джгутами діаметром 15 мм.
Випробування проведені на віброплатформі, що імітує динамічний
вплив на дослідний зразок інтенсивністю 6, 7, 8 і 9 балів за шкалою МSК-64.
Ушкоджень та руйнувань дослідного фрагмента ОФ-2, посиленого
композитним матеріалом, у процесі випробувань зафіксовано не було.
Загальний вигляд зразків під час випробувань наведено рис. 1.4.
Непосилений зразок зруйнувався при незначному динамічному впливі.
28

Рис. 1.4 - Загальний вигляд зразків під час випробувань [77]

Аналогічних випробувань великомасштабних моделей в нашій країні
не проводилося.
За результатами проведеного аналізу зарубіжних джерел, присвячених
дослідженням з сейсмопідсилення стін цегляних будівель із застосуванням
полотен з вуглеволокнистої тканини, встановлено, що першою цегляною
будівлею згідно [38], для сейсмопідсилення якого використовували даний
матеріал, була будівля «Сухий місті Глендейл, штат Каліфорнія – 1994 рік.
Використання традиційних методів в обойми або на основі
застосування металевих стяжок для даної будівлі не підходило, оскільки
доступ до стіни будівлі був обмежений з одного боку. Незважаючи на
недостатню вивченість питання, було ухвалено рішення застосувати новий
матеріал для сейсмопосилення будівлі. Товщина стінки після посилення була
збільшена лише на 6 мм.
Загальний вид посиленої будівлі та момент проведення робіт із
посилення показаний на рис. 1.5.
29

Рис. 1.5 – Будівля «Сухої хімчистки» посилена полотнами з вуглеволокнистої
тканини (м. Глендейл, штат Каліфорнія, 1994 р)

У роботі [39] Швейцарського федерального технологічного інституту в
Лозанні викладено результати досліджень кількох серій цегляних зразків,
посилених полотен з вуглеволокнистої тканини. Зразки відрізнялися між
собою:
- Співвідношенням сторін - 1: 1, 1: 2 (h: b - висота: ширина);
– схемами посилення – суцільна наклейка композиту, наклейка хрест-
на хрест, уздовж діагоналей;
– характеристиками міцності та видом матеріалу посилення –
вуглеволокно, скловолокно.
Зразки випробовувалися згідно зі схемою наведеною на рис. 1.6. На
образи, що випробовуються, одночасно прикладалися постійна вертикальна і
циклічна горизонтальна навантаження. Це дозволяло моделювати сейсмічний
вплив. Випробування в цій роботі проводилися в два етапи: спочатку
випробовувалися еталонні зразки цегляної кладки до певної міри руйнування,
30

потім випробувані зразки посилювалися і знову піддавалися
випробовуванню. Загальний вигляд зразків, що випробовуються, показаний
на рис. 1.7.

Рис. 1.6 – Схема випробувань зразків у роботі [39]
Результати випробувань дозволили констатувати, що в посилених
зразках мало місце підвищення несучої здатності конструкцій при дії
горизонтального навантаження. Інтервал приросту несучої здатності
змінювався залежно від серії зразків в 1,3÷2,9 рази. За результатами
випробувань було зроблено такі висновки:
– технологія посилення цегляних стін із застосуванням композитних
матеріалів з вуглеволокнистої тканини є ефективною та дає значний приріст
міцнісних та жорстких показників посиленої конструкції, також змінює їхню
деформативність;
- максимальні значення осьових деформацій, виміряні в посилених
зразках, були приблизно на 50% вище в порівнянні з аналогічними
значеннями граничних деформацій еталонних зразків;
- для тонких зразків, розподіл вертикальних деформацій вздовж
перерізу зразків були лінійними на всіх етапах, включаючи момент
руйнування;
31

Рис. 1.7 – Загальний вигляд зразків випробуваних у роботі [39]

32

- посилення зразків не призвело до зміни частот основного тону і
початкової жорсткості зразків;
- лінійний підхід до розрахункової оцінки деформування зразків
показав значення деформації кладки в середньому на 24% нижче результатів,
отриманих при випробуваннях.
У роботі [40], викладено результати випробувань проведених
департаментом будівництва та архітектури технологічного університету
Китаю провінції Ухань та департаментом будівництва Університету
Британської Колумбії в Канаді. У даних дослідженнях розглянуто роботу
шести серій зразків цегляних простінків (три з віконними отворами рис. 1.8 і
три з дверними прорізами рис. 1.9) з посиленням і без посилення полотнами з
вуглеволокна. Зразки були випробувані на дію циклічного зсувного
навантаження у поєднанні з постійним вертикальним навантаженням.

Рис. 1.8 – Результати випробувань цегляних простінків з віконним отвором
без посилення та з посиленням з вуглеволокна
Аналіз результатів випробувань дозволив зробити такі висновки:
– посилення зразків вуглеволокнистою тканиною за запропонованими
схемами дозволило істотно підвищити несучу здатність зразків при дії
зсувного навантаження;
- застосування посилення з вуглеволокнистої тканини збільшило
здатність до дисипації енергії посилених стін з прорізами. При цьому автори
дослідження наголошують на необхідності оптимізації запропонованих схем
посилення;
33

Рис. 1.9 – Результати випробувань цегляних простінків з дверним прорізом
без посилення та з посиленням з вуглеволокна

– після посилення початкова жорсткість зразків не змінилася, але при
цьому знизилася швидкість зниження жорсткості після появи тріщин;
- наклеювання вуглеволокна навколо отворів ефективно посилює місця
концентрації напруг поблизу отворів, і змінює схему утворення початкових
тріщин і розподіл тріщин навколо віконних і дверних отворів, які є найбільш
безпечними місцями в будівлі в момент, коли відбувається реальний
землетрус.
У роботі [41] інституту «Матеріалів, мінералів та гірничої справи»,
Нью-Йорк викладено вимоги, що висуваються в дослідженнях до
сейсмопосилення цегляних простінків із застосуванням полотен з
вуглеволокна:
– підвищити несучу здатність простінків із застосуванням полотен з
вуглеволокна;
- перетворити структурні елементи конструкцій будівель, наприклад,
що не несуть простінки в несучі елементи з підвищенням їх міцності і
жорсткості;
- змінити функціональне призначення стінових елементів з
перетворенням їх призначення у виконання функцій діафрагм жорсткості;
– створити зв'язки між різними елементами конструкції, для того щоб
отримати тривимірну просторову конструкцію, що сприймає зовнішні
навантаження (наприклад, шляхом з'єднання елементів по периметру всієї
34

будівлі на рівні плит перекриття кожного поверху);
– обмежити розкриття тріщин;
- створити ефект обойми окремих ділянок стінових елементів для
підвищення їх міцності в місцях концентрації напруг.
Виконання зазначених вище вимог було реалізовано з допомогою схем
посилення, наведених рис. 1.10.

Рис. 1.10 – Схеми посилення із застосуванням полотен з вуглеволокна
Одна із зазначених вище схем, наведених на рис. 1.10, була реалізована
компанією «Sika» Швейцарія, для посилення цегляних стін будівлі на
Mühlebachstr, Цюріх (Швейцарія). Загальний вигляд ділянок посилених стін
наведено на рис. 1.11.
35

Рис. 1.11 – Схема посилення цегляної стіни будівлі із застосуванням
вуглеволокна типу Sikadur®30 виробництва компанії «Sika» Швейцарія

У роботі [42] описані результати повномасштабних динамічних
випробовувань, проведених для оцінки ефективності застосування полотен з
вуглеволокнистої тканини для сейсмо кладки. Випробування проводились на
стенді розмірами 3х4 м. Параметри стенду:
- максимальна вантажопідйомність стенду 10 т;
- максимальне горизонтальне переміщення 120 мм;
- інтервал частот 0-100 Гц;
– максимальне прискорення при максимальному завантаженні стенду
4×g.
Загальний вигляд еталонного фрагмента будівлі наведено рис. 1.12.
Загальний вид посиленого випробуваного фрагмента та характер руйнування
еталонного фрагмента після випробувань наведено на рис. 1.13. Зразки були
виготовлені з керамічної щілинної цегли міцністю 3 МПа, що приблизно
відповідає марці М35.
36

Рисунок 1.12 – Загальний вигляд випробуваного еталонного фрагмента [42]
У процесі випробувань еталонний фрагмент був підданий шести
циклів навантаження. Інтервал прискорень у процесі застосування
динамічного навантаження склав (0,1-2,5)×g. Наведені рис. 1.13 (б)
ушкодження були зафіксовані на шостому етапі навантаження при
прискоренні зразків рівному 2,5×g.
Посилений фрагмент також був схильний до динамічного впливу.
Програма випробувань включала тринадцять режимів навантаження в
інтервалі прискорень (0,15-4)×g. При цьому руйнування пошкодження
37

посиленого фрагмента не було зафіксовано.
За результатами випробувань були отримані такі висновки:
- посилення конструкцій стін із застосуванням композитного матеріалу
є ефективним;
– виконане посилення підвищило характеристики міцності стін при
динамічному впливі. Посилений фрагмент у порівнянні з еталонним при
дворазовому збільшенні значення прискорень не отримав видимих
ушкоджень;
- застосування посилення з композитного матеріалу дозволяє
відновити динамічні характеристики конструкції і навіть підвищити їх якісні
значення в порівнянні з еталонними зразками;
- застосування посилення може бути ефективним як у пошкодженій
конструкції, так і для підвищення сейсмостійкості ще не пошкоджених
конструкцій.

Рис. 1.13 – Загальний вигляд: а – посиленого фрагмента, б – вид дефектів та
пошкоджень еталонного зразка після випробувань [42]

Висновки по розділу 1
Аналізуючи представлений вище огляд досліджень з сейсмостійкості та
сейсмопосилення будівель і споруд з несучими конструкціями з кам'яної
38

кладки, а також досвід застосування полімерних полотен на основі
вуглеволокнистої тканини для посилення кам'яної кладки в Україні та за
кордоном можна зробити наступні висновки.
1. На території нашої країни розташовано декілька сейсмічних
регіонів, відповідно до [1], де потенційно можливі землетруси. При цьому
аналіз територіальної забудови на прикладі декількох областей показав, що
80,2% будівель житлового фонду складають цегляні будівлі. Число цегляних
кам'яних і великоблочних будівель, що потребують сейсмопосилення, у
зв'язку з уточненням сейсмічності території складає 49380 одиниць. У
середньому територією сейсмічних регіонів країни кількість таких будинків
становить 30-40% від загального числа.
2. З початку 50-х років ХХ століття проведено велику кількість
експериментальних досліджень в галузі міцності та деформативності,
розроблені різні методи підвищення несучої здатності цегляних простінків
при дії на них навантажень, що моделюють сейсмічну дію. На основі
проведеного огляду було виконано оцінка ефективності і можливості
застосування наявних способів посилення підвищення сейсмостійкості
будинків, проаналізовано недоліки існуючих методів сейсмостійкості.
3. Огляд показав, що в нашій країні обсяг досліджень роботи цегляних
стін, посилених зовнішнім армуванням полотнами з вуглеволокнистої
тканини, дуже обмежений.
У низці робіт проведено низку досліджень, які показали ефективність
застосування вуглеволокна як для стрижневих елементів (колон, пілонів) так
і для несучих стін з цегли та ячеїсто-бетонних блоків при дії статичного та
динамічного навантажень.
4. Зарубіжні дослідження, проведені в різних країнах (Канада, Китай,
Швейцарія, США, Греція та ін.) показали, що використання полотен з
вуглеволокнистої тканини для підвищення сейсмостійкості стінових
конструкцій з цегляної кладки дозволяє підвищити опір посилених
конструкцій сейсмічному впливу та їх характеристики міцності. Є
позитивний зарубіжний досвід застосування даної технології посилення на
реальних об'єктах.
5. Відсутність вітчизняної, детально опрацьованої науково-теоретичної
бази, яка задовольняла б вимогам нашого законодавства щодо оцінки та
підтвердження можливості застосування нової продукції, не дозволяє
належним чином використовувати позитивний світовий досвід у цьому
напрямку.
Аналіз та узагальнення наявних даних про сейсмічній реакції кам'яних
будівель, про підходи до оцінки сейсмостійкості існуючих будівель з
39

несучими цегляними стінами, про результати аналогічних
експериментальних досліджень, а також способи посилення дозволяє
визначити та уточнити цілі та завдання роботи.

40

РОЗДІЛ 2. АНАЛІЗ ДОСЛІДЖЕННЬ СТАТИЧНИХ ТА ДИНАМІЧНИХ
ВИПРОБОВУВАНЬ, ЩО МОДЕЛЮЮТЬ СЕЙСМИЧНІ ВПЛИВИ
ЗРАЗКІВ КАМЯННОЇ КЛАДКИ ПІДСИЛЕНИХ ХОЛСТАМИ З
ВУГЛЕЦЕВОЇ ТКАНИНИ
2.1. Статичні випробування
2.1.1. Аналіз результатів випробувань при дослідженні зразків
фрагментів стін на перекосі
Аналіз наслідків численних сильних та руйнівних землетрусів,
виконаний у роботах [6, 15, 16, 17, 20, 32, 43, 44], показали, що одна з
найбільш уразливих конструкцій цегляних споруд з точки зору
сейсмостійкості є міжвіконні простінки.
На основі результатів дослідження характеру руйнування цегляних
будівель після сейсмічного впливу в роботах С.В. Кожаринова, Л.Н. Маха-
тадзе, В.И. Коноводченко, Г.Н. Ашкінадзе, А.В. Черкашина, И.И.
Голденблада
Г.П. Тонких и других авторів [11, 12, 16, 17, 23-25, 26-28, 29-31, 33, 43, 44]
були визначені основні схеми пошкоджених конструкцій в залежності від
напрямку сейсмічної навантаження (табл. 2.1).
Як видно з таблиці 2.1, основними пошкодженнями цегляних стін при
землетрусах є похилі тріщини в простінках, що виникають при різних
напрямках дії горизонтальної сейсмічної навантаження. У більшості робіт,
які розглядаються причини прояву в простінках цегляних будівель косих
тріщин, виявляється домінуюче значення в їх прояві головних розтягуючих
напруг в кладці стін.
У роботі [19] було показано, що простінки несучих стін при дії
горизонтальних сейсмічних сил піддаються таким умовам завантаження, які
близькі до виникнення у заповнення каркаса при його перекосі. На рисунку
2.1а наведена схема деформування цегляного простінка. Для цегляної кладки
існує три стадії деформування. Вони наступають одна за іншою, по
зростанню розміру горизонтальної сили.
У першій стадії, коли сейсмічні сили малі, простінки працюють разом з
надвіконним поясом по всій площі їхнього дотику. Вертикальна
навантаження передається з верхнього простінка на нижній на всіх рівнях по
всьому горизонтальному перерізу.

41

Таблиця 2.1 – Основні схеми пошкодження цегляних стен будівель
Схеми пошкоджень Направлення Характеристика
горизонтального пошкоджень

впливу; місця
пошкоджень
Паралельно поздовжнім При малих вертикальних
стінам; зовнішні стіни. прискореннях косі
тріщини в простінках і на

ділянках під прорізами,
горизонтальні тріщини в
простінках у верху і низу
отворів. У широких
суцільних ділянках.
Паралельно поздовжнім При великих
стінам; зовнішні і вертикальних
внутрішні поздовжні прискореннях косі
стіни. тріщини в широких
пілонах з

горизонтальними
ділянками в кладці між
прорізами, руйнування
перемичок. Найбільший
розвиток руйнувань у
верхніх поверхах.
Перпендикулярно При малих вертикальних
подовжнім стінам; на- прискореннях. У стінах з
зовні та внутрішні прорізами: косі тріщини в
поперечні стіни простінках і міжвіконних
поясах, горизонтальні

тріщини в простінках біля
верху і низу отворів.
Ушкодження найбільш
розвинені в нижніх
поверхах.

У другій стадії в розтягнутих зонах горизонтального перерізу
простінків у рівнях верху і низу, що примикають до них отворів утворюються
42

тріщини, контакт між нижньою і верхньою кладкою порушується. У цій
стадії передача вертикального та горизонтального навантажень у згаданих
перерізах здійснюється тільки на довжині ас<2а (де а – половина ширини
простінка). За знакозмінному горизонтальному навантаженні порушується
зчеплення в кладці по контакту верху простінка і низу поясу у зв'язку з
утворенням тріщин.
Третя стадія характеризується скороченням довжини стиснутої зони та
утворенням діагональної тріщини в простінку. Як можна бачити за схемами
на малюнку 2.1б один і той же простінок на різних поверхах будівлі може
перебувати в різних стадіях деформування, що пов'язано зі зміною величин і
співвідношення вертикальних і горизонтальних сил, а також з можливими
відмінностями в показниках міцності і жорсткості простінків.

Рис. 2.1 - Схеми роботи простінка в стіні при дії горизонтальних і
вертикальних навантажень

Велика різноманітність зазначених вище умов, що впливають на
характер деформування кладки простінків, що часто ускладнюються
наявністю армування або застосуванням інших способів посилення, призвело
до використання в експериментальних дослідженнях різних конструктив
випробування зразків, які тією чи іншою мірою відповідали б реальним
умовам роботи простінка у стіні будівлі.
43

На рисунку 2.2 наведено схеми випробувань цегляних простінків на
перекос, прийняті в експериментальних дослідженнях вітчизняних і
зарубіжних фахівців.

Рис. 2.2 – Варіанти схем випробувань простінків на горизонтальні та
вертикальні навантаження
Схема рисунку 2.2а вперше було використано у американських
дослідах довоєнного періоду [29, 30]. Така схема не застосовна при
44

випробуванні простінків з вертикальним армуванням, так як обмежувач
вертикальних зміщень і вертикальна тяга, шарнірно закріплена в основі, є
додатковим армуванням розтягнутої грані зразка. Схема на рисунку 2.2б
вперше була застосована в роботі [19], а потім використовувалася в ряді
зарубіжних досліджень. Така схема відрізняється постійними під час
випробувань розмірами майданчиків передачі зусиль із опорних пристроїв на
кладку. У схемі на рисунку 2.2в передбачено пристрій сталевої
горизонтальної балки, що імітує роботу антисейсмічного поясу. Вертикальне
навантаження, що представляє вага вищерозмішених поверхів, створювалася
натягом вертикальних тяг. У реальних умовах міжвіконні пояси, також як і
простінки, у міру збільшення навантаження отримують тріщини і у зв'язку з
цим поступово втрачають жорсткість. У цій схемі не витримано
співвідношення згинальних та зсувних деформацій, характерне для
міжвіконних поясів і простінків реальних будівель. Схема рисунку 2.2г
застосовувалася у низці дослідів ЦНІІБК і ТИССС АН. При цій схемі відрізок
верхнього поясу, притиснутий до кладки вертикальним навантаженням,
повторює переміщення верху простінка на всіх стадіях його роботи під
навантаженням. У результаті стиснутої виявляється не діагональ, а одна з
граней простінка, і простінок відчуває не перекіс, а позацентровий стиск. На
рисунку 2.2д наведено схему випробувань, яка трудомістка у виконанні і
часто повторена бути не може. Крім цього, за наявності двох простінків
несуча здатність зразка визначається подвоєною міцністю одного, слабшого
простінка.
Таким чином, жодна з розглянутих схем випробування не може
забезпечити повторення всього різноманіття реальних умов роботи
простінків. У цій ситуації, виходячи з аналізу зазначених схем завантаження
зразків та завдань експериментального дослідження, а також необхідності
проведення великої серії випробувань і можливостей експериментально-
технічної бази була обрана схема рисунку 2.2б. Таке навантаження відповідає
третій стадії деформування простінка стін, і руйнування зразків при даній
схемі походить від дії в перерізі конструкції головних розтягуючих напруг.
Розміри зразків, що випробовуються, задавалися з урахуванням
результатів експерименту, проведеного [26-28]. У цій роботі одним із завдань
було виявлення впливу співвідношення розмірів сторін на міцність
віброцегляних панелей. Для цього було проведено випробування серії зразків
цегляних панелей, до якої входило п'ять груп зразків із співвідношенням
ширини до висоти β=0,5, 0,67, 1, 1,5 та 2.
У зв'язку з вищесказаним, а також враховуючи розміри простінків в
реальних будинках, співвідношення сторін β зразків, що випробовуються,
45

було прийнято рівним 0,94 (розміри а х h = 103 х 96,5 см) при товщині зразків
25 см.

Рис. 2.3 – Схема випробування зразків з розстановкою вимірювальних
приладів
Вибрана схема випробувань, запропонована рисунку 2.2б, була
адаптирована щодо цієї роботи. Детальна схема проведення експерименту
наведена рисунку 2.3. Деформації кладки вимірювалися в поздовжньому та
поперечному напрямку індикаторами годинного типу з ціною поділу 0,1 мм
на базі довжиною 0,8 м, розташованими вздовж діагоналей. Прилади
встановлювалися поверхні обох граней досвідчених зразків.
Навантаження на дослідні зразки подавалося ступенями, що становлять
приблизно 10% від передбачуваної величини руйнівного навантаження.
Інтервал між ступенями навантаження складали 3-5 хв. На початку і в кінці
кожного ступеня навантаження знімалися показання індикаторів.
Матеріали, використані виготовлення дослідних зразків
Для отримання найбільш достовірних результатів всі зразки були
виготовлені з однієї партії цегли на цементному розчині. Усі використані
матеріали мають заводські сертифікати якості. Кладка зразків велася
муляром середньої кваліфікації. Для додаткового контролю якості були
проведені лабораторні випробування цегли та розчину, використаних при
виготовленні дослідних зразків. При виготовленні розчину вівся контроль
руху розчинної суміші за стандартною методикою для польових випробувань
відповідно до ДСТУ Б В.2.7-23-95 [45]. Значення показника рухливості
46

перебували не більше 10-11 см.
Для визначення характеристик міцності цегляної кладки дослідних
зразків були проведені випробування контрольних зразків цегли на стиск і
вигин відповідно до вимог ДСТУ Б В.2.7-23-95 [45]. Для кожної серії
дослідних зразків було відібрано 6-10 цеглин.
Міцність розчину в швах цегляної кладки дослідних зразків
визначалося відповідно до вказівок ДСТУ Б В.2.7-23-95 [45] за результатами
випробування розчинних кубиків розміром 70,7 х70, 7х70, 7мм, приготованих
у процесі виконання кладки експериментальних зразків.
Характеристики матеріалів кладки цегли та розчину наведені у таблиці
2.2.
Таблиця 2.2 - Характеристики матеріалів випробуваних серій зразків
Середнє Середнє Середнє Нормальне Дотичне
Марка
значення значення значення зчеплення в зчеплення в
цегли
Маркуванн міцності міцності міцності кладці, Rt , кладці, Rsq ,
ДСТУ Б
я зразків цегли при цегли при розчину на МПа МПа
В.2.7-23-
стисканні, вигині, стиск, Rp, МПа
95
МПа RK ,МПа
1 2 3 4 5 6 7

I - серія 9,75 0,22 0,38
II - серія 13,5 2,6 125 8,7 0,20 0,34

III - серія 8,88 0,21 0,36

Для оцінки категорії цегляної кладки за сейсмічними властивостями
були проведені випробування кладки на нормальне зчеплення за методикою
ДСТУ Б В.2.6-174:2011 Конструкції кам`яні. Метод визначення міцності
зчеплення в кам`яній кладці[46]. Схема проведення випробувань щодо
визначення нормального зчеплення та отримані результати наведено в
таблиці 2.3 та на рисунку 2.4. За результатами отриманих випробувань
відповідно до вимог ДБН В.1.1-12:2014 [5], кладка зразків відноситься до
першої категорії за сейсмічними властивостями. Як видно з даних таблиці 2.3
значення нормального зчеплення, отримане за результатами випробувань,
змінювалося в інтервалі 0,201-0,224 МПа, що вище нормативного значення Rt
= 0,18 МПа для кладки першої категорії. Розкид значень нормального
зчеплення за результатами випробувань вбирається у 10%.

47

Таблиця 2.3 - Результати випробування на нормальне зчеплення
Розміри Навантажен Середнє
Маркування Площа Міцність,
площини, ня, що значення
№ п/п зразків 2
поверхні, м МПа Примітка
см руйнує, Н нормального

зчеплення,
Rt, МПа
1 2 3 4 5 6 7 8
1 5227 0,209
2 6031 0,241
3 І серія 1х25х10 0,025 4805 0,192 0,224
4 5688 0,228
5 6028 0,248
6 4364 0,175 руйнування
7 5198 0,208 зразків
8 ІІ серія 1х25х10 0,025 5737 0,229 0,201 сталося по
9 4903 0,196 контактній
10 4932 0,197 межі цегла-
розчин
11 6667 0,267
12 4119 0,165
13 ІІІ серія 1х25х10 0,025 5001 0,200 0,210
14 4413 0,177
15 6031 0,241

Посилення дослідних зразків фрагментів стін проводилося з
використанням полотен з вуглеволокнистої тканини виробництва німецької
фірми «BASF» (зразки II-III серій).
Згідно з даними наведеними в каталогах фірми BASF, вуглеволокниста
тканина марки MBrace FIB CF 230/4900.200g/5.100m має такі характеристики
[47]:
- міцність волокна на розтяг Rc = 4900 МПа;
– модуль пружності волокна Е = 230 000 МПа;
2
- питома вага P = 200г/м ;
- товщина волокна h = 0,111мм.
Процес посилення дослідних зразків з використанням полотен з
вуглеволокнистої тканини включав наступні технологічні операції:
– на зволожену поверхню основи в місцях укладання полотна для
вирівнювання поверхні наносився швидкотвердіючий склад Emaco Fast Tixo
шаром 10 мм, що має наступні характеристики відповідно до даних,
зазначеними [48];
48

- міцність матеріалу на розтяг (Rtр) у віці - 1 доба 6 МПа, 7 діб - 8,1
МПа, 28 діб - 9,0 МПа;
– міцність зчеплення з поверхнею (Rtсц) – через 2 години 2,1 МПа через
4 години 3,5 МПа, через 1 добу 4,6 МПа (з подальшою стабілізацією
показника зчеплення);
- ремонтний склад витримувався протягом 7 діб при 20 ° С;
– після висихання поверхня оброблялася складом MBrace PRIMER з
метою поліпшення зчеплення з вуглеволокнистою тканиною. Суміш MBrace
PRIMER наносився на поверхню м'яким валиком шаром 0,1-0,2 мм при
температурі основи та навколишнього середовища в межах + 5-30 ° С.;
– в інтервалі 12-24 години після покриття основи праймером за
допомогою валика або кисті наносився перший шар клею
MBRACE®SATURANT товщина нанесення 0,8-1,0 мм;
– полотна з вуглеволокнистої тканини нарізали на смуги шириною 150
мм і наклеювали на ґрунтовану поверхню в 1 шар. При цьому після
укладання полотна за допомогою гумової ковзанки проводилася прокатка
полотна для пропитування клею MBRACE®SATURANT в полотно та
видалення повітря;
– після закінчення 30 хвилин на поверхню полотна наносять другий
2
шар 700-800 г/м MBRACE® SATURANT, що завершує формування системи
MBrace.
Пошаровий склад посилюючого покриття наведено рисунку 2.5.

Рис. 2.5 – Склад посилюючого покриття
Опис дослідних зразків
Для проведення статичних випробувань фрагментів кам'яної кладки на
перекіс було виготовлено 3 серії зразків цегли:
49

I серія - еталонні.
Зразки цегляної кладки розмірами 103х96,5х25 см, виготовлені з цегли
середньої міцності, марки М125 на розчині М75. ;
- тимчасове опір кладки стиску Ru = 3,8 МПа.
Конструкція та загальний вигляд зразків наведено на рисунку 2.6.

Рис. 2.6 – Зразки І серії – еталонні
ІІ серія. Зразки є цегляні простінки розмірами 103х96,5х25 см.
Характеристики міцності матеріалів кладки наведені в таблиці 2.2 розділу
2.1.2. При цьому полотно з вуглеволокна марки MBRACE FIB
CF230/4900.200g/5.100m шириною 150 мм наклеюється з одного боку зразка
вздовж розтягнутої діагоналі. Тканина наклеювалася із закладом на
вертикальні бічні грані образ. Величина нахльосту тканини матеріалу
посилення на бокові грані становила приблизно 1/3 ширини бічної грані і
дорівнює 7-9 см, схема та загальний вигляд зразка наведені на рис. 2.7.
50

Рис. 2.7 – Зразки ІІ серії, посилені вуглеволокном з одного боку ІІІ серія.
Зразки цегляної кладки того ж складу, що й еталонні, посилені з двох
сторін полотном із вуглеволокна марки MBRACE FIB
CF230/4900.200g/5.100m шириною 150 мм. Характеристики міцності
матеріалів кладки наведені в таблиці 2.2 Волокно наклеювалося вздовж
розтягнутої діагоналі з закладом на вертикальні бічні грані. Нахльост
тканини матеріалу посилення на бічні грані становив приблизно 1/3 ширини
бічної грані 7-9 см. Схема і загальний вигляд зразка наведені на рис. 2.8.

Рисунок 2.8 - Зразки III серії, посилені вуглеволокном з двох сторін
Зразки всіх серій набирали міцність більше 28 діб і зберігалися в однакових
температурно-вологісних умовах.
Устаткування для проведення статичних випробувань
51

Статичні випробування дослідних зразків на перекіс проводилися в силовій
рамі (рисунок 2.9). Для створення статичного навантаження використано два
силові гідравлічні домкрати ДУ50Г300.
Розрахункові оцінки для визначення діапазону руйнівних навантажень для
експериментальних зразків
Для початкової оцінки напружено-деформованого стану
експериментальних зразків було проведено їх комп'ютерне моделювання з
використанням кінцево-елементної моделі. Для моделювання зразків
застосовувався сертифікований програмний комплекс «SCAD».

Рис. 2.9 – Загальний вид силової установки для статичних випробувань

Виходячи з наявного досвіду моделювання цегляної кладки із
застосуванням методу кінцевих елементів [20, 32] були проаналізовані
способи моделювання та призначення жорстких характеристик цегляної
кладки. З вивчених матеріалів не виявлено досліджень з оцінки напружено-
деформованого стану кладки із застосуванням чисельного комп'ютерного
моделювання за умови зміни жорсткості на одній з поверхонь кладки при
поверхневому армуванні. Для вирішення цього завдання було запропоновано
провести моделювання експериментальних зразків об'ємними елементами з
введенням на ділянках, що підсилюються поверхні об'ємного елемента
пластинчастих елементів, що моделюють поверхневе армування.
52

Еталонний зразок I-ої серії змодельований 8-ми вузловим
ізопараметри-ческим кінцевим елементом (Тип 36), розмір елемента 5х5х25
см. Загальні розміри моделі 100х100х25 см. Загальний вид розрахункової
моделі еталонних зразків наведено на рис. 2.12.
Моделювання кладки зразків II-ої серії проводилося аналогічно зразкам
I-ої серії. При цьому зовнішнє армування з полотна вуглеволокнистої
тканини було змодельовано пластинчастими елементами. Спільна робота
елементів кладки та елементів посилення забезпечується наявністю у них
загальних вузлів у місцях перетину сітки елементів.
Моделювання зразків III серії виконано аналогічно II серії при цьому
елементи посилення у вигляді полотен з вуглеволокнистої тканини
встановлені з двох сторін. Загальний вид розрахункових моделей зразків II-ої
та III-ї серії наведено на рисунку 2.13.
Для вибору геометричних параметрів кутового елемента опорної
траверси були використані результати, наведені в роботі [32]. Нижня опора
була представлена жорстким параметричним перетином, закріпленим від
переміщення по осях "x", "y", "z". Навантаження прикладалося по діагоналі
на жорстку рухому по осі «у» верхню траверсу. Для розрахунку було обрано
чотири розміри опорного кутового елемента траверси: 10х10 см, 15х15 см,
20х20 см, 30х30 см. В результаті чисельного розрахунку було виявлено
(таблиця2.6), що кутова площадка розміром 15х15 см є пороговим значенням,
при якому в центрі перерізу зразка виникає максимальна область
розтягуючих напружень, а збільшення її розмірів призводить до розвитку
області стиснення. Площадка з розмірами 15х15 см є оптимальною для
передачі навантаження.

Рис. 2.12 – Загальний вигляд кінцево-елементної моделі зразка першої серії
53

Рис. 2.13 – Загальний вигляд кінцево-елементної моделі зразків ІІ-ої(а) та ІІІ-
ї(б)серії
Таблиця 2.6 - Залежність області розтягуючих напруг від площі передачі
навантаження
Розміри майданчика
передачі
Результати розрахунку
навантаження Зона розтягуючих напруг у %
розміри, см від загальної площі
1 2 3
10х10 26

15х15 20

54

20х20 17

30х30 13

Более 30 сжатие

Після визначення оптимальних розмірів передавального пристрою для
застосування навантаження шляхом послідовного наближення був оцінений
рівень зовнішнього впливу (згідно з обраною схемою), при якому в кладці
виникають напруги, що відповідають межам міцності при розтягуванні.
Граничні напруги визначалися для різних варіантів руйнування (по
цеглі, розчину, контактному шару, при руйнуванні елемента посилення).
За експериментальними даними, описаними в роботах [24, 25, 26-28,
29-31] встановлено, що руйнування еталонних цегляних зразків відбувається
після появи першої тріщини в центрі зразка. Деформація в цій точці може
бути викликана чотирма причинами: зрізом кладки по горизонтальних швах,
осьовим розтягуванням по перев'язаному перерізу.
Для зразків II-ї та III-ї серії також була виконана оцінка навантаження,
при якій у розтягнутій зоні експериментальних зразків виникають
напруження, відповідні межі міцності перерізу кам'яної кладки на розтяг.

2.2. Аналіз досліджень статичних випробувань фрагментів кладки стін
на перекіс
Результати статичних випробувань зразків І-ої серії
Аналіз результатів випробувань на перекіс непідсилених зразків
55

фрагментів кладки стін (І-я серія) дозволяє відзначити наступне.
1. Руйнування зразків I-ої серії мало тендітний характер. Руйнування
зразків відбулося вздовж лінії дії стискаючої сили. Момент появи перших
тріщин практично збігався з моментом руйнування. Тріщини, за якими
відбулося руйнування зразків випробуваної серії, як видно з рис. 2.14-2.15,
проходять як за матеріалом розчину, так і по цеглі.
2. Середнє значення руйнівного навантаження для зразків I-ої серії
склало Рразр. ср = 170,66 кН. Результати випробувань кожного зразка наведено
у таблиці 2.6. Максимальне значення навантаження, при якому
деформування кладки мало пружно-лінійний характер, відповідало
приблизно значення рівному 0,4×Рразр. ср.
3. Загальний процес деформування кладки експериментальних зразків
I-ої серії можна охарактеризувати як лінійний з появою нелінійного участку
на останніх етапах навантаження. Графіки деформування наведено на
рисунках 2.14-2.15.
4. Граничні значення деформацій стиснення уздовж діагоналі програми
навантаження змінювалися в інтервалі εmax.сж. = (4,1÷5,4)х10-3. Максимальне
-3
значення деформацій стиснення в пружно-лінійній зоні відповідало - 1,1х10 .
Граничне значення деформацій розтягування вздовж діагоналі,
перпендикулярної лінії застосування навантаження змінювалося в інтервалі
-3
εmax.р. = (0,6÷0,9)х10 .
Результати даних випробувань опубліковано у роботах [49-52].

Рис. 2.14 – Загальний вигляд та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань при стисненні І-ої серії, зразок №1
56

Рис. 2.15 – Вигляд після руйнування та співвідношення навантаження Р
-3
(кН) від деформації ε х10 при випробувань на розтяг І-ої серії, зразок №1

Рис. 2.16 – Загальний вигляд та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань при стисненні І-ої серії, зразок №2

Рис. 2.17 – Вигляд після руйнування та співвідношення навантаження Р
-3
(кН) від деформації ε х10 при випробувань на розтяг І-ої серії, зразок №2

57

Аналіз результатів статичних випробувань зразків II серії з одностороннім
посиленням полотнами з вуглеволокна
Аналіз результатів випробувань на перекіс односторонньо посилених
зразків фрагментів кладки стін (II серія) дозволяє відзначити наступне.
1. Руйнування зразків другої серії мало крихкий характер і відбулося
вздовж лінії дії стискаючої сили. Візуально момент появи перших тріщин був
зафіксований в центральній частині зразка, що випробовується, зі сторони, де
відсутнє посилення. Лінія руйнування зразків випробуваної серії, як видно з
рис. 2.16-2.17, проходила як по шву, так і по цегли. У момент руйнування
образів, спостерігалося часткове відшарування від кладки матеріалу
посилення, що свідчить про порушення контакту між основним шаром
цегляної кладки і шаром матеріалу посилення.
2. Характер деформування експериментальних зразків II-ої серії,
показаний на графіках рис. 2.16-2.17, можна охарактеризувати як нелінійний.
Середнє значення руйнівного навантаження для зразків ІІ-ої серії
склало Рразр. ср = 252,91 кН. Результати випробувань кожного зразка наведено
у таблиці 2.11. Максимальне значення навантаження, при якому
деформування кладки мало пружно-лінійний характер, відповідало величині
0,5×Рразр.ср.
3. Як видно з графіків на рис. 2.16-2.17, граничні значення деформацій
стиснення кладки вздовж лінії додатку навантаження змінювалося в інтервалі
-3
εmax. сж. = (6,0-8,4) х10 , що вище значень, встановлених для еталонних
зразків. Максимальне значення деформацій в пружно-лінійній зоні
-3
приблизно склало εуп=1,1х10 .
Таким чином, за рахунок стримування полотном деформацій
розтягування значення величини граничного навантаження стиснення зразка
II-ої серії істотно перевищило значення аналогічного навантаження у зразках
I-ої серії.88
4. Значення деформацій розтягування на межі посиленої полотном з
вуглеволокнистої тканини, як видно з графіків 2.16-2.17 були істотно
меншими, ніж на межі не має посилення.
Граничне значення деформацій розтягування вздовж діагоналі
перпендикулярної лінії докладання навантаження, посиленої грані
-3
змінювалося в межах εmax.р. грані зразка εmax.р. =(2,9-3,6)х10 .
Результати даних випробувань опубліковано у роботах [49-52].

58

Рис. 2.18 – Загальний вигляд та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань при стисненні ІІ-ої серії, зразок №1

Рис. 2.19 – Вигляд після руйнування та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань на розтяг ІІ-ої серії, зразок №1

Рис. 2.20 – Загальний вигляд та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань при стисненні ІІ-ої серії, зразок №2
59

Рисунок 2.21 – Вигляд після руйнування та співвідношення навантаження Р
-3
(кН) від деформації ε х10 при випробувань на розтяг ІІ-ої серії, зразок №2

Результати статичних випробувань зразків ІІІ-ї серії з двостороннім
посиленням полотнами з вуглеволокна
Аналіз результатів випробувань на перекіс непідсилених зразків
фрагментів кладки стін, посилених з двох сторін полотнами з вуглеволокна
дозволяє відзначити наступне.
1. Руйнування зразків III серії носило різко виражений тендітний
характер. Руйнування зразків відбулося вздовж лінії дії стискаючої сили.
Візуально момент появи перших тріщин зафіксований був і практично
відповідав моменту руйнування дослідних зразків. Тріщина, через яку
сталося руйнування зразків випробуваної серії, як видно з рис. 2.18-2.19,
проходять цеглою. При руйнуванні зразків з двостороннім посиленням
спостерігався розрив матеріалу посилення, що свідчить про досить високий
рівень забезпечення спільної роботи кладки та матеріалу посилення.
2. Характер деформування експериментальних зразків ІІІ-ї серії
показано на рис. 2.18-2.19 і може бути охарактеризований як нелінійний.
Середнє значення руйнівного навантаження для зразків ІІІ-ї серії
склало Рразр. ср = 327,91 кН. Максимальне значення навантаження, при якій
деформування кладки мало пружно-лінійний характер лежить на рівні
приблизно рівному 0,67×Рразр.
3. Граничне значення деформацій стиснення вздовж діагоналі
-3
програми навантаження змінювалося в інтервалі εmax.сж. = (13,6-14,6) х10 .
-3
Максимальне значення деформацій в пружно-лінійній зоні склало ε =1,3х10 .
Граничні значення деформацій розтягування кладки вздовж діагоналі,
перпендикулярної лінії застосування навантаження, змінювалося в інтервалі
60

-3
εmax.р. = (6,1-7,6) х10 .
Результати даних випробувань опубліковано у роботах [49-52].

Рис. 2.22 – Загальний вигляд та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань при стисненні ІІІ-ої серії, зразок №1

Рис. 2.23 – Вигляд після руйнування та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань на розтяг ІІІ-ої серії, зразок №1

61

Рис. 2.24 – Загальний вигляд та співвідношення навантаження Р (кН) від
-3
деформації ε х10 при випробувань при стисненні ІІІ-ої серії, зразок №2

Рис. 2.25 – Вигляд після руйнування та співвідношення навантаження Р (кН)
-3
від деформації ε х10 при випробувань на розтяг ІІІ-ої серії, зразок №2

Аналіз результатів статичних випробувань фрагментів кладки стін,
посилених полотнами з вуглеволокна
Аналізуючи результати випробувань, наведених у попередньому
розділі, опишемо виявлені закономірності роботи цегляних простінків
посилених полотнами з вуглеволокнистої тканини при спільній дії на них
статичної, вертикальної.
Розглянемо роботу еталонних зразків першої серії. Як зазначалося
вище, характер деформування, зразків стін за результатами випробувань, має
лінійно-пружний характер. При цьому у діаграмі деформування зразків
можна виділити лінійну ділянку, яка переходить у нелінійну зону при
значенні навантаження 0,5×Ррозр. пор.
Коефіцієнт пластичності дорівнює відношенню граничних деформацій
до гранично пружних деформацій лежить на рівні значень рівних µ = (1-,5).
Так як розвантаження зразків не проводилося значення даного показника
прийнято з характеру діаграми деформування, виходячи з припущення, що
поява мінімальних залишкових деформацій можлива в області лежачої вище
середньої частини нелінійної ділянки діаграми деформування. Руйнування
зразків мало тендітний характер і відбулося вздовж стиснутої діагоналі.
Даний характер руйнування є найбільш характерним при сейсмічному впливі
на кам'яні конструкції. Середнє значення руйнівного навантаження зіставило
Ррозр. пор.= 170,66 кН.
Співвідношення між максимальними деформаціями стиснення вздовж
діагоналі програми навантаження і деформаціями розтягування в напрямку
62

перпендикулярної лінії дії сили (вздовж розтягнутої діагоналі) становить 6,25
раз.
Порівняння результатів експериментальних досліджень з даними,
отриманими при розрахунковому аналізі із застосуванням методу кінцевих
елементів, можна відзначити таке. Найбільш близьке значення руйнівного
навантаження з вибраних умов міцності та отриманого характеру руйнування
зразка, відповідне результату, отриманому при експерименті, є 4-та умова, d
Rt/w, але при цьому руйнування кладки відбулося за перерізом, що
проходить по цегли. За даної умови розрахункове значення руйнівного
навантаження склало 145 кН, що на 14.8% менше експериментального
значення. Характер руйнування зразків - діагональна тріщина, що проходить
по матеріалу цегли і рівень значень руйнівного навантаження, підтверджує
факт руйнування зразків від дії головних напруг, що розтягують. Різницю
між розрахунковим і експериментальним значенням руйнівного
навантаження можна пояснити тим, що реальні характеристики міцності
матеріалу цегли вище середнього розрахункового значення прийнятого для
даної марки матеріалу.
Випробування зразків II-ої серії посилених з одного боку смугою з
полотна вуглеволокнистої тканини шириною 150 мм показали, що даний
захід дозволяє підвищити граничне руйнівне навантаження при
випробуваннях зразків на перекіс до середнього значення Рразр. ср = 252,91 кН.
Це значення перевищує результат, отриманий при випробуваннях еталонних
зразків на 148,2%.
При порівнянні експериментального значення руйнівного
навантаження з умовами 5 і 6 прийнятими при розрахунковій оцінці, можна
відзначити, що руйнівне навантаження вище значення умови 5 в 1,58 рази,
але при цьому значно нижче умови 6. Це свідчить про те, що основний
внесок у роботу посиленої конструкції вносить матеріал вуглеволокна, який
стримує посилену конструкцію від руйнування.
Говорячи про деформування зразків ІІ-ї серії можна відзначити, що
внаслідок посилення зразків, спостерігається зміна характеру їх
деформування.
У кривій деформування збільшується кут нахилу, що свідчить про
збільшення жорсткості посиленої конструкції. Значення максимальних
-3
деформацій стиснення лежить в інтервалі εmax. сж.. = (6,0÷8,4)×10 , що в
1,46÷1,56 рази вище за аналогічну величину для еталонних зразків, для яких
-3
даний параметр лежить в інтервалі εmax.сж. = (4,1÷5,4)×10 . Значення
деформацій розтягування на межі посиленої полотном з вуглеволокнистої
тканини при односторонньому посиленні, менше ніж на межі не має
63

посилення.
Граничне значення деформацій розтягування з боку не посиленої грані
в 9÷9,6 рази більше, ніж аналогічні значення на протилежній грані, де немає
-3
посилення, і мають значення рівні εmax.сж. = (0,3÷0,4)×10 , εmax.р.
3
=(2,9÷3,6)×10- відповідно. У цій ситуації можна говорити про не
симметричне деформування граней стіни з посиленням і без нього. При
цьому якщо оцінювати відношення середнього значення максимальних
деформацій стиснення до середнього значення максимальних деформацій
розтягування по обох гранях зразка воно складе 3,8, цей показник в 1,64 рази
нижче, ніж аналогічний показник для еталонних зразків I-ої серії. Даний факт
показує, що при посиленні об'ємне деформування зразків відбувається більш
рівномірно і збільшується ступінь однорідності матеріалу конструкції в
порівнянні з еталонними зразками.
При випробуваннях зразків III серії посилених з двох сторін смугами з
полотна вуглеволокнистої тканини шириною 150 мм збільшилося значення
середнього граничного навантаження при випробуваннях на перекіс до
значення Рразр. ср = 327,91 кН.
Дане значення вище за аналогічний показник для зразків еталонної
серії на 192,1% приріст несучої здатності становить 1,92 рази. При
порівнянні екс-периментального значення руйнівного навантаження з
умовами 5 і 6 прийнятими при розрахунковій оцінці, можна відзначити, що
руйнівне навантаження вище значення умови 5 в 2,04 рази, і найбільш
наближено до значення 6. Це свідчить про те, що основний внесок у роботу
посиленої конструкції вносить матеріал вуглеволокна, при цьому
забезпеченість його спільної роботи з матеріалом конструкції вище, ніж при
односторонньому варіанті посилення.
У деформуванні зразків ІІІ-ї серії внаслідок їх посилення також
спостерігається зміна характеру їх деформування. У кривої деформування
кут нахилу має більш високе значення в порівнянні з двома попередніми
серіями, що так само говорить про підвищення жорсткості посиленої
конструкції. Значення максимальних деформацій стиску лежить в інтервалі
-3
εmax. сж.. = (13,6÷14,6)×10 , що в 2,7÷3,3 рази вище за аналогічну величину для
еталонних зразків, для яких даний параметр лежить в інтервалі εmax. сж.. =
-3
(4,1÷5,4)×10 . Порівняльний графік деформування зразків усіх трьох серій
наведено рис. 2.20.
Граничне значення деформацій розтягування уздовж посиленої з двох
сторін діагоналі в 7,6÷9,8 рази більше, ніж аналогічні значення у еталонних
-3
зразків значення деформацій мають значення рівні εmax.р.. = (5,9÷7,6 )×10 ,
-3
εmax.р.. = (0,6÷1,0)×10 відповідно. Розтягнення діагоналей вздовж лінії
64

перпендикулярної лінії дії сили відбувається симетрично. Порівняльна
діаграма деформування зразків I-ої та III-ї серії вздовж розтягнутої діагоналі
наведена на рис. 2.21.

Рис. 2.20 – Графіки деформацій зразків I, II, III серії вздовж стиснутої
діагоналі
Відношення середнього значення максимальних деформацій стиснення
до середнього незначення максимальних деформацій розтягування для
зразків третьої серії становить 2,1 цей показник у 1,64 рази аналогічний
показник для еталонних зразків першої серії. Цей факт показує, що при
посиленні об'ємне деформування зразків відбувається рівномірніше проти
еталонними зразками.

Рис. 2.21 – Графіки деформацій зразків I, III серії вздовж розтягнутої
діагоналі
65

На рис. 2.22 та в таблиці 2.10 наведено порівняльний графік та
значення деформування експериментальних зразків, а також графік та
значення деформування, отримані при проведенні розрахункового аналізу із
застосуванням методу кінцевих елементів сертифікованому програмному
комплексі "SCAD".

Рис. 2.22 – Графік деформацій кладки за результатами розрахунку та
експерименту для зразків I, II та III серій вздовж стиснутої діагоналі
Розрахунковий аналіз експериментальних зразків, проведений із
застосуванням методу кінцевих елементів, показав, що при заданих вихідних
параметрах, а саме: - жорсткості кладки прийнятої за ДБН В.2.6-162:2010
Конструкції будинків і споруд. Кам’яні та армокам’яні конструкції. Основні
положення [53], що характеризується модулем пружності кладки Е; – при
використанні для моделювання зразків об'ємних кінцевих елементів
спостерігається різниця у характері деформування експериментальних
зразків та комп'ютерної моделі.
З отриманих вище даних видно, що з підвищенням несучої здатності
зразків за рахунок ефекту посилення збільшується різниця, величина
розходження між значенням деформацій експериментальних зразків і
значенням деформацій отриманих при проведенні розрахунків кінцево-
елементних моделей.

Таблиця 2.10 – Порівняння розрахункових та експериментальних значень
деформацій
Середнє значення
руйнівного
Серія навантаження, кН
Q ср.
Рср.
N ср.
66

124,75
I-серія 170,66
116,39
184,88
II-серія 252,91
172,48
239,70
III-серія 327,91
223,63

У значеннях реальних деформацій та розрахункових значень,
отриманих при комп'ютерному моделюванні, також спостерігаються значні
розбіжності у значеннях деформацій.
З отриманих вище даних випливає, що завдання як вихідні дані для
комп'ютерного моделювання жорсткості кладки закладеної в нормах буде
давати значні розбіжності з реальним характером роботи досліджених
конструкцій. Для отримання більш реальних значень деформацій при
використанні запропонованих розрахункових моделей необхідно вводити
значення показника модуля початкової пружності кладки за даними прямих
випробувань.
Результати розрахунку експериментальних зразків ІІ-ої та ІІІ-ї серії за
запропонованою формулою (2.8) наведені в таблиці 2.11.

Таблиця 2.11 – Максимальні значення навантажень та деформацій

Граничні відносні деформації під
Експериментальне значення час випробувань
руйнівного навантаження, кН
' Характер
№ грань А грань Б руйнування

Qq
Рср.
Рі. стиснен стиснен
N ср. ня розтяг ня розтяг
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

1 185,71 5,4 1 4,5 0,8
124,75
2 157,14 170,7 94,9 5,0 0,8 4,1 0,6 хрупкий
116,39

3 169,13 5,1 0,9 4,2 0,7
крихкий, з
4 257,14 8,4 3,6 6,4 0,4 частковим
184,88
відшаруванням і
252,9 172,48 164,6
розривом
5 242,86 7,6 2,9 6,0 0,3 матеріла
посилення

крихкий, з
6 314,29 8,9 4,8 13,6 6,1
частковим
239,70 відшаруванням і
7 342,86 327,9 218,3 14,6 5,9 11,1 7,6
223,63 розривом
матеріла
8 326,58 9,9 5,2 10,6 6,3
посилення

67

III серія II серія І серія Найменування серії
зразків
Розрахункове значення
- горизонтального
руйнівного
навантаження за
формулою (2.8) Qразр.
нар. ,кН

Висновки за 2 розділом
Аналіз результатів експериментальних досліджень міцності та
деформативності кладки цегляних стін з урахуванням їх посилення на основі
використання сучасних композитних матеріалів, при спільній дії на них
статичних вертикальних і горизонтальних навантажень (перекіс) у площині
стіни, дозволяє зробити такі висновки:
1. Посилення цегляних стін будівель вуглеволокнистою тканиною за
допомогою конструктивних схем запропонованих у даній роботі дозволяє
підвищити їх несучу здатність при спільній дії на них горизонтального та
вертикального статичного навантаження (перекосі).
2. Ефект посилення спостерігається як із схемою з одностороннім
посиленням, і при двосторонньому посиленні зразків стін. Несуча здатність
зразків стін при односторонньому посиленні під час перекосу підвищується в
1,48 рази, при двосторонньому посиленні в 1,92 рази відповідно на 148% і
192%.
3. Порівняльний аналіз результатів розрахунку та експерименту
показав, що при заданих вихідних жорстких параметрах кладки виявлено
відмінність у характері деформування експериментальних зразків та
комп'ютерної моделі. Причиною зазначеного є невідповідність реального та
прийнятого за нормами модуля пружності кладки.
4. При аналізі напружено-деформованого стану кам'яної кладки з
визначальним впливом головних напруг, що розтягують, запропонована
емпірична залежність (2.8) досить добре кореспондуюча з результатами
експерименту.

68

РОЗДІЛ 3. АНАЛІЗ ДОСЛІДЖЕННЬ ДИНАМІЧНИХ
ВИПРОБОВУВАНЬ, ЩО МОДЕЛЮЮТЬ СЕЙСМИЧНІ ВПЛИВИ
ЗРАЗКІВ КАМЯННОЇ КЛАДКИ ПІДСИЛЕНИХ ХОЛСТАМИ З
ВУГЛЕЦЕВОЇ ТКАНИНИ
3.1 Аналіз динамічних випробовувань зразків кам’яної кладки
підсилених холстами з вуглецевої тканини, при моделюванні
сейсмичних впливів

За результатами проведеного аналізу вже виконаних динамічних і
статичних випробувань кам'яної кладки, що моделюють сейсмічній дії. У
роботах [10-12, 24, 26, 27, 29, 30, 54, 55, 51, 56] була обрана методика впливу
на експериментальні зразки пульсаційними режимами різної інтенсивності з
доведенням зразків до часткового або повного руйнування.
Режими навантаження дослідних зразків при динамічному впливі
вибиралася виходячи з таких основних умов:
- Як показує практика, період коливань залежно від відстані до
епіцентру інтенсивності землетрусу змінюється в межах від 01 до 15 с. При
цьому тривалість коливального процесу знаходиться в межах від 10 до 50 с;
- Частотний діапазон коливань, найбільш небезпечний для існуючих
будівель, знаходиться в межах від 3 до 10 Гц;
- Прийняті параметри тривалості коливального процесу дають
можливість визначити межі зміни циклів коливань, кількість яких досягає n =
200-500 циклів.
Конструкції будівлі в момент землетрусу відчувають не тільки
вертикальні і горизонтальні сейсмічні навантаження, але і одночасно має
місце постійне вплив статичних навантажень від ваги конструкцій. У зв'язку
з цим для максимального наближення роботи конструкцій до їх реального
напруженого стану з урахуванням дії всього спектра навантажень зразки під
час випробувань перебували під дією постійного стискаючого навантаження.
Вертикальне навантаження створювалося за допомогою спеціальної
системи тяжів (див. рисунок 3.1). опір стиску кладки з цегли марки М125 та
розчину марки М75, згідно ДСТУ Б В.2.6-207:2015 [57]).
Загальна величина навантаження на зразок становила на початковому
етапі динамічнних випробувань Ns = 1,52×0,25×3,00×106 = 1140 кН.
На кожному етапі динамічних випробувань після проходження циклу
2
навантаження, відповідного прискоренням 100, 200, 400 см/с , проводилося
розвантаження зразків на величину, що становить qi = 0,2×R. Таким чином, у
процесі випробувань було виконано чотири режими розвантаження
69

дослідних зразків.
На останньому етапі випробувань (4-ий режим) статична вертикальна
навантаження на зразок була практично знята.
Виходячи із зазначених величин інтенсивності і тривалості
зафіксованих сейсмічних впливів, були обрані параметри динамічного і
статичного впливу, і складена програма завантаження експериментальних
зразків динамічним і статичним навантаженням.
Кладка дослідних зразків двох серій була виконана з цеглини марки
М125 на розчині М75. Тобто використовувався той же матеріал, що і для
кладки фрагментів стін випробуваних на перекіс, результати визначення
міцності матеріалів наведені в таблиці 3.1. Розкид міцності міцності
матеріалу не перевищував 10%.

Рис. 3.1 – Схема проведення випробувань із розстановкою
вимірювальної апаратури

Таблиця 3.1 - Характеристики матеріалів випробуваних серій зразків
Середнє Середнє Середнє Нормальне Дотичне
значення значення значення зчеплення в зчеплення в
Марка
Маркуванн міцності міцності міцності розчину кладці, Rt , кладці,
цегли ДСТУ
я зразків цегли при цегли при на стиск Rp, МПа R sq , МПа
530-2012
стисканні, вигині, МПа
МПа МПа
1 2 3 4 5 6 7
I - серія 9,70 0,20 0,34
13,5 2,6 125
II - серія 8,75 0,21 0,36
I серія - еталонний зразок - являє собою цегляну стіну довжиною 3000
мм, висотою 2250 мм, товщиною 250 мм. У стіні є віконний пройом розміром
1000х1000 мм, розташований у центральній частині стіни. Нижня частина
підвіконня віддалена від основи стіни на 750 мм. Над віконним прорізом у
70

зразку влаштована монолітна перемичка перетином 250х200 мм армована
4хØ12-А400С. Глибина спирання перемички на конструкцію простінка
становить 250 мм. Загальні характеристики матеріалу кам'яної кладки
наведені у таблиці. Загальний вигляд та конструкція експериментального
зразка еталонної серії показані на рисунках 3.2-3.3.

Рис. 3.2 – Конструкція зразка першої серії

Рис. 3.3 – Загальний вигляд зразка I серії

II серія – цегляна стіна тих же розмірів, що і зразок I серії. При цьому
даний зразок був посилений з двох сторін полотном із вуглеволокнистої
тканини марки MBRACE FIB CF230/4900.300g/5.100m. Ширина смуги
71

становила 150 мм, механічні характеристики та технологія наклейки волокна.
Конструкція експериментального зразка другої серії показана рис. 3.4-3.5.

Рис. 3.4 – Конструкції зразка ІІ-ої серії

Рис. 3.5 – Загальний вигляд зразка ІІ-ої серії для динамічних
випробувань

При виборі схем зовнішнього армування кладки за допомогою полотен
з кутово-волокнистої тканини виходили з наступного:
– випробування аналогічної конструкції стіни з пористо-бетонних
72

блоків, наведені в роботі [49] , показали високий ступінь надійності даної
схеми посилення кладки за допомогою полотен з вуглеволокнистої тканини;
– наявність на простінку з кожного його боку по одному похилому
полотну дозволило оцінити можливість сприйняття горизонтальних зусиль
на кладку (шов) і відповідно дотичних напруг (при можливому зрушенні
шарів) одним полотном (тобто без застосування X). -Образної схеми
наклейки);
– оцінити можливість виключення руйнування кладки у зонах
спирання перемичок лише за наявності похилих елементів посилення у цій
зоні (тобто. без наклейки поздовжніх полотен);
– при дії горизонтальних сейсмічних сил у поєднанні зі статичним
навантаженням обтискання кладки в нижніх кутових зонах прорізів згідно з
виконаним попереднім розрахунком можуть виникнути похилі тріщини.
Наклейка нижнього горизонтального полотна на всю довжину стіни
дозволило оцінити ефективність прийнятого рішення підсилення кладки.
Стенд має маятникову конструкцію. Рухлива частина стенду
(платформа) підвішена на гнучких зв'язках до рамної об'ємної конструкції.
Загальний вигляд конструкції стенду наведено рис. 3.6. Така конструкція
стенду дозволяє одночасно створювати на конструкцію, що випробовується,
горизонтальне і вертикальне динамічний вплив. Для створення такого впливу
достатньо джерела збуджуючого коливання лише горизонтальному
напрямку. Динамічний вплив у стенді створюється вібромашиною інерційної
дії ВІД-12.
За рахунок інерційної сили, що розвивається ВІД-12, забезпечується
той чи інший частотний спектр впливів на випробувальний стенд та певний
рівень амплітуди коливань платформи. Максимальне горизонтальне
інерційне зусилля, яке розвивається на валу машини, становить 12 тс.
73

Рис. 3.6 –Стенд для випробовування

Як показали випробування, максимальна величина амплітуди коливань
платформи при використанні ВІД-12 становить 150 мм. Маса підвішеної
частини платформи з вібромашиною складає 4400 кг.
Вимірювальне обладнання Для оперативного контролю значення
горизонтального динамічного навантаження на зразок використовувався
датчик сили (динамометр DACELL TX25). Основне призначення датчика -
вимірювання навантаження (розтягування і стиснення) на зразок при
знакозмінному динамічному впливі. Діапазон вимірюваних значень
становить ±10 тс.
У цих випробуваннях було реалізовано модифікацію вимірювального
комплексу з одночасним прийомом сигналу від 16 вимірювальних пристроїв.
Комплекс виконує такі функції:
- Вимірювання, реєстрацію та первинну обробку сигналів (частотних,
дискретних тощо), отриманих в результаті випробувань;
- Відображення значень вимірюваних величин або перетворених
параметрів на моніторі;
- Контроль значень вимірюваних величин або перетворених
параметрів; оцінка результатів їх вимірювання та перетворення;
– самодіагностику вимірювань, що проводяться (аналіз працездатності
з можливістю виклику діагностичних програм);
- архівацію результатів вимірювання та перетворення (зберігання даних
74

з можливістю перегляду та аналізу);
- Виведення поточних значень вимірюваних параметрів, кодів аварій і
технологічних повідомлень на ЕОМ верхнього рівня;
- Можливість підключення друкувальних пристроїв, у тому числі для
оформлення протоколів результатів вимірювань;
– можливість зв'язку з іншими системами (підключення до існуючої
локальної обчислювальної мережі);
- Можливість видачі сигналу типу «сухий контакт» для включення
сигналізації та використання в системах захисту;
- Можливість видачі тестових аналогових сигналів.
Вимірювально-обчислювальний комплекс MIC–036 додатково
укомплектований ноутбуком зі спеціалізованим пакетом прикладних програм
та периферійних пристроїв, необхідних для автоматизованого процесу
обробки сигналів, а також для документування результатів обробки.

3.2 Аналіз результати динамічних випробувань

Непосилена цегляна стіна з віконним отвором Випробування
непідсилених цегляних стін проводилося згідно з програмою навантаження.
За результатами проведених динамічних досліджень міцності цегляної стіни
з віконним прорізам встановлено наступне:
1. Маса системи, включаючи маси фрагмента цегляної стіни, рухомої
частини віброплатформи та встановленої на неї вібромашини - ВІД-12 склад-
ляла H6900 кг. Згідно з діаграмою, наведеною на рисунку 2.33, максимальне
зусилля, отримане за датчиком DACELL TX25, на одному з етапів
випробувань при Rобж = 0.8×R склало Q = 1316 кг × 9,81 м/с2 = 12910 Н =
12,91 кН. Розрахункова величина інерційної сили, отримана з використанням
2
виміряних значень прискорень, дорівнює F = m × a = 6900 кг × 1,65 м/с =
11385 Н = 11,4 кН. Тобто має місце досить хороша збіжність величин зусиль
на конструкцію при динамічних впливах, обчислених за формулою і
отриманих на основі використання електронного датчика зусиль.
2. У процесі динамічних випробувань цегляної стіни з прорізом
частотний спектр динамічних впливів за даними акселерометра,
встановленого на віброплатформі, змінювався в інтервалі від 1 до 5 Гц,
амплітуда коливань платформи в горизонтальній площині - від 1,0 до 48,3
мм, амплітуда коливань стіни у вертикальній площині – від 0,1 до 10 мм (дані
за вертикальними переміщеннями та прискореннями наведені у додатку 1).
При цьому величина горизонтального прискорення за датчиками,
встановленими на платформі і по висоті зразка змінювалася в інтервалі від
75

2 2 2 2
0.03 м/с до 1.65 м/с (в горизонтальній площині) та від 0,04 м/с до 0,3 м/с
(У вертикальній площині). За допомогою швидкого дисперсного
перетворення Фур'є (у програмному комплексі WinПОС – за допомогою
функції «автоспектр») були попобудовано спектри пікових значень
прискорень.
Таким чином, отриманий в експерименті спектр прискорень відповідав
за даними ДСТУ Б В.2.6-207:2015 [57] майданчикам з бальністю від 4 до 7,72
бала за шкалою MSK-64. Загальний вигляд випробуваного зразка першої
серії, встановленого на віброплатформу.
3. У процесі динамічних випробувань непідсиленого зразка стіни при
напругах стиснення в кладці, що становлять (0,6-0,8)×R, пошкоджень
(тріщин) в елементах кладки (цеглині та швах) стіни не встановлено.
При зниженні рівня обтиснення кладки до 0.4×Ріме місце поява на-
клонних діагональних тріщини, а також розкриття горизонтальних швів. При
подальшому зниженні статичного навантаження обтискання кладки ширина
розкриття тріщин при динамічних циклічних навантаженнях досягла 10-25
мм. При цьому мало місце порушення зчеплення у кладці. У процесі
подальших випробувань, коли рівень обтискання зразка становив 0,4×R, без
прямого зняття навантаження обтискання, спостерігалося різке збільшення
тріщин та пошкоджень. На останніх режимах динамічного навантаження
відбулося обвалення кладки частини стіни.
Характер ушкодження зруйнованого зразка наведено рис. 3.7.
Характер руйнування фрагмента можна охарактеризувати як тендітний.
Руйнування дослідного зразка почалося з утворення косих тріщин у
простінках, у кладці підвіконної частини стіни, а також через руйнування
кладки опорної зони перемичок. Косі тріщини в простінках розвивалися від
краю спирання перемичок до основи віконного отвору.
Дефекти і пошкодження цегляного простінка, що утворилися в ході
випробувань, можна охарактеризувати як характерні руйнування, що
виникають у цегляних будівлях, схильних до сейсмічного впливу.
4. Для енергетичної оцінки процесу випробувань побудовано діаграму
деформування у вигляді петлі гістерези. Діаграма деформування наведено на
рис. 3.8. Згідно з отриманою діаграмою процес деформування кладки до
моменту утворення перших тріщин можна вважати умовно лінійним.
Деформації зразка в інтервалі прикладеного динамічного впливу - пружні.
76

Рис. 3.7 – Характер руйнування непідсиленого зразка

Рис. 3.8 – Схема деформування зразка першої серії при циклічному
навантаженні

Цегляна стіна, посилена з двох сторін полотном з вуглеволокнистої
77

тканини
1. Маса експериментального стенду, включаючи маси фрагмента
цегляної стіни з посиленням, рухомої частини віброплатформи та
встановленої на ній вібромашини – ВІД-12 складає H6935 кг. Згідно з
діаграмою, наведеною на малюнку 2.39, максимальне горизонтальне зусилля,
отримане за датчиком DACELL TX25, на одному з етапів випробувань при
2
Rобж = 0,2×R склало Q = 2852 кг × 9,81 м/с = 27978 Н = 27,98 кН.
Розрахункова величина інерційної сили з використанням даних, дорівнює F =
m×a = 6935×4,2 = 29127 Н = 29,1 кН. Тобто, має місце досить хороша
збіжність величин зусиль на конструкцію при динамічних впливах,
обчислених за формулою і отриманих на основі використання електронного
датчика зусиль.
2. У процесі динамічних випробувань посиленого зразка стіни при
напрузі, складових (0,2-0,8)×R, пошкоджень (тріщин) в елементах (блоках і
швах) кладки стіни не встановлено.
3. У процесі динамічних випробувань посиленої стіни з отвором
частотний спектр динамічних впливів за даними акселерометра,
встановленого на віброплатформі, змінювався в інтервалі від 1 Гц до 5 Гц.
4. У процесі випробувань був зафіксований момент, при якому мав
місце резонанс системи (при 0,2×R: f = 4,5 Гц, А = 35 мм). При цьому жодних
тріщин і пошкоджень у кладці не встановлено. Ділянки, на яких мало місце
руйнування або пошкодження кладки еталонного зразка, на посиленому
фрагменті залишилися без видимих дефектів. Загальний стан посиленого
зразка II серії після проведення випробувань показано на рис. 3.9.
5. Для енергетичної оцінки процесу випробувань побудовано діаграму
деформування у вигляді петлі гістерези. Діаграма деформування наведено на
рим. 3.10. Згідно з отриманою діаграмою процес деформування можна
вважати умовно лінійним. Деформації випробуваного зразка в інтервалі
доданого динамічного впливу практично пружні.

78

Рис. 3.9 – Стан кладки посиленого зразка після випробувань

Рис. 3.10 – Схема деформування зразка ІІ-ої серії при циклічному
навантаженні

79

3.2.1. Аналіз результатів експериментальних досліджень
фрагментів цегляних стін при дії динамічного навантаження.

Аналіз результатів динамічних випробувань цегляних стін, наведених
на рисунках 3.8, 3.10 дозволяє відзначити наступне:
1. Відповідно до програми експериментальних досліджень, на
віброплатформі Центру досліджень сейсмостійкості споруд були проведені
динамічні випробування фрагментів цегляної стіни, виконані в натуральну
величину. При динамічних випробуваннях моделювалися навантаження, що
відповідають сейсмічним впливам 7-9 балів.
2. У процесі випробувань горизонтальні прискорення віброплатформи
за даними акселерометрів, встановлених на ній, змінювалися в інтервалі від
2
0,03 до 4,2 м/с . Частоти коливань цегляної стіни змінювалися в інтервалі 1-5
Гц, амплітуди коливань системи – від 1 до 48,5мм.
3. Під час випробувань у момент, коли власні частоти коливань
цегляної стіни збіглися з вимушеними частотами коливань віброплатформи,
система увійшла до резонансу. Під час випробувань експлуатаційна
надійність посиленої стіни не була порушена. При цьому прискорення на
2
рівні платформи склали 4,2 м/с .
4. Енергетична оцінка процесу випробувань, наведена на діаграмі
деформування у вигляді петлі гістерезису, показує, що витрати енергії на
деформування посиленого зразка майже вдвічі вищі, ніж не посиленого.
Поєднана діаграма деформування еталонного та посиленого зразків
наведена на рис. 3.11. Згідно з отриманою діаграмою процес деформування
обох серій зразків можна вважати умовно лінійним. Деформації обох серій
випробуваних зразків в інтервалі прикладеного динамічного впливу можна
характеризувати як пружні. Залишкові деформації для посиленого зразка на
кінцевому циклі випробувань становив не більше 10% від граничного
значення деформацій.

80

Рис. 3.11 – Поєднана діаграма деформування еталонного та посиленого
зразків

Висновки за 3 розділом

1. В результаті аналізу динамічних випробувань були протестовані дві
серії зразків, що представляють собою цегляні стіни в натуральну величину з
віконним прорізом, I-я серія еталонні зразки II-я серія зразки, посилені за
запропонованою схемою із застосуванням полотен з вуглеволокнистої
тканини.
2. Еталонний зразок зруйнувався при динамічному навантаженні
відповідної за значеннями отриманих прискорень землетрусу бальністю 7,72
бала за шкалою MSK-64 при рівні вертикального обтиснення відповідного
0,4×R. Навантаження при випробуванні посиленого зразка за параметром
прискорення досягали значень, відповідних 9 бального землетрусу, рівень
вертикального обтиснення становив при цьому 0,2×R. Руйнування та
ушкоджень на зразку не виявлено.
3. Дані, отримані при динамічних випробуваннях, відповідають даним,
отриманим при статичних випробуваннях. І в тому і в іншому випадку
застосування полотен з вуглеволокнистої тканини збільшує значення
сприймається зразками граничного руйнівного горизонтального
навантаження.
4. Конструкція цегляних стін, посилених полотнами з вуглеволокна,
може бути рекомендована для застосування в районах із сейсмічності до 9
81

балів при виконанні вимог фірми-виробника в частині дотримання технології
виконання робіт з монтажу елементів посилення.
5. На підставі отриманих даних можна зробити висновок про те, що
зовнішнє армування з вуглеволокнистої тканини ефективно для підвищення
сейсмостійкості як вже існуючих будівель, так і будинків, що зводяться з
кам'яної кладки.
6. При застосуванні конструкцій стін, посилених полотнами з
вуглеволокна в сейсмічних районах при бальності майданчика до 9 балів
повинні дотримуватися вимог нормативних документів у частині
забезпечення довговічності та вогнестійкості посилених конструкцій.

82

РОЗДІЛ 4. ПРОЄКТУВАННЯ КАМ'ЯНИХ КОНСТРУКЦІЙ
БУДІВЕЛЬ І СПОРУД, ПОСИЛЕНИХ ВУГЛЕВОЛОКНИСТІЙ
ТКАНИНОЮ В СЕЙСМІЧНИХ УМОВАХ

4.1. Загальні дані, необхідні для проведення проєктування

Заходи щодо сейсмопосилення будівель і споруд з несучими
конструкціями з кам'яної кладки призначаються після порівняння фактичної
сейсмостійкості будівлі з сейсмічності будівельного майданчика.
Оцінка фактичної сейсмостійкості будівель та споруд з несучими
стінами з кам'яної кладки проводиться за результатами визначення факторів
сейсмічної небезпеки та основних характеристик будівель, конструкцій та
матеріалів, що визначаються при детальному обстеженні будівлі.
За результатами обстеження розробляється висновок, в якому дається:
- Оцінка технічного стану будівельних конструкцій будівлі, що
включає перелік і обсяг дефектів і пошкоджень;
- Оцінка категорія технічного стану з урахуванням виявлених дефектів
та пошкоджень;
- Оцінка рівня фактичної сейсмостійкості будівлі, яка характеризується
величиною граничного сейсмічного впливу, протягом нормативного терміну
експлуатації.
Необхідний рівень сейсмостійкості встановлюється за бальністю
площадки забудови будівлі або споруди на основі комплекту карт загального
сейсмічного районування відповідно до ДБН В.1.1-12:2014 [5].
Фактичний рівень сейсмостійкості встановлюється відповідно до вимог
[5] методом послідовних наближень. Для цього виконується розрахунок
будівлі на навантаження різної інтенсивності і перевірка несучої здатності
конструктивних елементів.
При виборі способів посилення не сейсмостійких будівель і споруд
різного функціонального призначення необхідно керуватися загальними
принципами проектування споруд для сейсмічних районів, представлених у
діючих нормах [5]. У випадках, коли повне виконання вимог норм
неможливо, або їх виконання призводить до економічної недоцільності
посилення, допускається реалізація обґрунтованих розрахунком технічних
рішень посилення будівлі при неповній відповідності вимогам норм з їх
узгодженням у встановленому порядку.
Оптимальний варіант антисейсмічного посилення визначається з умов
забезпечення ефективності застосованого методу, виходячи з умов мінімуму
сейсмічного ризику з урахуванням економічної доцільності [58].
83

Загальний порядок визначення оптимального варіанта антисейсмічного
посилення визначається правилами, наведеними в [58].

4.2. Моделювання цегляних конструкцій, посилених полотнами з
вуглеволокнистої тканини при розрахунку на сейсмічні дії

Для чисельного аналізу напружено-деформованого стану
експериментальних зразків використаний програмний комплекс «SCAD».
Виходячи з наявного досвіду розрахунку цегляної кладки із
застосуванням методу кінцевих елементів, наведеного в роботах [42, 59],
були проаналізовані способи моделювання та призначення жорстких
характеристик цегляної кладки. Як уже зазначалося, для вирішення задачі
моделювання експериментальних досліджень було запропоновано
використовувати об'ємні кінцеві елементи з введенням на необхідних
ділянках поверхні об'ємного елемента пластинчастих елементів, що
моделюють поверхневе армування. Даний прийом ефективний при розгляді
локальної задачі вивчення поведінки експериментальних зразків на кожній
грані. При моделюванні реального об'єкта даний спосіб буде дуже
трудомісткий. Для розрахунку реальної будівлі моделювання цегляної кладки
рекомендується проводити на підставі даних раніше проведених досліджень
[42, 59] та результатів, отриманих у цій роботі за наступною схемою:
- кладку моделюємо пластинчастими елементами (Тип 42);
- крок розбиття сітки приймаємо 5х5 або 10х10 см, подальше розбиття
сітки, як показують розрахунки, не веде до уточнення діаграм напруги;
– модуль пружності матеріалу кладки призначаємо за даними,
отриманими в результаті обстеження та проведених випробувань.
Застосування запропонованого кроку розбиття сітки кінцевих
елементів обумовлено необхідністю згладити відхилення меж ізополів
напруг при моделюванні пластинами в порівнянні зі способом моделювання
об'ємними елементами. Загальний вигляд картини ізополів розтягуючих
напруг при моделюванні об'ємними елементами і при моделюванні
пластинчастими елементами наведено на рис. 4.1. Використання зазначеного
способу дозволяє зберегти значення внутрішніх напруг і картину їх
розподілу.
84

Рис. 4.1 – Картина ізополів розтягуючих напруг:
а - при моделюванні зразків об'ємними елементами;
б - при моделюванні пластинами

Зовнішнє армування з використанням полотен з вуглеволокнистої
тканини рекомендується моделювати пластинчастими елементами,
об'єднуючи на всій площі контакту стіну та елементи посилення спільними
вузлами при цьому:
– при моделюванні елементів посилення використовуємо тріангуляцію
з розбиванням контуру на сітку з кроком 1;
– жорсткість елементів посилення приймаємо відповідно до технічних
параметрів вуглеволокна заданими виробником.
Загальний вид моделювання фрагмента стіни наведено на рис. 4.2.
85

Рис. 4.2 – Загальний вигляд кінцево-елементної моделі фрагмента стіни
з елементами посилення

4.3. Інженерна методика розрахунку сейсмопідсилення кам'яних
конструкцій будівель та споруд зовнішнім армуванням полотнами з
вуглеволокна

Загальний порядок оцінки, у тому числі розрахункової, підвищення
сейсмостійкості цегляних простінків із застосуванням вуглеволокнистої
тканини для будівель та споруд рекомендується виконувати за наступною
схемою.
1. Проведення обстеження з метою фактичних фізико-механічних
характеристик матеріалів та наявності дефектних конструктивних елементів,
визначення фактичного рівня сейсмічності майданчика.
2. Проведення розрахунку будівлі при фактично встановленому рівні
сейсмічності майданчика, на сертифікованому програмному комплексі
«SCAD» із застосуванням запропонованого способу моделювання цегляних
будівель та обліком реального стану несучих конструкцій, вузлів їх з'єднань,
навантажень та факторів сейсмічної небезпеки.
Визначаються конструктивні елементи, що не володіють необхідною
несучою здатністю за критеріями сприйняттям:
- горизонтальні перерізи на стиск, позацентрове стиск або ж на
стиснення і вигин, викликані горизонтальними навантаженнями;
- похилі перерізи на головні розтягувальні напруги при згинанні в
площині стіни;
- простінки повинні розраховуватися на зріз по горизонтальних
86

неперев'язаних швах.
Розрахунок дозволяє встановити наявність «дефіциту» сейсмостійкості
конструкції.
3. Призначаються місця влаштування посилення полотнами з
вуглеволокнистої тканини проводиться розрахункова перевірка посиленої
розрахункової схеми, з урахуванням запропонованих схем моделювання
елементів посилення.
4. Якщо рівень сейсмостійкості не досяг необхідного, проводиться
додатковий аналіз елементів з дефіцитом несучої здатності. Елементи у яких
виявлено дефіцит несучої здатності посилюються та проводиться повторний
розрахунок, до задоволення необхідних умов міцності.
Призначення перерізу, механічних характеристик вуглеволокна, кроку
холстів, що наклеюються, і оцінку міцності посилених конструкцій за
значеннями зусиль, отриманими при просторовому чисельному розрахунку із
застосуванням запропонованого способу моделювання, проводимо за такими
формулами:

1. Розрахунок кам'яної кладки при дії горизонтальної сили в плос
кладки (з аналізу зарубіжних досліджень).

Відповідно до вимог [30], при розрахунку кам'яної кладки при дії
горизонтальної сили в площині стіни приймаємо коефіцієнт надійності за
навантаженням для кам'яної кладки γf. Відповідно до ДБН В.1.2-2:2006 [61]
γf = 1,1.
Несучу здатність кладки в площині стіни пропонується за даними
авторів [60, 61], а також іноземних джерел [60, 62] визначати як суму несучої
здатності кладки без посилення плюс приріст несучої здатності від
зовнішнього армування з полотен вуглеволокнистої тканини.
(4.1)
Несуча здатність кам'яної кладки без посилення визначається як
мінімальне значення несучої здатності при позацентровому стисканні, дії
головних напруг, що розтягують, і зрізі
(4.2)
�������� – граничне зусилля зрізу по перев'язаному шву;
������ - граничне зусилля при дії головних розтягуючих напружень;
������ – граничне зусилля зминання кута.
Підвищення несучої здатності після посилення визначають за
формулою:
87

(4.3)
Де ���� - крок полотен з вуглеволокна, графічна схема наведена на
рисунку 4.3;
���� – ефективна глибина для розрахунку зсуву, визначається як
���� = min (��, ��)

Рис. 4.3 – Посилення стінок при горизонтальному навантаженні

������ - повне зусилля, що припадає на полотно, визначається за
формулою
(4.4)
де ����,������ – площа перерізу полотна вуглеволокна на посиленій поверхні;
������ - ефективна напруга в полотні посилення з вуглеволокнистої
тканини.
(4.5)
де ���� - нормативне значення модуля пружності вуглеволокна; ������ –
розрахункова деформація розтягування.
(4.6)
де ���� - коефіцієнт умов роботи, що враховує вплив навколишнього
середовища (0,9 - для внутрішніх приміщень, 0,8 - для зовнішніх конструкцій
і конструкцій, що знаходяться в агресивному середовищі);
������∗ - гранична деформація розриву полотна.
Межа міцності на зсув, ����. При діагональній наклейці полотен
вуглеволокна згідно з [62], може бути визначений за формулою:
88

(4.7)
де ���� – ширина полотен із вуглеволокна;
���� – є фактична глибина кладки у напрямку поперечної сили;
���� - крок полотна з вуглеволокна;
�� – кут нахилу полотен з вуглеволокна;
������ – обчислюється відповідно до формули:
(4.8)
Де �� – кількість шарів вуглеволокна;
����, ���� – встановлюється рівним 1, коли полотна з вуглеволокна
приклеюються по діагоналі стіни

Рис. 4.4 – Посилення стін при горизонтальному навантаженні
діагональними полотнами

2. Розрахунок кам'яної кладки при дії моменту у площині кладки
Розрахунок за міцністю посиленої кам'яної кладки при дії моменту у площині
кладки згідно з рекомендаціями [62] здійснюється за умови:
(4.9)
При даному розрахунку коефіцієнт надійності по навантаженню
приймаємо γf=1.1.
(4.10)
де ���� – відстань до середини стрічки (рис. 3.5);
89

��1 - коефіцієнт приведення епюри напруг до прямокутної, приймається
рівним 0,7;
�� – висота стиснутої зони.
Горизонтальне зусилля, що відповідає згинальному моменту, дорівнює:
(4.11)

Рис. 4.5 – Схема посилення простінка вертикальними полотнами

У разі необхідності посилення кам'яної кладки при дії горизонтальної
сили та згинального моменту можливе застосування схеми, наведеної на рис.
4.6, при цьому проводяться окремі розрахунки на дію горизонтальної
навантаження та моменту в площині.
3. Розрахунок кам'яної кладки при дії моменту із площини кладки
стіни Розрахункові причини:
– напруги у вуглеволокні прямо пропорційно їх відстані від
нейтральної осі;
- максимальні відносні деформації розчину кладки 0,0025, цегли
0,0035;
– вуглеволокно працює лінійно до досягнення граничного
навантаження;
- можна знехтувати роботою кладки на розтяг, а вуглеволокна на
стиснення;
- прослизання вуглеволокна по кладці відсутнє;
– при розрахунках згинанням стіни можна знехтувати при h/t менше
0,8.
90

Рис. 4.6 – Схема посилення простінка вертикальними та
горизонтальними полотнами

Рис. 4.7 – Схема посилення стовпів горизонтальними полотнами

(4.12)
При даному розрахунку коефіцієнт надійності по навантаженню
приймаємо γf=0,6.

(4.13)

де ������ – ефективна напруга в полотнах із вуглеволокна.

91

(4.14)

Можливі руйнування:
- руйнування кладки при стисканні;
- відшарування полотен вуглеволокна від кладки.
У зв'язку з цим граничні деформації вуглеволокна обмежуються
наступною залежністю:

(4.15)
Таким чином, застосування цієї методики дозволяє оцінити роботу
цегляної стіни при дії зусилля з її площини.

4.4. Основні рекомендації щодо застосування зовнішнього
армування з вуглеволокнистої тканини для сейсмопідсилення цегляних
стін та простінків

Загальні вказівки
У цьому розділі наведено варіанти посилення кам'яної кладки стін
будівель та споруд, що експлуатуються в сейсмонебезпечних регіонах з
сейсмічності 7-9 балів.
У процесі проведення робіт з сейсмопосилення система зовнішнього
армування дозволяє вирішити такі завдання:
- усунути помилки проектування або виконання робіт,
- збільшити несучу здатність конструкцій при збільшенні
розрахункових навантажень,
- усунути наслідки пошкодження несучих конструкцій, що виникли в
ході експлуатації.
Система зовнішнього армування слід проектувати тільки на сприйняття
зусиль, що розтягують, з урахуванням спільності деформацій зовнішньої
арматури і матеріалу цегляної кладки конструкції.
Розрахунки конструкцій цегляних стін будівель з використанням
зовнішнього армування з вуглеволокнистої тканини необхідно проводити за
граничними станами першої та другої груп.
Не проводити розрахунок по 2-й групі граничних станів допускається,
якщо посилення конструкцій цегляних стін будівель з використанням
зовнішнього армування з вуглеволокнистої тканини проводиться без
подальшого збільшення діючих навантажень порівняно з навантаженнями на
стадії експлуатації.
92

Підготовка поверхні конструкції
Міцність матеріалів основи на стиск у кам'яних конструкціях повинна
бути для цегляного каменю не нижче марки М50, а цементних розчинів, не
нижче М25. Тимчасовий опір осьовому розтягуванню по неперев'язаних
2
швах (нормальне зчеплення) має бути не менше Rbp≥ 60 кПа (0,6 кгс/см ).
Нерівність поверхні основи повинна бути в межах 5 мм на базі 2 м або
1 мм на базі 0,3 м.
Конструктивні рішення щодо підвищення сейсмостійкості
кам'яної кладки стін
У будівлях промислового, громадського та культурно-побутового
призначення з кам'яними стінами за їх недостатньої несучої здатності на дію
сейсмічних навантажень та невідповідності кладки вимогам, що висуваються
до I та II категорій відповідно до [6] підвищення сейсмостійкості ведеться
комбіновано спрямованим наклеюванням полотен з вуглеволокнистої
тканини на поверхню несучих стін. Принципові схеми сейсмопосилення
наведені рис. 3.8. У наведених схемах можна виділити такі напрямки
орієнтації наклейки полотен:
1) Наклеювання горизонтальних і вертикальних полотен з
вуглеволокна на кам'яну кладку (рис. 4.8, 4.9). Перетин та крок
горизонтальних стрічок по висоті для районів з різною сейсмічності
визначаються розрахунком. Кількість шарів полотна в одному місці
призначається не більше 2. Наклейка холстів проводиться як з одного боку,
так і з двох сторін стіни;
2) Наклеювання полотна з вуглеволокнистої тканини на кам'яну кладку
по діагоналях (рис. 4.8-4.9).
Наклеювання однонаправлених стрічок по діагоналях проводиться як з
одного боку, так і з двох сторін стіни. Переріз стрічок визначаються
розрахунком залежно від дефіциту опору ділянок кладки розтягуючим
напруг на майданчиках з різною сейсмічності. Наклейка стрічок проводиться
під кутом 30-600 щодо горизонталі. Кількість шарів полотна одному місці
призначається трохи більше 3;
3) Наклейка полотен із вуглеволокнистої тканини на кам'яну кладку
віконних простінків по діагоналях (рис. 4.10-4.11).
93

Рис. 4.8 – Принципова схема наклейки полотен з вуглеволокна для
сейсмопосилення кам'яних будівель:
а – для посилення в районах із сейсмічності 7 балів; б - в районах з
сейсмічності 8-9 балів

При односторонньому наклеюванні полотен по діагоналі на міжвіконні
простінки як по висоті, так і по ширині простінка необхідно обов'язковий
заклад полотен на віконні укоси на глибину не менше 120 мм (рис. 4.10).
З'єднання стрічок по довжині виконувати внахлест, величина нахлеста,
повинна становити, не менше подвоєної ширини полотна, що наклеюється.
Розміщення нахлеста повинно відстояти від кута не менше ніж на ширину
полотна, а також розташовуватися врозбіг не менше 1000 мм.
94

Рис. 4.9 – Схеми наклейки полотен вуглеволокна на фрагмент суцільної
стіни:
а – для посилення в районах із сейсмічності 7 балів; б – у районах із
сейсмічності 8-9 балів

Рис. 4.10 – Схеми примикання полотен з вуглеволокна до укосів
віконних отворів: а – до нижньої частини віконного отвору; б – до верхньої
частини віконного отвору

При двосторонній наклейці полотен вуглеволокнистої тканини
з'єднання діагональних стрічок, що примикають до перекриттів, здійснюється
з використанням готових виробів джгутів і із застосуванням так званих
«кісок», які є шматком полотна, який скручується в завиту нитку з
розпущеними пензликами на кінцях. Кінці нитки приклеюються до стрічки
полотна з кожної сторони розірваної ділянки полотна, проходячи через отвір,
виконаний у перекритті. Принципова схема здійснення з'єднання полотна
через перекриття наведено рис. 4.12. Сам джгут або кіска також
просочуються епоксидним складом, яким приклеюються полотна.
95

Рис. 4.11 – Схеми проходу полотен з вуглеволокна по поверхні стін: а –
у підвіконній частині простінків; б – у міжвіконній частині простінків
Примикання зовнішніх стін між собою, а також примикання зовнішніх
стін з внутрішніми стінами при необхідності також можливо із
застосуванням полотен із вуглеволокна. Для цього також використовуються
джгути або «кіски» у поєднанні зі стрічками полотен. Схеми посилення
примикання зовнішньої та внутрішньої стіни наведені на рис. 4.13, у цій
схемі «кіски» пропускаються крізь отвір виконані до зовнішньої стіни в рівні
наклейки полотен з двох сторін стіни, що примикає. Кожна кіска у своїй
загинається на зовнішню стіну у бік примикання.

Рис. 4.12 – Вузол проходу через перекриття системою зовнішнього
армування при наклейці полотен на внутрішню поверхню стін.
96

Схема виконання посилення кутового примикання зовнішніх стін
наведена на рис. 4.14. Необхідність посилення кутових ділянок, а також
параметри елементів посилення визначаються за розрахунком.

Рис. 4.13 – Посилення ділянки примикання внутрішньої стіни до
зовнішньої стіни.

Рис. 4.14 – Посилення ділянки примикання зовнішніх стінок

97

4.5. Протипожежний захист зовнішнього армування
Однією з проблем пов'язаної із застосуванням вуглеволокнистої
тканини для посилення конструкцій є її низька вогнестійкість, у зв'язку з цим
вона повинна бути додатково захищені будь-яким видом протипожежного
покриття. Тип і товщину вогнезахисного покриття необхідно вибирати в
залежності від необхідної межі вогнестійкості та рекомендацій виробника
матеріалу. При розгляді питання вогнестійкості конструкцій, посилених
композиційними матеріалами, слід пам'ятати, що останні, як правило,
складаються з двох фаз: матриці та наповнювача. При впливі вогню слід
враховувати поведінку обох складових системи: волоконних композиційних
матеріалів (наповнювача) і клейового складу (матриці).
В нашій країні розроблені та сертифіковані вогнезахисні покриття, які
підвищують вогнестійкість конструкцій посилених полотнами з
вуглеволокнистої тканини. Як вогнезахист можливе використання наступних
матеріалів:
1. Вогнезахисні плити Ізовент-УП, виробництва компанії ТОВ
"Запорізький Завод Композитних Виробів "Фаворит", що мають сертифікати
пожежної безпеки [63].
2. Вогнезахисні покриття «Бар'єр» та «Моноліт» (ТУ 5762-022-
40366225-00) застосовується для підвищення межі вогнестійкості залізо-
бетонних конструкцій. Товщина покриття залежить від необхідної межі
вогнестійкості: 60 хв - 10 мм; 90 хв – 20 мм; 120 хв -25 мм; 180 хв – 35 мм;
240 хв – 40 мм.
3. Вогнезахисне покриття «Бар'єр» (ТУ 5745-164-46854090-03),
розроблене ТОВ «СІНТІЗ», призначене для підвищення межі вогнестійкості
бетонних будівельних конструкцій до 2-3 годин і більше в залежності від
товщини захисного шару.
4. Вогнезахисні панелі «Promat», плити «PROMATECT-L» на
цементному в'яжучому. При необхідній межі вогнестійкості 30 хв товщина
облицювання - не менше 40 мм; при 90 хв – щонайменше 60 мм. Існує
міжнародний досвід застосування панелей цього типу.
В даний час, за кордоном застосовують фарбувальний склад «Огракс-
ВВ», який при товщині 0.8мм в процесі вогневого впливу збільшується в
обсязі більш ніж на 1000%.

98

Висновки по розділу 4

1. Апробовані технічні рішення та вузли з'єднання несучих елементів
кам'яних будівель і споруд з односторонньою та двосторонньою наклейкою
полотен з вуглеволокнистої тканини.
2. На основі аналізу робіт вітчизняних і зарубіжних авторів
запропоновано модернізовану інженерну методику розрахунку
сейсмопосилення кам'яних будівель і споруд з односторонньою та
двосторонньою наклейкою полотен з вугілляволокнистої тканини.
3. Підготовлено технологічні рішення щодо влаштування зовнішнього
одностороннього та двостороннього зовнішнього армування з
вуглеволокнистої тканини для сейсмопідсилення кам'яних будівель та споруд
різного функціонального призначення.
4. З урахуванням виду напружено-деформованого стану
конструктивних елементів з кам'яної кладки розроблено основні вимоги
щодо конструювання системи зовнішнього армування із застосуванням
полотен з вуглеволокнистої тканини.
5. Визначено область застосування інженерної методики розрахунку
сейсмо-посилення будівель та споруд з несучими елементами з кам'яної
кладки із застосуванням зовнішнього армування з вуглеволокнистої тканини.

99

РОЗДІЛ 5. ОЦІНКА ЕКОНОМІЧНОЇ ЕФЕКТИВНОСТІ
ЗАСТОСУВАННЯ МЕТОДУ ПОСИЛЕННЯ КАМ'ЯНИХ
КОНСТРУКЦІЙ З ВИКОРИСТАННЯМ ХОЛОСТІВ
ВУГЛЕВОЛОКНИСТІЙ ТКАНИНИ

5.1 Визначення економічної ефективності застосування методу
посилення кам'яних конструкцій з використанням холостів
вуглеволокнистій тканини

Широке використання будь-якого, найпрогресивнішого з технічної
точки зору методу посилення можливе тільки при його сумісності за
економічними показниками з іншими методами. Якщо пропонований метод
економічно неефективний, але з технічної точки зору дозволяє забезпечити
надійну роботу конструкцій у процесі їх експлуатації, то його застосування
буде обмежено лише унікальними об'єктами.
В даний час відсутні державні розцінки вартості робіт з посилення
цегляних стін вуглеволокнистою тканиною. У зв'язку з цим при визначенні
вартості даних робіт скористаємося поточними середньоринковими
значеннями цін на аналогічні роботи (наприклад, посилення з/б конструкцій
вуглеволокном), отриманими шляхом статистичного аналізу існуючих
ринкових пропозицій. Для цього розіб'ємо технологічний процес виконання
робіт на окремі операції, після чого обчислимо середню вартість виконання
даних робіт на одиницю виміру.
Технологічний процес посилення дослідних зразків, виходячи з
прийнятої технології проведення робіт, включає в себе такі основні
технологічні операції:
1. Зволоження поверхні конструкції.
2. Ручне механізоване замішування сухої суміші Emaco Fast Tixo для
нанесення як основа.
3. На зволожену поверхню основи в місцях укладання полотна для
вирівнювання поверхні наноситься швидкотвердіючий склад Emaco Fast Tixo
шаром 10 мм.
4. Нанесений на поверхню конструкцій ремонтний склад витримують
протягом 7 діб за 20°С.
5. На поверхню ремонтного складу наноситься шар грунтовки марки
MBrace PRIMER з метою поліпшення зчеплення полотен з основою.
6. Після висихання шару грунтовки здійснюється його покриття
клеєним складом MBRACE® SATURANT.
7. Кріплення полотна MBrace FIB CF 230/4900.300g/5.100m, на
100

підготовлену клейову поверхню.
8. Після закінчення 30 хвилин після наклейки полотна проводиться
нанесення другого шару клею MBRACE® SATURANT на поверхню полотна
2
700-800 г/м .
9. Повне висихання клею.
2
Визначення вартості посилення 1 м поверхні стіни за технологічними
операціями, описаними вище, проводимо за результатами опитувань
основних виробників даного матеріалу представлених в Україні (компанії:
«BASF», «Sika», «MAPEI», «Промтех» [64-66]). Середнє значення
результатів проведених опитувань щодо вартості та тривалості робіт, а також
вартості матеріалів наведено у таблиці 5.1.
Оцінку економічної ефективності застосування полотен з
вуглеволокнистої тканини для сейсмопідсилення цегляних стін будівель
проводимо на основі методики наведеної в ДСТУ Б Д.1.1-7:2013 [67].
Розрахунок економічної ефективності застосування полотен з
вуглеволокнистої тканини для сейсмопосилення цегляних стін виходячи з
виявлених переваг даної технології, виробляємо за такими показниками:
- Річний економічний ефект від створення та використання нових
будівельних конструкцій;
- Економічна ефективність від скорочення тривалості будівництва.
Визначаючи ефективність від застосування полотен з вуглеволокнистої
тканини для сейсмопосилення цегляних стін будівель, за еталон прийнятий
спосіб сейсмопосилення конструкцій цегляних стін із застосуванням
залізничних аплікацій. Даний спосіб широко поширений і активно
використовується для здійснення проектів із сейсмопосилення існуючих
об'єктів. При проведенні розрахунку використані вихідні дані, отримані за
результатами виконання аналізу робіт із сейсмопосилення існуючих об'єктів.
Слід зазначити, що при посиленні полотнами перелічених вище додаткових
робіт не потрібно.
При формуванні вихідних даних для проведення порівняння прийнято
такі умови:
1. У зв'язку з тим, що технологія посилення будівельних конструкцій із
застосуванням полотен з вуглеволокна не має широкого розповсюдження та
прикладів її реалізації вкрай мало, вихідні дані прийняті із усередненого
2
розрахунку на 2000 м від загальної площі стін будівлі, що підсилюються.
2. Вихідні дані для еталонного способу сейсмопосилення наводимо як
усереднені значення, отримані при вивченні реалізованих в даний час
проектів із сейсмопосилення:

101

Таблиця 5.1 Характеристики житлових будівель прикладів
економічного порівняння
1. Житлова будівля по вул. Обухівській в м. Київ.
Середня
Загаль
Вихідна Поточна вартість Загальна
на Тип Конструк Площа
бальність бальність сейсмопос триваліст
площа посилення ція стін фасаду
2 ділянки ділянки илення 1 ь робіт
м 2
грн/м
3306,3
7 8 з/б аплікація- Цегла 5229,89 1195,12 5 міс.
0

2. Житлова будівля по просп. Науки в м. Київ.
Середня
Загаль
Вихідна Поточна вартість Загальна
на Тип Конструк Площа
бальність бальність сейсмопос триваліс
площа посилення ція стін фасаду
2 ділянки ділянки илення 1 ть робіт
м 2
грн/м
Пустотілі
з/б
2120,0 мілкі
8,5 9,4 аплікаціями 7884,13 781,38 3 міс.
0 бетоні
(рубашками)
блоки

2 2
3. Перехід від вартості посилення 1 м площі будівлі до 1 м поверхні
стіни для еталонного способу сейсмопосилення здійснено за даними
проектів.
2
Середня вартість посилення 1 м фасаду будівлі з використанням
залізничних аплікацій за результатами виконаних розрахунків склала 17928
2
грн/м . У цю вартість робіт включені роботи з влаштування фундаментів під
аплікації, устрою з/б пілястр, тяжів тобто. всього комплексу робіт з
посилення при даному варіанті.

Вихідні дані для проведення розрахунку оцінки ефективності методу
посилення конструкцій з використанням вуглеволокнистої тканини наведені
в таблиці 5.1.

102

Таблиця 5.2 Вихідні дані щодо порівняльного розрахунку
Конструкція посилення
Одиниці
Показники із із застосуванням
виміру застосуванням полотен з
аплікації вуглеволокна
2
1. Річний обсяг впровадження м - 2000
2
Показники на 1 м поверхні конструкцій, що
підсилюються.
2. Наведені витрати на придбання будівельних
матеріалів для проведення робіт з
сейсмопосилення з урахуванням їхнього 2
грн./м 3899,8 2896,7
транспортування до будівельного майданчика на
відстань 30 км.
3. Собівартість будівельно-монтажних робіт із
2
сейсмопідсилення конструкцій без урахування грн./м 5064,1 2226,4
вартості матеріалів.
4. Витрати на експлуатацію машин та
грн. 759,6 333,95
механізмів 15% від вартості БМР.
5. Накладні витрати 50% від вартості БМР грн. 2532,1 1113,4
6. Річні витрати у сфері експлуатації
грн. - -
посилених конструкцій.
7. Термін служби конструкцій. рік 20 20
8. Тривалість робіт з монтажу систем
міс. 4,5 3,0
сейсмопосилення

Річний економічний ефект від застосування способу посилення із
застосуванням вуглеволокнистої тканини, визначається за формулою (3) [67]:

(5.1)
де З1 і З2 - наведені витрати на заводське виготовлення конструкцій
(деталей) з урахуванням вартості транспортування до будівельного
майданчика (грн.). При використанні в будівництві освоєних промисловістю
конструкцій (деталей), на які встановлено оптові ціни промисловості. У
розрахунках разом наведених витрат може прийматися відпускна ціна
франко-будівельний майданчик;
Зс2 і Зс1-наведені витрати по зведенню конструкцій на будмайданчику
(без урахування вартості заводського виготовлення) в руб. на одиницю
виміру; φ – коефіцієнт зміни терміну служби нової будівельної конструкції
порівняно з базовим варіантом. Оскільки термін служби не змінюється
приймаємо = 1;
Ен = 0,15 - єдиний нормативний коефіцієнт ефективності капітальних
103

вкладень;
Ее - економія у сфері експлуатації конструкцій за термін їхньої служби.
Даний доданок у розрахунку не враховується, тому що обидва варіанти не
вимагають додаткових витрат на експлуатацію;
А2 – річний обсяг будівельно-монтажних робіт із застосуванням нових
будівельних конструкцій у розрахунковому році, у натуральних одиницях.
2
Для зазначених вище об'єктів А2 = 2000 м .
Звідси
Е = [(3899,9+5064,1)×1-(2896,7+2226,4)]×2000 =7 581 800 грн.
Якщо в результаті використання нової техніки, винаходів і
раціоналізаторських пропозицій тривалість будівництва скорочується, то
одержуваний за рахунок цього економічний ефект Ет визначається за
формулою (8) [67];
Ет=Еу+Еф, (5.2)
де Еу – ефект від скорочення умовно-постійних витрат будівельної
організації визначається за формулою:
(5.3)
де Еф - ефект у сфері експлуатації від функціонування об'єкта за період
дострокового введення;
Н - умовно-постійні витрати за варіантом з тривалістю будівництва T1
(грн.); Т1 і Т2 – тривалість будівництва за порівнюваними варіантами
(відповідно більша та менша), у роках.
Умовно-постійна частина витрат може прийматися за середніх
розрахунків у відсотках від загальної величини витрат за відповідними
статтями: «Витрати на матеріали» – 1%; "Витрати на експлуатацію машин та
механізмів" - 15%; "Накладні витрати" - 50%.
На стадії попереднього розрахунку і за відсутності вихідних даних про
прибуток від функціонування об'єкта допускається визначення аналізованого
економічного ефекту Еф, за формулою.
(5.4)
де Ен - нормативний коефіцієнт ефективності капітальних вкладень;
Ф - вартість основних фондів, достроково введених в дію.
У розрахунках прийнято рівної загальної вартості сейсмопосилення
двох обраних об'єктів аналогів (грн.);
Т1; Т2 - тривалість будівництва за порівнюваними варіантами, в роках.
Еу = 3291,65 × 2000 (1 − 0,25/0,375) = 2194,45грн.
Еф = 0,15 × 17025000 × (0,375-0,25) = 319,200 грн.
104

Загальний річний економічний ефект становитиме:
Е + Еу + Еф = 7581,8 +2194,45 +319,2 = 10095,45 тис. грн.
Висновки по розділу 5
За результатами проведення техніко-економічного порівняння
варіантів посилення кам'яних будівель, отримані такі висновки:
1. Попередня економічна оцінка використання вуглеволокнистої
тканини для сейсмопідсилення цегляних стін на основі методики ДСТУ Б
Д.1.1-7:2013 [67] показала, що даний спосіб виконання робіт має позитивний
економічний ефект в порівнянні з посиленням стін методом з / б аплікації і
становить для обраних двох об'єктів становить 10095,45 тис. грн., Тобто.
можливе зниження витрат може становити до 50% від вартості робіт з
посилення традиційним методом.
2. Економічна ефективність використання даного матеріалу
спостерігається як від скорочення термінів виконання робіт, так і від
загального зниження їх вартості.
3. Виконана оцінка ефективності є попередньою. Остаточна оцінка
економічної ефективності сейсмопосилення цегляних будівель із
застосуванням полотен з вуглеволокнистої тканини може бути отримана
після накопичення статистичних даних.

105

ЗАГАЛЬНІ ВИСНОВКИ
Результати магістерської роботи дозволяють підвести наступні
підсумки:
1. Виконано комплексне дослідження міцності та деформативності
цегляних стін з одно- та двостороннім посиленням полотнами з
вуглеволокнистої тканини при дії зсувних зусиль, що моделюють сейсмічну
дію на кладку стін при землетрусах.
2. За результатами експериментальних досліджень міцності та
деформативності цегляних стін при дії зсувних зусиль (перекіс) встановлено,
що при односторонньому посиленні стін вуглеволокном несуча здатність
конструктивних елементів з кам'яної кладки збільшується в порівнянні з
непідсиленою кладкою на 148%, при двосторонньому зовнішньому
посилення на 192%.
3. Проведений комплекс експериментальних і теоретичних досліджень
дозволив розробити методику розрахунку цегляних стін на дію сейсмічних
сил при перекосі, в тому числі з урахуванням посилення кладки
вуглеволокном і запропонувати емпіричну залежність, що оцінює вплив одно
і двостороннього посилення цегляних стін з використанням полотен з
вуглеволокнистої тканини на міцність кладки при дії зсувних зусиль у їхній
площині.
4. За результатами експериментальних досліджень отримано
порівняльні дані про поведінку цегляної кладки стін з отворами з посиленням
і без на основі використання полотен з вуглеволокнистої тканини при дії
динамічних навантажень, що моделюють сейсмічну дію, як у горизонтальній
так і у вертикальній площинах стін.
5. Досліджено вплив посилення цегляної кладки стін з отворами на
основі використання полотен з вуглеволокнистої тканини на її
сейсмостійкість залежно від рівня обтиснення та характеристик динамічного
впливу. Встановлено, що непосилений зразок цегляної стіни, виконаний в
натуральну величину, не отримав пошкоджень у всьому спектрі динамічних
навантажень при рівні обтиснення кладки (0,6-0,8)×R.
За результатами проведених досліджень кладки, посилених
вуглеволокном, запропоновані рекомендації при формуванні нових проєктів
про застосування композитних матеріалів для посилення кам'яної кладки:
проектів нових будівель і будівель підлягають сейсмопосилення
запропоновані конструктивні та технологічні рішення щодо застосування
106

полотен з вуглеволокнистої тканини для посилення цегляних стін з метою
підвищення із сейсмостійкості. Обгрунтовані конструктивні рішення щодо
методу посилення цегляних стін вуглеволокном були використані фахівцями
фірм «BASF» та «ПРОМТЕХ» при сейсмопідсиленні стін будівель.
Список використаних джерел
1. СНиП II-А. 12-62 Строительство в сейсмических районах. – М.:
Стройиз-дат, 1962. – 57 с.
2. СНиП II-7-81* Строительство в сейсмических районах. – М.:
Стройиздат, 1982. – 48 с.
3. Ризниченко, Ю.В. Сейсмическая сотрясаемость территории СССР /
Ю.В. Ризниченко. – М.: Издательство наука, 1979. – 192 с. 6. Бунэ, В.И.
4. Сейсмическое районирование территории СССР / В.И. Бунэ, Г.П.
Горшков. – М.: Издательство наука, 1980. – 307 с.
5. ДБН В.1.1-12:2014 Будівництво в сейсмічних районах України– К.:
Держбуд, 2014. - 91 с.
6. Проектування та будівництво в районах з підвищеною сейсмічною
активністю [Текст] : навч. посіб. / І. І. Кархут ; Нац. ун-т "Львів.
політехніка". - Львів : Вид-во Львів. політехніки, 2021. – 186с.
7. Измайлов, Ю.В. Поведение жилых и общественных зданий различных
конструктивных систем. Каменные здания / Ю.В. Измайлов, Т.Г.
Маркарян, В.В.Чугунян, А.А Чуприна, Л.А. Давидян, Д.А.
Алексеенкова, В.К. Дмитриева; под ред. А.В. Друмя, Н.В. Шебалина,
Н.Н. Складнева, С.С. Графова, В.И. Ойзермана // Карпатское
землетрясение 1986 г. – Кишинев: 1990. – С 190-206.
8. Методические рекомендации по инженерному анализу
последствийзем-летрясений. ЦНИИСК им. В.А.Кучеренко ГОССТРОЯ
СССР / Ответственные ре-дакторы – С.В. Поляков, Л.Ш. Килимник,
А.М. Жаров. – М., 1981. –72 с.
9. Методи оцінки сейсмостійкості будівель та споруд [Текст] :
[монографія] / [В. С. Дорофєєв, К. В. Єгупов, В. К.Єгупов] ; Одес. нац.
мор. ун-т. - Одеса : Вид-во ОНМУ, 2019. - 164 с.
10.Гринер, А.А. Динамические характеристики зданий из объемных эле-
ментов, крупных панелей и со стенами из кирпича по результатам
натурных ис-пытаний / А.А. Гринер; под ред. С.В. Полякова //
Сейсмостойкость крупнопа-нельных зданий. – М.: Стройиздат, 1967. –
С. 24-30.
11.Кожаринов, С.В. Исследование деформаций кирпичной кладки при
дей-ствии горизонтальных нагрузок / С.В. Кожаринов // Динамика и
107

сейсмостойкость зданий и сооружений: сб. ИССС АН ТаджССР. –
Душанбе, 1980. – С. 127–134.
12.Махатадзе, Л.Н. Комплексный метод исследования сейсмостойкости
каменных зданий / Л.Н. Махатадзе. – Тбилиси, 1983. – 111 с.
13.Retrofitting of confined masonry walls with welded wire mesh / S. M.
Alcocer, J. Ruiz, J.A. Pineda, J.A. Zepeda, // 11th World Conference on
Earthquake Engineering. – Acapulco, Mexico, 1996. – Paper No.1471 (CD).
14.Influence of Horizontal Reinforcement on the Behavior of Confined
Masonry Walls / G. Aguilar G., R. Meli, R. Diaz, R. Va. Mercado // 11th
World Conference on Earthquake Engineering. – Acapulco, Mexico, 1996. –
Paper No. 1380 (CD).
15.Айзенберг, Я.М. О критериях предельных состояний и диаграммах вос-
станавливающая сила-перемещение при расчетах на сейсмические
воздействия / Я.М. Айзенберг, Л.Ш. Килимник;под ред. И.И.
Гольденблата // сб. Сейсмостой-кость зданий и инженерных
сооружений. – М.: 1972. – С. 46-60.
16.Айзенберг, Я.М. Инженерный анализ последствий Нефтегорского
земле-трясения 27 (28) мая 1995 г. / Я.М. Айзенберг, А.М. Мелентьев,
С.А. Минаков, Б.А. Кириков, М.А. Клячко // ФССН. Информационно-
аналитический бюллетень. Специаль-ный выпуск. – М.: 1995. – С. l55-
166.
17.Андреев, О.О. Уроки землетрясения. Общие выводы / О.О. Андреев,
В.И. Ойзерман; под ред. А.В. Друмя, Н.В. Шебалина, Н.Н. Складнева,
С.С. Графова, В.И. Ойзермана // Карпатское землетрясение 1986 г. –
Кишинев: 1990. – С 323-325.
18.Корчинский, И.Л. Кардинальные вопросы сейсмостойкого строительст-
ва / И.Л. Корчинский, Т.Ж. Жунусов. – Алма-Ата: 1988. – 132 с.
19.Поляков, С.В., Сейсмостойкость зданий с несущими кирпичными сте-
нами / С.В. Поляков, С.М. Сафаргалиев – Алма-Ата: 1988. – 188 с.
20.Сейсмостійкість висотних будівель та споруд [Текст]: [монографія] /
Ю. І. Нємчинов, д-р техн. наук, проф. ; Держ. підприємство "Держ.
наук.-дослід. ін-т будує. конструкцій (ДП НДІБК)". – Київ: Гудименко
С. В., 2015. – 583 с.
21. Ньюмарк, Н. Основы сейсмостойкого строительства. Сокр. пер. с англ.
/ Н. Ньюмарк, Э. Розенблюет; под ред. Я.М. Айзенберга. – М.: 1980. –
344 с.
22. Considerations on the Seismic Safety of Historical Monuments / R. Meli,
R.Sdnchez-Ramirez // Proceedings of the 11th WCEE. – Acapulco, 1996. –
Paper No. 2087 (CD).
23.Килимник, Л.Ш. Об оценке степени сейсмостойкости зданий и соору-
жений на основе анализа кинетики деформирования систем несущих
108

конструк-ций. Развитие методов расчета на сейсмостойкость / Л.Ш.
Килимник; под ред. Н.Н. Складнева. – М.: ЦНИИСК им. В.А.
Кучеренко, 1987. – С 27-41.
24.Коноводченко, В.И. Исследования сейсмостойкости кирпичной кладки
и виброкирпичных панелей / В.И. Коноводченко // Сейсмостойкость
крупнопа-нельных и каменных зданий. – М.: 1967. – С. 171-180.
25. Поляков, С.В. Прочность и деформации сплошных виброкаменных па-
нелей при перекосе / С.В. Поляков, З.Г. Садыхов // Сейсмостойкость
сборных крупноэлементных зданий. – М.: 1963. – С. 170-183.
26. Поляков, С.В. Исследование прочности и деформационных свойств
кладки заполнения и облицовки каркасных зданий / С.В. Поляков //
Строительная промышленность. – М.: 1950.
27.Поляков, С.В. Прочность и деформации виброкирпичных панелей при
перекосе / С.В. Поляков, В.И. Коноводченко // Сейсмостойкость
сборных круп-ноэлементных зданий. – М.: 1963. – С. 131-148.
28.Поляков, С.В. Монолитность каменной кладки / С.В. Поляков, С.М. Са-
фаргалиев. – Алма-ата.: 1991. – 160 с.
29.Джабаров, М.К. Методы усиления кирпичных зданий пневмобетоном и
штукатурными слоями в сейсмических районах / М.К. Джабаров, М.
Мардон. – Ташкент: 1985.
30. Джабаров, М.К. Исследования работы крупномасштабной модели
здания с кирпичными стенами комплексной конструкции при
горизонтальных на-грузках / М.К. Джабаров, С.В. Кожаринов, А.А.
Лунев // Динамика и сейсмостой-кость зданий и сооружений Сб. ИССС
АН ТаджССР. – Душанбе: 1980. – С. 117-126.
31.Абдурашидов, К.С. Методы восстановления зданий после сильных зем-
летрясений / К.С. Абдурашидов, А.С. Рузметов // Строительство и
архитектура Узбекистана. – Ташкент: 1974. – С. 24-31.
32.Проектування сейсмостійких конструкцій відповідно до Єврокоду 8
[Текст] : практ. посіб. / [Ю. І. Немчинов та ін. ; під ред. проф. Ю. І.
Немчинова] ; Держ. підприємство "Держ. НДІ буд. конструкцій", Асоц.
укр. сейсмостійк. буд-ва. - Київ : ДП НДІБК Мінрегіона України, 2015 .
Ч. 1. - 2015. - 142 с.
33.Japanese Experience on Building Rehabilitation: The Case of Kobe City / Т.
Kaminosono // Proceedingsofthe 11thWCEE. – Acapulco, 1996. – Paper No.
2101 (CD).
34.Строительство в сейсмоопасных районах [Текст] : [монография] / Е. Б.
Бендерский. - Кривой Рог : Минерал, 2012. - 46 с. : рис. - Бібліогр.: с.
44-46.
35.Computational structural dynamics [Text] : proceedings of the International
workshop "Computational structural dynamics" at IZIIS, Skopje, Republic
of Macedonia, 22-24 February, 2001 / ed. K. Talaganov, G. Schmid. -
Lisse[etc.] : A.A.Balkema, 2002. - VII, 197 p.: ill., tabl. - ISBN 90-5809-
368-9.
109

36."Проблеми теорії і практики сейсмостійкого будівництва", міжнародна
науково-технічна конференція, присвячена 90-річчю з дня народження
професора В. К. Єгупова (2016 ; Одеса).
37.Збірка тез доповідей міжнародної науково-технічної конференції,
присвяченої 90-річчю з дня народження професора В. К. Єгупова
"Проблеми теорії і практики сейсмостійкого будівництва", 25-29
жовтня 2016 р. [Текст]. - Одеса : Одес. держ. акад. буд-ва та
архітектури, 2016. - 122 с.
38.Master'stheses Md. Rashadul Islam Inventoryof FRP streng
theningmethodsin masonry structures / Master's theses Md. Rashadul Islam
// Erasmus Mundus Programme: advanced masters in structural analysis of
monuments and histor-ical constructions. – Spain, July 2008. – P. 131.
39.Mohamed, A. Aseismic retrofitting of unreinforced masonry walls using
FRP / Mohamed A. El Gawady*, Pierino Lestuzzi, Marc Badoux. –
Composites: Part B 37 2006 – P. 148–162.
40.Qian GU, Bo PENG, Sidney MINDESS, Zhao YANG, in-plane seismic ret-
rofit of URM walls with window and door openings using cfrp sheets.
41. Hollaway, L.C. Strengthening and rehabilitation of civil infrastructures
using fi bre-reinforced polymer (FRP) composites / L.C. Hollaway, J.G.
Teng // Woodhead Publishing and Maney Publishing on behalf of The
Institute of Materials, Minerals & Mining CRC. – Press Boca Raton Boston
New York Washington, DC Cambridge Eng-land. – pp 235-264, pp 377-
378.
42.Full-scale shake table experiments and vibration tests for assessing the effec-
tiveness of textile materials for retrofitting masonry buildings / Paul
Michelis1, Costas Papadimitriou, Grigoris K. Karaiskos, Dimitra-Christina
P. Papadioti // III ECCOMAS Thematic Conference on Computational
Methods in Structural Dynamics and Earth-quake Engineering M.
Papadrakakis, M. Fragiadakis, V. Plevris (eds.) – Corfu, Greece, 25–28 May
2011.
43.Мартемьянов, А.И. Инженерный анализ последствий землетрясений
1946 и 1966 гг. в Ташкенте / А.И. Мартемьянов. – Ташкент: 1967. – 197
с.
44. Шахов, А.Т. Ликвидация последствий ташкентского землетрясения /
А.Т. Шахов, А.Б. Гроссман, В.А. Копаев, В.Ф. Понамарев, И.И.
Рольник, С.В. Тартаковский, В.В. Ширин. – Ташкент: 1972. – 246 с.
45.ДСТУ Б В.2.7-23-95 Розчини будівельні. Загальні технічні умови. К.:
Держбуд, 1995. - 45 с.
46.ДСТУ Б В.2.6-174:2011 Конструкції кам`яні. Метод визначення
міцності зчеплення в кам`яній кладці. К.: Держбуд, 2011. - 85 с.
47.Seismic Building Design Code - Set of rules 14.13330.2014 «Construction
in seismic regions»
48.Офіційний інтернет сайт компанії «BASF» – Режим доступу: http://
https://www.basf.com/
110

49.Galati, N. Design guidelines for the strengthening of un rein forced masonry
structures using fiber rein forced polymers (frp) systems / Nestore Galati,
Enrico Garbin, Antonio Nanni // Final Draft Report University of Missouri.
– Rola: 2005. –99 p.
50.Mohamed ELGAWADY Seismic in-plane behavior of urm walls upgraded
with composites / Mohamed ELGAWADY // Pour l'obtention du grade de
docteurès sciences Lausanne, EPFL: 2004. – 167 p.
51.Triantafillou, T.C. Strengthening of Masonry Structures Using Epoxy-
Bonded FRP Laminates / T.C. Triantafillou, // Journal of Composites for
Construction, 2, 2. – 1998. – P. 96-104.
52.American Concrete Institute 440.7R, «Guide for the Design and Construc-
tion of Externally Bonded Fiber-Reinforced Systems for Strengthening
Unreinforced Masonry System» ACI.2010.
53.ДБН В.2.6-162:2010 Конструкції будинків і споруд. Кам’яні та
армокам’яні конструкції. Основні положення. К.: Держбуд, 2011. - 54 с.
54.Проведение вибрационных испытаний 9-ти этажного каркасно-
каменного жилого дома в г. Севастополе : Рабочая программа к НИР
шифр «ЛИ-3-1986»). / Дронов Ю.П., Ашкинадзе Г.Н., Симон Ю.А. –
К.:НИИСК, 1990. – 65 с.
55.Циклические воздействия на стены из армированной каменной кладки /
В. Тсо, Е. Поллнер; под ред. С.В. Полякова, А.В. Черкашина //
Сейсмостойкие сооружения и теория сейсмостойкости (по материалам
V международной конфе-ренции по сейсмостойкому строительству). –
М.: 1978. – С. 206-208.
56.Методические указания по усилению каменных конструкций. – Киев:
1985. – 48 с.
57.ДСТУ Б В.2.6-207:2015 Розрахунок і конструювання кам’яних та
армокам’яних конструкцій будівель та споруд. К.: Держбуд, 2016. - 109
с.
58.Рекомендации по выбору оптимальной степени антисейсмических
усилений зданий с несущими кирпичными стенами. – Ташкент: 1980. –
53 с.
59.Tinazzi, D. Assessment of technologies of masonry Retrofitting with FRP /
D. Tinazzi, A. Nanni // Center for infrastructure engineering studies –
University of Missouri-Rolla: 2000. – 137 p.
60.American Concrete Institute 440.7R, «Guide for the Design and Construc-
tion of Externally Bonded Fiber-Reinforced Systems for Strengthening
Unreinforced Masonry System» ACI.2010.
61.ДБН В.1.2-2:2006 Навантаження і впливи. Норми проектування. К.:
Держбуд, 2006. - 59 с.
62.Design criteria for FRP seismic strengthening of masonry walls / F.
Nardone, A. Prota, G. Manfredi // The 14th World Conference on
Earthquake Engi-neering October 12-17, 2008, Beijing, China.
63. Офіційний інтернет сайт компанії ТОВ "Запорізький Завод
111

Композитних Виробів "Фаворит"– Режим доступа: http:// favorit.zt.ua.
64.Офіційний інтернет сайт компанії «Sika», Швейцарія. – Режим доступа:
https://ukr.sika.com/.
65.Офіційний інтернет сайт компанії «MAPEI», Италия. Режим доступа:
http:// https://www.mapei.com/ua/uk/domashnya-storinka.
66. Офіційний інтернет сайт компанії ТОВ «ПРОМТЕХ». –Режим
доступа: https://promtech.com.ua
67.ДСТУ Б Д.1.1-7:2013 Правила визначення вартості проектних робіт та
експертизи проектів будівництва. К.: Мінрегіонбуд, 2013. - 42 с.

112

ChSTU repository

ChSTU repository preserves and enables easy and open access to all types of digital content including text, images, moving images, mpegs and data sets