[Сергей Чита]

Здравствуйте, подскажите пожалуйста, хватит ли толщины стены цоколя - 20 см. Со стороны ворот будет досыпан грунт и выполнена подпорная стенка. Проектировщики говорят, что 20 см хватит, строители говорят, что мало. Кто прав? Есть подозрения, что строители хотят себе добавить объема работ. Помогите разобраться. Спасибо.

Второй этаж - металлокаркас с сэндвич панелями.

[troja]

Сергей, да здесь много слишком можно "причёсывать", так что отсутствие времени (и если честно, то и желания) не позволяет этим заниматься. К тому же ведь мне многого неизвестно из задуманного вами или ещё кем то. Я могу не угадать ваши задумки, которые может быть для вас важны, а мне они непонятны. Вот например планировка подвала. На мой взгляд так не надо делать, когда чтобы попасть в туалет или помещение 8 надо из 6 зайти сначала в пом.7. Почему бы не спланировать, чтобы входы в пом. 8 и 9 сразу из пом.6 были. Мне кажется так разумнее. Непонятно зачем по оси 3 стена 40 см на всю длину. Чего ради такая мощная конструкция? В монолитных балках почему то внизу два стержня, а вверху три, хотя по идее должно быть наоборот (в средней части балок). Совершенно непонятно мне зачем монолитить балки, а потом на них монтировать пустотки, а потом их опять омоноличивать. Почему бы целиком не сделать монолитное перекрытие, то есть балки и плиты как единая конструкция. При этом можно было бы вообще от балок отказаться. В качестве фундаментов я бы принял монолитную плиту толщиной порядка 30 см на уровне пола подвала и до отметки 4 метра не заглублялся бы. Это вот так, с наскока, то, что на поверхности лежит, а если углубляться. то ещё долго можно печатать. Советую иметь ввиду, что глубина заложения фундаментов для галечника не зависит от глубины промерзания грунтов, тем более что воды нет. А во вторых если подвал отапливаемый, то расчётная глубина промерзания грунта вокруг здания будет значительно меньше обычной примерно в 2 раза.

[Сергей Чита]

Сообщение от troja Сергей, да здесь много слишком можно "причёсывать", так что отсутствие времени (и если честно, то и желания) не позволяет этим заниматься. К тому же ведь мне многого неизвестно из задуманного вами или ещё кем то. Я могу не угадать ваши задумки, которые может быть для вас важны, а мне они непонятны. Вот например планировка подвала. На мой взгляд так не надо делать, когда чтобы попасть в туалет или помещение 8 надо из 6 зайти сначала в пом.7. Почему бы не спланировать, чтобы входы в пом. 8 и 9 сразу из пом.6 были. Мне кажется так разумнее. Непонятно зачем по оси 3 стена 40 см на всю длину. Чего ради такая мощная конструкция? В монолитных балках почему то внизу два стержня, а вверху три, хотя по идее должно быть наоборот (в средней части балок). Совершенно непонятно мне зачем монолитить балки, а потом на них монтировать пустотки, а потом их опять омоноличивать. Почему бы целиком не сделать монолитное перекрытие, то есть балки и плиты как единая конструкция. При этом можно было бы вообще от балок отказаться. В качестве фундаментов я бы принял монолитную плиту толщиной порядка 30 см на уровне пола подвала и до отметки 4 метра не заглублялся бы. Это вот так, с наскока, то, что на поверхности лежит, а если углубляться. то ещё долго можно печатать. Советую иметь ввиду, что глубина заложения фундаментов для галечника не зависит от глубины промерзания грунтов, тем более что воды нет. А во вторых если подвал отапливаемый, то расчётная глубина промерзания грунта вокруг здания будет значительно меньше обычной примерно в 2 раза.

Спасибо Вам.

Все это получилось вследствие: особенностей границ участка, разности отметок дороги и участка (на 2 метра ниже насыпи дороги), моей неграмотности в части строительства (моя первая стройка), надежды на проектировщиков. Вообще сам привык так, что если делаю работу, то учитываю все, и все варианты предлагаю заказчику. Тут вышло совсем не так. Сам себе придумывал, мне все это только загнали в программу и распечатали. Ну и посчитали конечно же.
Планировка подвала: очень полезное замечание. Скорее всего сделаем, как Вы предложили. Планировка будет делаться в последний момент.
Ось 3 – изначально проектировщик предложил толщину по всему периметру – 40 см. После вопроса, а почему так много? По периметру сделал – 20 см., а середину оставил – видимо, чтобы плиты опереть – по 20 см с каждой стороны.
Про стержни мне тоже сказали (строители) мол все наоборот, но в расчетах все именно так. Я, чтобы не сомневаться, добавлю 3 прут внизу (всего будет 6).
По монолитным перекрытиям, так решил сам. Мне так быстрее смонтировать (есть свои краны). Хотя об этом, я тоже думал. Да и если честно переживаю только за бетонную часть (по работам) по второму этажу все понятно (аналогичную конструкцию построил мой родственник в том году).
По фундаментной плите. Тоже этот вариант рассматривал. Потом прикинул, что стены цоколя пришлось бы поднимать все равно на 3 метра до пола 1 этажа, эти же ж/б колонны под металлические колонны второго этажа.

[troja]

Сергей, у проектировщиков есть такое понятие "халтура". Это означает кое как сляпать какое то подобие проектной документации и всучить её заказчику, настаивая на срочной оплате этой якобы высокоинтеллектуальной работы. Это как раз то, что у вас, халтура в прямом и переносном виде. В результатах расчёта балки БМ1 (БМ2 не смотрел, уверен тоже самое) в точках 1 и 10 показаны изгибающие моменты около 20 тм. Там должны быть нулевые значения, так как там нет никакого жёсткого сопряжения балок с колоннами. Оно там могло бы быть, но для этого узлы стыка должны быть совсем по другому спроектированы, а сейчас там шарнир и естественно момент нулевой. А если так, то вся эпюра моментов опустится вниз и в средине балки будет уже не 10 тм, а больше. Боюсь, что будут "трещать" ваши балки. Я бы на вашем месте всё таки поручил какому то серьёзному конструктору проанализировать весь проект (я имею ввиду конструктив), потому как огрехи видны с первого взгляда, а что там внутри, это с наскока трудно сообразить. Например, прогибы балок, раскрытие трещин в расчётах вообще как то не проглядываются. Что там с ними надо анализировать.Желаю успехов.

[Сергей Чита]

Сообщение от troja Сергей, у проектировщиков есть такое понятие "халтура". Это означает кое как сляпать какое то подобие проектной документации и всучить её заказчику, настаивая на срочной оплате этой якобы высокоинтеллектуальной работы. Это как раз то, что у вас, халтура в прямом и переносном виде. В результатах расчёта балки БМ1 (БМ2 не смотрел, уверен тоже самое) в точках 1 и 10 показаны изгибающие моменты около 20 тм. Там должны быть нулевые значения, так как там нет никакого жёсткого сопряжения балок с колоннами. Оно там могло бы быть, но для этого узлы стыка должны быть совсем по другому спроектированы, а сейчас там шарнир и естественно момент нулевой. А если так, то вся эпюра моментов опустится вниз и в средине балки будет уже не 10 тм, а больше. Боюсь, что будут "трещать" ваши балки. Я бы на вашем месте всё таки поручил какому то серьёзному конструктору проанализировать весь проект (я имею ввиду конструктив), потому как огрехи видны с первого взгляда, а что там внутри, это с наскока трудно сообразить. Например, прогибы балок, раскрытие трещин в расчётах вообще как то не проглядываются. Что там с ними надо анализировать.Желаю успехов.

Спасибо. Завтра познакомлю проектировщика с этой информацией.

[Николай 623]

А почему под наружной монолитной стенкой толщиной 200 мм монолитная плита шириной 800 мм (лист 6) стоит не по центру стены? По-моему, так быть не должно. Скорее всего проектировщик решил не заморачиваться с перечерчиванием плана фундамента, когда вы его попросили стену уменьшить в толщину.
Про балки вам уже написали. У вас нет ниодного рамного узла в соединении ригеля с колонной, значит посчитано не правильно.
А вообще, я думаю, что по прочности стена ваша выдержит. Вот по устойчивости ее бы не мешало проверить (хотя я думаю она тоже пройдет). Можете попросить проектировщика предоставить расчет по устойчивости.

[troja]

Сообщение от Николай 623 Можете попросить проектировщика предоставить расчет по устойчивости.

Сергей, я не совсем понимаю какой смысл вкладывает Николай в понятие "расчёт по устойчивости", поэтому ничего добавить не могу. Возможно, что проектировщик поймёт. Это стена подвала, а не подпорная стена, поэтому, как мне кажется, с устойчивостью заморачиваться не стоит. Но может я чего то не понимаю. С учётом того, что это не просто стена 20 см, а стена с пилястрами (колонны), то сдвигать плиту фундамента куда то не следует, ну если только на какой то десяток см.

[Сергей Чита]

Сообщение от Николай 623 А почему под наружной монолитной стенкой толщиной 200 мм монолитная плита шириной 800 мм (лист 6) стоит не по центру стены? По-моему, так быть не должно. Скорее всего проектировщик решил не заморачиваться с перечерчиванием плана фундамента, когда вы его попросили стену уменьшить в толщину. Про балки вам уже написали. У вас нет ниодного рамного узла в соединении ригеля с колонной, значит посчитано не правильно. А вообще, я думаю, что по прочности стена ваша выдержит. Вот по устойчивости ее бы не мешало проверить (хотя я думаю она тоже пройдет). Можете попросить проектировщика предоставить расчет по устойчивости.

Спасибо.

[Сергей Чита]

Сообщение от troja Сергей, я не совсем понимаю какой смысл вкладывает Николай в понятие "расчёт по устойчивости", поэтому ничего добавить не могу. Возможно, что проектировщик поймёт. Это стена подвала, а не подпорная стена, поэтому, как мне кажется, с устойчивостью заморачиваться не стоит. Но может я чего то не понимаю. С учётом того, что это не просто стена 20 см, а стена с пилястрами (колонны), то сдвигать плиту фундамента куда то не следует, ну если только на какой то десяток см.

Со стороны ворот стена цоколя будет полностью в земле (т.е. 2 метра до гравийоного грунта + 2 метра до уровня дороги). таким образом данная стена, толщиной 20 см будет деражать данный грунт.

Подскажите пожалуйста, что значит жесткий узел.
В моем случае: заливается колонна до уровня балки. Оставляется арматура - выпуски с резьбой под колонну металлическую. Затем делается опалубка под балку, затем выкладывается арматура балки. С торца основные стержни арматуры балки связаны металлическими пластинами. Затем все это заливается бетоном. Какой в таком случае узелполучается. Шарнирный или жесткий.
Совсем запутался. каждый говорит по-своему.

[troja]

Сообщение от Сергей Чита Какой в таком случае узелполучается. Шарнирный или жесткий.

Сергей, выше уже объяснили, что узлы шарнирные. Жёсткими ни один серьёзный конструктор их назвать не захочет, так как они должны быть другими. Конечно какая то жёсткость начальная в них есть, но это нерасчётная жёсткость. В жёстких узлах верхняя арматура балок должна отгибаться вниз с определённым радиусом закругления и заходить в тело колонн на определённую расчётную глубину. Пусть тот, кто утверждает, что ваши узлы жёсткие, почитает учебник по ж-б, если за время учёбы почитать не удалось.

[Kykycuk]

п. 5.36. Пособия к СП 52-101. Может и жесткий...

[troja]

Сообщение от Kykycuk п. 5.36. Пособия к СП 52-101. Может и жесткий...

К конструкции узла Сергея данный пункт не имеет отношения.

[Kykycuk]

Сообщение от troja К конструкции узла Сергея данный пункт не имеет отношения.

Я не понимаю почему, можете пояснить?

[Сергей Чита]

Сообщение от troja К конструкции узла Сергея данный пункт не имеет отношения.

Мне мой проектировщик сказал, что именно из-за того, что 32 арматуру согнуть под требуемым углом сложно или невозможно, он применил именно такой способ (пластины с торца балки).

----- добавлено через 34 сек. -----

Сообщение от Kykycuk Я не понимаю почему, можете пояснить?

Если не сложно, объясните пожалуйста.

[Anfog]

Судя из плана перекрытия и балок, балка Бм1 неразрезная 4-х пролетная, шарнирно опертая на колонны. А значит момент на средних опорах у нее больше чем в пролете и из этого следует что арматуры в верхней зоне должно быть больше чем в нижней.
Пластины на опоре не как не связаны с отгибами верхней арматуры в опорной части балки. Тут конструктор пытался сделать увеличить длину анкеровки арматуры в колонну, но т.к. у вас балка шарнирно лежит на колонне, то они просто ни к чему.
troja не путайте зря заказчика, его и без Вас строители запутают.
Сергей Чита не ведитесь на все предложения строителей, они зачастую не принесут ничего хорошего. Лучше к другому конструктору обратить за консультацией.

[troja]

Сообщение от Anfog roja не путайте зря заказчика, его и без Вас строители запутают.

Вот уж не понял чем я запутал Сергея. Я ему объясняю, что узлы опирания балок на колонны, которые он нам продемонстрировал, шарнирного типа, а никак не жёсткие. И в чём путаница? Вы считаете, что они жёсткие? Тогда примите мои сожаления о том, что Вас не доучили в том заведении, где приобрели диплом. Но вроде бы Вы согласны, что шарнирные, сами пишете об этом. Тогда где что напутано? На крайних опорах момент нулевой однозначно должен быть в расчётах и эпюра моментов нуждается в корректировке с соответствующим пересчётом армирования. Что касается верхней и нижней арматуры, то в средней части балок рабочая арматура внизу, а вверху конструктивная и она никак не может быть больше рабочей. Что касается надопорной части балок (промежуточные опоры), то Вы правы, верхней арматуры должно быть больше, чем внизу. Но я говорил именно о средней части балок, а не надопорной части.
Теперь к Сергею. То, что в торце балок какие то стальные пластины, это на жёсткость узлов стыка колонн с балками (крайних) совершенно не влияет. Они здесь не к месту и можете их вообще не ставить, не тратьте материалы и деньги. Эти пластины были бы к месту, если бы у вас были промежуточные узлы многоэтажной ж-б рамы, а у вас одноэтажные рамы( выше стальные рамы, не имеющие к нижним отношения).

[Anfog]

Сообщение от troja Вот уж не понял чем я запутал Сергея. Я ему объясняю, что узлы опирания балок на колонны, которые он нам продемонстрировал, шарнирного типа, а никак не жёсткие. И в чём путаница? Вы считаете, что они жёсткие? Тогда примите мои сожаления о том, что Вас не доучили в том заведении, где приобрели диплом. Но вроде бы Вы согласны, что шарнирные, сами пишете об этом. Тогда где что напутано? На крайних опорах момент нулевой однозначно должен быть в расчётах и эпюра моментов нуждается в корректировке с соответствующим пересчётом армирования. Что касается верхней и нижней арматуры, то в средней части балок рабочая арматура внизу, а вверху конструктивная и она никак не может быть больше рабочей. Что касается надопорной части балок (промежуточные опоры), то Вы правы, верхней арматуры должно быть больше, чем внизу. Но я говорил именно о средней части балок, а не надопорной части. Теперь к Сергею. То, что в торце балок какие то стальные пластины, это на жёсткость узлов стыка колонн с балками (крайних) совершенно не влияет. Они здесь не к месту и можете их вообще не ставить, не тратьте материалы и деньги. Эти пластины были бы к месту, если бы у вас были промежуточные узлы многоэтажной ж-б рамы, а у вас одноэтажные рамы( выше стальные рамы, не имеющие к нижним отношения).

Да как бы и я не писал что узлы жесткие, поэтому Ваше сочувствие о моих знаниях и насчет купленного мною диплома здесь ни к чему.
Вы тут рассказываете про грамотное и квалифицированное армирование балки, где рабочая арматура установлена только в растянутой зоне бетона, но т.к. сейчас зачастую балки армируют прямыми стержнями на всю длину (в нижней и верхней части сечения) по максимальным усилиям, а человек без строительного образования этого в основном не знает я и написал чтоб не путали его.

[Kykycuk]

http://forum.dwg.ru/attachment.php?a...1&d=1310224442 л.122 руководства по конструированию рис. 94
Чем не жесткий узел? Сравните с листом 10 из шапки, мы ведь о нем говорим (о БМ 1)?

[Anfog]

Сообщение от Kykycuk http://forum.dwg.ru/attachment.php?a...1&d=1310224442 л.122 руководства по конструированию рис. 94 Чем не жесткий узел? Сравните с листом 10 из шапки, мы ведь о нем говорим (о БМ 1)?

В руководстве колонна идет выше, а тут она доходит до низа балки и из нее выпускаются анкерные болты, проходящие через балку, на который крепятся металлические колонны.

[Kykycuk]

Сообщение от Anfog доходит до низа балки и из нее выпускаются анкерные болты, проходящие через балку, на который крепятся металлические колонны.

Ах вот оно что, тогда действительно получается нежесткий узел.
Нарезаем резьбу, ставим колонну, подливку делаем под опорную пластину, гайки затягиваем на 0,75 от расчетного сопротивления болта. Получится, что арматура колонны заанкерована. Нельзя ли предположить, что такой узел будет работать как промежуточный?

[Сергей Чита]

Сообщение от Kykycuk Ах вот оно что, тогда действительно получается нежесткий узел. Нарезаем резьбу, ставим колонну, подливку делаем под опорную пластину, гайки затягиваем на 0,75 от расчетного сопротивления болта. Получится, что арматура колонны заанкерована. Нельзя ли предположить, что такой узел будет работать как промежуточный?

Спасибо Всем за обсуждение и объяснения. Проектировщик увеличил диаметр арматуры до 32. При таком армировании балка выдержит?.
Я хочу сам добавить в каждую балку еще по 1 пруту вниз 32 арматуры? Как Вы думаете?