[Stap]

Ситуация такая: двухэтажное здание монолитный каркас, эксплуатируемая кровля. По расчету армирование верхних колонн выше, чем у нижних, все мне говорят, что это бред и никто так не делает, у меня на этот счет есть свое аргументированное мнение, но сначала хотелось бы услышать Ваше, уважаемые инженеры. Заранее спасибо!

Сообщение от igr Вот бы схемку посмотреть где продольная сила убываетсверху вниз

В случаях с верхними крайними колоннами не нормальная сила определяющая, а моменты.

Но и этот "момент" можно обойти - нужно учесть в расчетах стадийность возведения(типа режим монтажа) - в этом случае моменты в колоннах в большинстве случаев значительно уменьшаются.

[Integer]

У меня так же бывали случаи, армирование верхних колонн больше чем нижних, это действительно связано с увеличением сжимающей силы вниз по этажам,но по армированию тут есть одна особенность, я в многоэтажках задавал постоянную нагрузку по всем этажам, в одном загружении, а вот временную отдельно по каждому этажу (можно еще и по площадям квартир варьировать но это уже по желанию и временным возможностям), и вертел схему на различные загружения от временной нагрузки по этажам, то есть например какое армирование вылезает если временной нагружена только угловая квартира первого и последнего этажа и т.д. Но это в случае если сечение колонны постоянное, еще существует вариант такой, увеличение сечения нижних колонн таким образом, что бы армирование по минимальному проценту в нижних совпадало с расчетным армированием в верхних.

[igr]

Это правильно.На одном на двух этажах а-ра может быть меньше, но что бы регулярно уменьшалась сверху вниз?

[SHURF]

Сообщение от str747 и только крайние стержни.

а что остальные стержни не участвуют в восприятии момента?

Раскажите, зачем анкеровать арматуру средней колонны?

Затем если в верхнем сечении применительно к нашему случаю возникает момент и бетона не хватает для его восприятия. "Да где хоть такое может быть?", - спросите вы. Пожалуйста - в тех колоннах, где смежные пролёты отличаются друг относительно друга более 20%

[issiknon]

Попробую обобщить.

Если не рассматривать ветер и деформации фундамента и рассмотреть каркас на жестком основании, то 2 вопроса:
1. Стоит ли армировать колонну на всю высоту по арматуре в верхней колонне, если моменты на верхнем этаже заставляют именно там применить максимальный процент армирования.
2. Как правильно заармировать стык колонны и покрытия.


По второму вопросу SHURF (спасибо!) поделился решениями. Думаю, что скорее всего стоит применить первое из предложенных. Однако к нему вопрос что при анкеровке арматуры сначала надо пройти половину длины анкеровки прямым участком и только потом загибать арматуру. Прошу прощения. Современные снипы тоже надо иногда читать оказывается - редко, но бывает от них польза. Про проход половины длины анкеровки прямым участком ничего не сказано уже. Тогда решение не вызывает сомнений.
Если попробовать ввести в расчетную схему шарнир. Считая, что арматура не удержит передаваемый на колонну момент возникает спорный вопрос – что будет с бетоном в стыке перекрытия с колонной. Что думаете, если для простейшего (малые пролеты и нагрузки) случая задать шарнир, затем засечь перемещения точек, где перекрытие пересекается с гранью колонны (там будут наибольшие перемещения точек перекрытия относительно колонны) и по закону Гука найти усилия как Е*(dL/L) где Е – модуль упругости, dL – перемещения точки вниз, L – длина колонны последнего этажа. Разумеется перемещения точки думаю считать как перемещение точки в расчетной схеме минус перемещение низа колонны последнего этажа (чтобы получить относительные перемещения). Теперь полученное давление сравнить со 130 кг/см2 для В25 и успокоится? Но верхнюю колонну все равно заармировать, как требуется по схеме - все равно момент на колонну получится большим хотябы из-за нагружения сечения колонны с эксцентриситетом.

По первому вопросу. Думаю, что если расход получается ощутимым, то проще (дешевле) в проекте дать указания строителям чтобы не снимали подпорки опалубки с пары предпоследних перекрытий по мере возведения. Тогда до завершения строительства последнее на данный момент перекрытие не будет изгибать колонны. И так до завершения монтажа. А верхние перекрытия уже армировать по расчету. Правда довольно сложно убедить людей, что бывает необходимость повышенного армирования последнего этажа.

Итого у меня 17ти этажка. Шаги хорошо маленькие 3*4 примерно. Продольная арматура типового этажа 18, последнего 22 с анкеровкой загибом. Про колонны в подвале не говорю - отдельная тема. Сейчас вяжут 11й

[VVN59]

(Читаю только вопрос, ответов не читаю).
Своими глазами видел такое на складском комплексе "Шэрленд-2". Уже упало, или (пока) нет - не знаю. Но это - факт.

Offtop:

Сообщение от VVN59 Уже упало, или (пока) нет - не знаю. Но это - факт.

Валера ну ты чё бАльной?!

:-)

[str747]

Наконец то добрался, совсем заработался и вот

Сообщение от SHURF Да где хоть такое может быть?

Я попробую вложить чертеж, который я накидал для полного понятия сути.
Т.е я правильно Вас понимаю, что у меня допустим каркасная система, пилоны по 1.5м их арм-ю 28, покрытие равное 0.2м, и чтобы
все 16 стержней заанкеровать надо приварить к пластине на покрытиии. Причем у всех пилонов?!
Честно говорю, что первый раз такое вижу, хоть и не в одной организации работал.

Сообщение от ЛИС Но и этот "момент" можно обойти - нужно учесть в расчетах стадийность возведения

Вот и я про то все клоню, ЛИС Вы тоже так пилоны армируете, если есть возможность, напишите. Ну ооочень любопытно!

Анкеровка среднего пилона в покрытие.dwg

[Armin]

Думаю, что скорее всего стоит применить первое из предложенных. Однако к нему вопрос что при анкеровке арматуры сначала надо пройти половину длины анкеровки прямым участком и только потом загибать арматуру.

Правильное замечание.

Современные снипы тоже надо иногда читать оказывается - редко, но бывает от них польза. Про проход половины длины анкеровки прямым участком ничего не сказано уже. Тогда решение не вызывает сомнений.

В чём польза? С чего вдруг решение перестало вызывать сомнение? Т.е. рассматриваем арматурку, как нить в абсолютном жёстком канале (пусть не прямолинейной формы) с неким коэффициентом трения нити по стенкам канала?

Ежели в новой сыренькой "нормативочке" не прописано - не значит, что так есть.
Эдак мы про анкеровку тут сейчас напридумываем. Допустим надобно на 600 мм завести за сечение. Завожу на 50 мм и загибаю. Скол/продавливание бетона в месте перегиба новые нормы отменили, на сколько понял?

Часто этот вопрос всплывает при анкеровке "значительной" верхней арматуры (большие балки достаточной высоты, допустим 500 мм балка высотой) в тонкие стены (допустим стены толщиной 200 мм).

Также ломали голову как анкернуть арматурку из колонны в плиту покрытия, когда за сечение надобно завести арматурку на длину анкеровки, а перекрытие тонковато для типового решения.
Первый вариант (с загибом менее половины длины анкеровки) отвергли сразу. Смысл такую арматурку загонять, ежели не сработает?
Посчитали как шарнирное опирание на колонну и приняли что-то среднее. ))

Предлагаю руководствоваться "Руководством по конструированию ЖБК" (извиняюсь за тавтологию), а не новыми СПульками и Пособиями к СПулькам.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Armin а не новыми СПульками и Пособиями к СПулькам.

Пособие к СНиП 2.03.01-84 тоже не устраивает? (п.5.45)

[igr]

Так схемку никто и не выложил, хотябы в автокаде

[SHURF]

Сообщение от str747 Т.е я правильно Вас понимаю, что у меня допустим каркасная система, пилоны по 1.5м их арм-ю 28, покрытие равное 0.2м, и чтобы все 16 стержней заанкеровать надо приварить к пластине на покрытиии

Если под словом "каркасная" вы подразумеваете рамное соединение ригелей, плит с колоннами, то "да". Иначе за счёт чего вы будете воспринимать момент, который присутствует в верхнем сечении вашего пилона.
"Нет" - тоже возможный ответ на ваш вопрос, но при выполнении вот этих "телодвижений"

Сообщение от Armin Посчитали как шарнирное опирание на колонну и приняли что-то среднее. ))

[Armin]

Сообщение от SergeyKonstr Пособие к СНиП 2.03.01-84 тоже не устраивает? (п.5.45)

Сергей. Про увеличение радиуса загиба тема понятная.
Как раз вопрос решается, который озвучивал

Скол/продавливание бетона в месте перегиба новые нормы отменили, на сколько понял?

Я говорил о ситуации с "обычным" радиусом загиба стержня.
Т.е. согласно с требованиями Таблицы 37 данного пособия с радиусом загиба для AIII 6/2...8/2 d.

Допустим диаметр более 20 мм => радиус загиба 8/2 = 4d.
П.5.45 б) данного пособия
формулка: 10d(1-L1/Lan)
L1 - прямой участок.
Дабы радиус загиба получился 4d длина прямого участка должна быть 0,6Lan.

Я, как правило, закладываю радиус 5d и более. Как раз на половину анкеровки и менее для прямого участка выхожу.
Т.е. между Руководством и Пособием особых противоречий нет.

[str747]

Сообщение от SHURF а что остальные стержни не участвуют в восприятии момента?

нет не учавствуют, если вспомнить эпюр моментов крайней части "рамы", то момент у плиты на опоре переходит в крайнюю колонну на внешнюю сторону. Т.е. если вспомнить строительную механику, это озночает, что растягивающие волокна в плите снизу в пролете, хоть и не всегда, и верхние волокна на опоре при жестком защемлении и внешние верхние волокна колонны, а внутренние верхние волокна сжаты (нет там растягивающей пары сил потому что она с внешней стороны ), т.е. анкеровать надо только крайние стержни колонны.
И я думаю, что анкерить стержни крайние надо в ту сторону, в какой плоскости рама работает в "каркасном здании", а не как в посте 78. "А если разные пролеты"- спросите Вы, то со стороны короткого пролета у колонны будут растягивающие волокна, где может и надо анкерить продольную арматуру причем мне кажется строителям будет проще поставить прямой стержень и к нему потом завязать "Г" -шку.
Все это сугумо мое мнение и не в коем случае не подкол. С уважением отношусь ко всем форумчанам, особенно у кого столько написано сообщений в помощь .
Я почему этой темой заинтересовался, в свое время лет пять примерно назад, со "слюнями" у рта и со своим в то время любимым журналом Тихонова докучивал 70 летнего моего на тот момент Гл.констр. ну как так. На что он мне ответил: "Я с 50-х годов проектирую и никогда не анкеровал центральные стойки, и ни одной трещинки в них!" И я сам ездил на авторский надзор, и не припоминаю такого.Конечно надо свою голову иметь, они досих пор плиты на продавливание считают без учета моментов, максимальную осадку для монолитного дома берут 10см как для каркасного здания в СНиП ОиФ и т.д. можно долго про енто.
Конечно физика есть физика и не куда не дется, но после этого я стал к этому попроще, особенно после первого расчета с учетом поэтапности и т.д.
Я хочу сказать вот что ребятам только встающим на этот очень ответственный и дешевый труд (по сравнению с менеджерами), слушайте опытных и делайте по СНиП и будет вам счастье.
Прикрепляю схемку для наглядности.

[BoT]

всё, что тут хочется сказать сугубо моё личное мнение, скажу сразу, что 2-3 страницы топиков не читал, возможно с кем-то и повторюсь, так что не обессудьте

Сообщение от str747 Или я совсем забыл как армировать, или что то я не понимаю?А если их 8 на стороне, а не 2.Раскажите, зачем анкеровать арматуру средней колонны? Всегда анкеровал крайние колонны и только крайние стержни.Если убедите. Внедрю у себя в проектном институте.

вот тут на мой взгляд вы не правы, поскольку шахматное загружение никто не отменял; и Ваши истории про дедушек, которые своими глазами видели, как всё прекрасно и ни одной трещины не появляется, означает лишь, что на этих объектах "еще" не было подходящей расчетной ситуации, а может уже и есть эти трещины или они до сих пор ездят на эти объекты и смотрят?

по поводу анкеровки "толстых колонн" (читай "жёстких") в тонкие плиточки (читай "мягких" ): я считаю, что такое имеет место быть, и решения типа "посчитать как шарнирный узел" являются одним из решением данной проблемы, подтверждая лишь в очередной раз фразу "как железобетон заармируешь так он работать и будет"
При анкеровке же жестких колонн в тонкие "плиточки" надо как минимум считать длину анкеровки не от так скажем "визуално видимой" колонны, а учитывать что при большой жесткости колонны эта колонна будет "заходить в плиту" , ну и соответственно считать анкеровку приходится совершенно от другого места. Попытался отобразить на рисунке:


таким образом при такой ситуации (жесткая колонна-мягкая плита) вариант с анкерной пластиной является примером когда вы рубите сук, на котором сами сидите)

[Denis777]

BoT, красивая картинка
но как она соотносится с соответствующим пунктом пособия к СНиП 2.03.01?

5.42. Для обеспечения восприятия арматурой требуемых усилий в рассматриваемом сечении арматура должна иметь достаточную анкеровку заведением ее за это сечение на необходимую длину или выполнением специальных конструктивных мероприятий.

По-вашему боковая грань "реальной" колонны - это рассматриваемое сечение?

[BoT]

Вы тут, на мой взгляд, перепутали тёплое с пушистым
в своем примере я описал две крайности: огромная колонна и тонкая "плиточка"
если посчитать такую схему с реальными жесткостями, то в статически неопределимой конструкции вы просто не получите момент в колонне,на который потребуется заводить арматуру 40 диаметра на полтора метра))
давайте попробую нарисовать с другой стороны: опирание мощной балки на стенку, колонну и не обязательно последнего этажа:



мне кажется этот пример легче воспринять, дак вот с колонной выше тоже самое
по-моему это где-то даже отражено в литературе

[No M.P.]

BoT, при наличии шва бетонирования по границе сопряжения колонны и перекрытия Ваш рисунок не отражает реальную работу узла.

По поводу "балка-колонна" если этаж не последний, то можно отсчитывать анкеровку и от грани примыкания балки к колонны.

[BoT]

1 что поменяется принципиально при наличии в этом сечении шва бетонирования?
2 шов бетонирования в этом сечении никогда не устраивают! (хотя для меня остается вопрос 1)
3 какую роль ирает местонахождения этажа?

[No M.P.]

1 Колонна "закончится" (разрежется) в этом месте.
2 (???) А как же обходятся без него?
3 На нижних этажах балка "защемляется" колоннами; условно балка "примыкает" к колонне. На последнем - выше балки ничего нет; условно балка "лежит" на колонне.