[Serz]

Коллеги, никто не знает где стащить пример армирования безбалочного перекрытия при сетке 6х7.5 с целью проверки своего проекта по аналогу?
Или, может, есть у кого?

[wjea]

Дмитрий

Я предлагаю Вам неприятную но простенькую вещь----пересесть с
мерседеса на лошадь))
Возмите стойку рамы для начала нижнего этажа, многоэтажного здания расчёт которого вы проделали на компе. Выберите оттуда силы моменты сечение и посчитайте её согласно СНиП на коссвенное армирование. В либом случае, или Вы рассеяте своё недоумение или
моё подозрение получится большая польза.

[Дмитрий]

wjea
И в первом (на компе), и во втором случае (ручками) расчет по сути один и тот же - определение продольной арматуры в нормальном сечении колонны. И бетон характеризуется вполне конкретной величиной - Rb, поэтому при бОльших N и M - получу бОльший диаметр продольной арматуры, при меньших меньше - меньший... В пределах, конечно, разумного процента армирования.
Какой же мне смысл подбирать косвенное армирование? Эта задача, надо полагать, уже на определение требуемого Rb при фиксированной As...
ЗЫ: Хотя, в Ваших словах есть определенный смысл, но, согласитесь, сразу задаваться для колонны, к примеру, бетоном B25 и 4ф25 и подбирать сетчатое армирование несколько экзотично...

[wjea]

Дмитрий
Вы знаете, у меня в школе по сочинению всегда была весьма и весьма мягкая троечка.
Судя по тому, что вот уже третий или четвёртый пост я не могу толком объяснить свою мысль,
то, кажется, прекрасно сохранил свои литературные способности. По сему, давайте, как говорится –телеграфно—
1.Согласно СНиП ж/б стр.30 п3.9 Вы обязаны проверить конструкцию на местное смятие.
(Это относится и к балкам и к колоннам и сборным и монолитным и ко всем конструкциям, где возможно это явление.)
2. В колоннах это проверяется согласно п 3.22 на стр33. То, что там требуется сначала заложить ар-ру, вовсе не говорит о том, что Вы тянете за уши армирование куда не надо, это не «экзотика»,( ИМХО это сродни тому, как и в строит. механике, вы вводите фиктивную силу, а потом получаете реальные результаты). Нужно ли косвенное армирование или нет, Вы получите ответ согласно указанию последнего абзаца пункта 3.22 на стр34.
Я хотел бы повториться, что не настаиваю на том ,что в каком то случае необходимо косвенное
армирование это же глупо. Я настаиваю на том, что если вопрос нужно ли армирование, можно задать умозрительно по ощющению, по опыту, то ответ на это необходимо получить не умозрительно, а только и только с карандашом в руках. И первому кому это надо так это автору конструкции.
Теперь, так как мы с Вами проектировщики , будем придерживаться правила-- что каждая конструкция, так и тема должна немного да вылежаться--сделаем перерыв.
Удачи.

[Concreteb30]

Уважаемый wjea , а что Вы вкладываете в понятие проверить на смятие?
И скажите как в монолиеной колонне может происходить смятие, нет мне просто хочеться это понять может я действительно не понимаю Вас?
А вот проверка перекрытия на продавливание, просто необходима, она была сделана и в соответветствии с расчетом была установлена поперечная арматура - сначала ввиде отогнутых стержней: ___/******\___ над колоннами,
а после воплей экспертизы ввиде поперечных стержней.
После прохождения экспертизы в ЦНИИСКе ни каких других замечаний не было.

А теперь обратимся к СНиП 2.03.01-84* где в п. 5.24 стр 62 говорится о усилении концевых участков колонн оговорюсь КОНЦЕВЫХ участков. имменно там происходит смятие бетона и там я обязательно сделаю расчет на смятие и устрою сетки косвенного армирования.

Теперь давйте посмотрим на все это с другой стороны:
Возмите лист бумаги и попытайтесь им смять вертикально поставленный карандаш - что у Вас произойдет?
Карандаш порвет лист бумаги, примерно то же происходит в безбалочном перекрытии в зоне у колонн - продавливание, да возмите просто и сравните жесткости колонны в вертикальной плоскости и жесткость плиты перкрытия их вообще нельзя сравнивать
так где же у Вас будет происходить разрушение по колонне или по плите перекрытия?

Да существуют рабочие полосы между колоннами, но если вы сделаете расчет по Вашей теории колонна + ригель (шириной в колонну 500мм и высотой в 200 мм на пролет в 6-7.5 метров то уверяю вас Вы получите монолитную балочку, но только не из бетона, а из стали, правда и у той высота сечения дложна быть в районе 450-550 мм) а полосы рабочие действительно есть, только шириной они при моей схеме были порядка 3 метров и заармировано перкрытие было на способность воспринимать онные усилия
Теперь насчет ядер
Возмите и сделайте простенький расчетик- соберите жесткости колонн, соберите жесткости ядер жесткости получите усилия,
а потом перераспределите их прпорцианально жесткостям элементов и посмотрите чио получится.

А насчет серий - все серии о которых вы говорите, могу их перечислить (ИИС-04 (ИИ-04) ("С" в конце для районов с сейсмикой)- отменена с выходом ИИ(ИИС)-20, но остается в производстве и др ) для каркасных схем зданийй из сборного ж/б,) так скажите как их Вы можете сравнивать со зданием из монолитного железобетона другой конструктивной схемы?

[wjea]

Уваж. Concreteb30
ИМХО Вы решительно не желаете побщяться с формулами пунктов СНиПа о которых я упоминал выше пост от 21.2004. Вы признаёте только устный глагол.))
Смятие, это последствие перенапряжения, при сжатии на единицу площади элемента.
Другими словами, это когда на единицу сжатой зоны бетона в максимальном её значении не важно, в балке , колонне, плите приходится нагрузки больше чем она может выдержать по своей марке.

Прежде чем говорить о колонне, давайте определимся с терминологией “ Концевых участков”
Концы бывают разные, обрезанные и не обрезанные и это Вам хорошо известно. )))
Специалисты говорят что функционируют они абсолютно одинаково—если Вы посмотрите на
колонну десятого этажа то концевые участки её будут на уровне пола и потолка десятого этажа и торцы там-же а не в фудаменте. Нормы не указывают свободные (обрезанные) или не свободные концы не потому, что уних не было улыбающихся смайликов , а потому , что им
и в голову не приходило что кто-то будет заниматься казуистикой.

Насчёт монолитной колонны, так я категорически настаиваю и требую чтоб Вы разобрались
с формулами СНиПа п3.9 – 3.23 и тогда Вы, мне объясните причём здесь монолит или сборность.

То, что у всех как говорится на слуху, вернее на глазу сетки в торцах сборных колонн,
Так эта обязательность вызвана неминуемыми отклонениями при монтаже, не полным касанием бетона в торцах и как следствие угроза перенапряжения в бетоне. Но это как говорится плюс туда-же.

С продавливанием плит при толщине 20-25см—ведь нет проблем, почти всё тянет бетон, эксперты Ваши
совершенно правы, вертикальные стержни более логичней перекрывают линию скола
нежели стержени проскакивающие в центре скола ведь скол начинается с выгиба плит.
По поводу полосы плит играющих роль ригеля-прошу внимательно прочесть что и к чему я написал в пост от 17.2004 речь шла об узле-точке сопряжения с колонной. С передачей всего собранного неважно каким ригелем ,важно что в точке 50х20

В эксперименте с бумагой я с Вами не согласен, соотношения 20-25см толщины плиты с условной шириной порядка 6.0м вполне соизмеримы с 40 или 50см колонной. При случае назовите моменты в узлах. Если Ваш пример корректный то моменты в литах будут почти нулевыми

По поводу распределения усилий, хотелось бы чтоб Вы внимательно прочли что я написал.
У меня не было проги по расчёту пространсвенной работы здания чтоб проанализировать перераспределение сил, по сему мы
породили сейсмическую силу тринадцати этажного ствола в сумме с колоннами получили
смещение ствола от масс в первом тоне, после чего сместили рамы на эти величины и получили
армирование первого яруса почти на пределе процента армирования.
Я не пойму куда Вы деваете моменты в колоннах от смещения ядра,т.е от перемешения колонны на велиину смещения ядра . Если большой нагрузки нет, ствол мощный значит перемещения микроскопические и нет проблем.

Насколько мне помнится сборная серия ИИС имеет продольные монолитные плиты-ригели.
Если у Вас есть возможность, или через кого нибудь её потрогать, там в общей части в принципах проектирования
приведены формулы ресчёта тех самых замусоленных нами сеток коссвенного армирования
было бы здорово их заполучить. Я почему то твёрдо уверен, что это там есть.

[alisher]

Вы тут хорошую полемику устроили. Можно и мне пару слов? Тут где-то когда-то писал Prokurat, что в своих объектах он никогда не использовал косвенную арматуру на приопорных участках монолитных колонн. Посмотрите на его объекты на его сайте - по-моеиу его мнение нужно уважать.

А еще позвольте задать Вам еще раз свой вопрос: Ознакомился я с «Рекомендациями по проектированию железобетонных монолитных каркасов с плоскими перекрытиями». Из них понял, что при расчете узлового соединения безбалочной плиты и колонны на действие суммарного изгибающего момента Mf, действующего на стыке колонн и плиты, продольная арматура, воспринимающая этот момент должна располагаться в пределах эффективной ширины плиты bef. У меня возникли вопросы, на которые очень прошу уважаемых конструкторов ответить: 1) Эта арматура должна располагаться в верхней или в нижней зоне плиты? Или может быть и сверху и снизу? 2) Если арматура располагается в верхней зоне плиты, то эта арматура плюсуется к надопорной арматуре, установленной по расчету, или проверяется достаточно ли уже имеющейся надопорной арматуры для восприятися момента Mf?

Вопрос этот задавал я в теме "Расчет узлового соединения плоской плиты с колонной на срез", но ответа так и не получил. Может сейчас кто ответит?

[wjea]

аlisher

>Хотелось бы услышать Ваше Личное мнение по существу вопроса.

>Вы знаете,лично мне неудобно перед Вами, я видел этот вопрос давно,
и сужу по себе, как не приятно когда твоя просьба зависает без внимания.
Но у меня перед собой есть оправдание, эту инструкцию я как- то неудачно, глючно,
скачал, притом там не хватает формулы (7) и достаточно много обозначений. Начинаешь
рассматривать и бросаешь, так как это страшно раздражает.
Но то что смог ухватить—Вы говорите об одном и том же моменте Мэф --это
доля суммарного на узел момента приходящегося на ригель (если речь вести о нем)
Он определённо сидит в формуле (7) которой у меня нет.Так что ничего суммировать не надо.
Вся арматура полученная при расчёте на действие этого момента ставится только в верхней зоне. Если конечно у Вас нет большой горизонтальной силы которая может изменить знак
момента надопорной части ригеля.

Удачи.

[alisher]

Формула (7) очень проста, она требует соблюдения условия Mf<=Mult, где - Mult -предельный изгибающий момент, который может быть воспринят сечением плиты с эффективной шириной bef , определяемый по общим правилам расчета железобетонных конструкций. В общем? я согласен с Вами, wjea. Если логически рассуждать, то по этой формуле проверяется достаточно ли верхней арматуры в пределах эффективной шириной bef для передачи изгибающего момента с условного ригеля на колонну.

[alisher]

По поводу косвенной арматуры на концевых участках колонн. Я считаю, что в монолитных колоннах местного смятия не происходит в местах опирания плиты. Но даже если оно есть, проведем расчет на местное смятие конструкции Concrete30b (безбалочная плита 20 см, сетка колонн 6х6 м, расчетная нагрузка 6 кПа, колонна 0,5х0,5 м, бетон В30, высота колонны пусть будет 4 м)

П. 3.39 СНиП гласит: При расчете на местное сжатие (смятие) элементов без поперечного армирования должно удовлетворяться условие
N<=y Rb,loc Aloc1 (101)
где N - продольная сжимающая сила от местной нагрузки;
Aloc1 - площадь смятия (при колонне 0,5х0,5=0,25 кв.м)
y = 0,75 -при неравномерном распределении нагрузки (под концами балок, прогонов, перемычек) – хотя в данном случае надо принимать y =1, ну да черт с ним.

Rb,loc=a jb Rb (102)
здесь a jb>=1,0; (примем 1).
Rb принимаются как для бетонных конструкций; для бетона В30 (c коэффициентом 0,9 – для бетонных конструкций, и коэффициентом 0,9 (гамма Б2) Rb=17000*0,9*0,9=13770кПа)
Rb,loc=1*13770=13770кПа
y Rb,loc Aloc1=0,75*13770*0,25=2582 кН

При плите толщиной 0.2 м, объемном весе железобетона 25 кН/куб.м, расчетной нагрузке 6 кПа, грузовой площадке 6*6=36 кв.м, получаем N=0.2*25*36*1.1(плита) +0,05*1,3*20*36(бетонный пол толщиной 5 см) +0,5*0,5*1,1*25*4(колонна)+6*36 (расчетная нагрузка от людей и т.п.)=488,3 кН. С учетом коэффициента 0,95 N=488,3*0.95=464 кН. Если здание имеет 5 перекрытий, то нагрузка в заделке колонны в фундамент не превысит 5*464=2320 кН<2582 кН. Даже так никакие сетки не нужны.

ЗЫ Некоторые символы отобразились не как в СНиП

[wjea]

alisher

Ваше прикидочное вычисление не относятся к теме спора и цифры не о чём не говорят по теме.
Всё что Вы имеете в виду заложено в системе формул и таблиц подбора сечения, в данном случае колонн от минимального до максимального процента армирования. Вся система расчёта конструкции не позволит завысить напряжения в бетоне нам не нужно за этим следить,она просто потребует увеличения сечения. Речь идёт о местных концевых пере напряжениях. Вы взяли не тот раздел (3.39) Гляньте пожалуйста в мой пост от 20.2004 последний абзац, а главное внимательно изучите указанные там пункты СНиПа. и прокачайте смысл и взаимосвязь формул осознано.

[alisher]

<Гляньте пожалуйста в мой пост от 20.2004 последний абзац, а главное внимательно изучите указанные там пункты СНиПа. и прокачайте смысл и взаимосвязь формул осознано.

За меня все давно умные люди прокачали и написали кучу литературы по "теме".

Думаю хватит голых литературных рассуждений. Попрошу хотя бы один прикидочный расчет с Вашей стороны по "теме". Тогда я думаю станет понятно, чего Вы хотите от всех добиться.

[wjea]

alisher

Лично от Вас я хочу, чтобы Вы перестали вертеть головой по сторонам.
Открыли то что я вам посоветовал, прочли , подставили свои цифры,
там всего кажется три формулы и сказали себе в каких случаях нужно, а в
каких нет.
И ещё я хочу, чтобы Вы научились уважать и благодарить людей, которые дают
Вам совет, в вопросах которых вы или не разобрались или не знаете. В не всякой
связи понравились они Вам или нет. И никогда не ищите нянек, которые будут
менять Вам подгузники.
А теперь, я хочу с Вами раскланяться и больше не возвращаться к этой < теме >
Благодарю за внимание.

[alisher]

>Лично от Вас я хочу, чтобы Вы перестали вертеть головой по сторонам. Открыли то что я вам посоветовал, прочли , подставили свои цифры, там всего кажется три формулы и сказали себе в каких случаях нужно, а в каких нет.

У меня была простая просьба: хотя бы один прикидочный расчет с Вашей стороны по "теме". Если это так просто, вставьте Ваши цифры в "три формулы", покажите что Вы имеете в виду. Ведь не я единственный кто Вас не понял.

>И ещё я хочу, чтобы Вы научились уважать и благодарить людей, которые дают Вам совет, в вопросах которых вы или не разобрались или не знаете. В не всякой связи понравились они Вам или нет.

Я действительно забыл поблагодарить за ответ в своем предыдущем посте, извините. Спасибо, wjea.

>И никогда не ищите нянек, которые будут менять Вам подгузники.

Это к чему? К тому что не нужно задавать вопросы на форуме? Странная позиция.

>А теперь, я хочу с Вами раскланяться и больше не возвращаться к этой < теме > Благодарю за внимание.

Предпочитаете уйти не понятым? Ню-ню... Может стоит сменить подгузники?

Обнаружил в немецкой книге (В.Фюрер,С.Ингендай,Ф.Штайн Проектирование несущих конструкций ,1984, перевод,СИ,1987) рекомендуемые толщины для балочных плит l/35, а для грибовидных (с капителями) и плоских (без капителей) по длине диагонали l/35, и,соответственно, для стороны l/25...l/28.
Никто не знает,эти соотнешения где-нибудь закреплены в их,немецких,пунктуальных нормативах?
Хороший был бы аргУмент!

[wjea]

grozd

Будьте любезны посмотрите в этой книге, нет ли указаний , или в примере расчёта,
(если он есть), по прилагаемой нагрузке на продавливание – сила берётся только от перекрытия
со всеми причиндалами или от суммы реакций опор при невыгодном загружении общего
расчёта поперечника и продольника в уровне плиты. Мне очень хочется брать последнее.
Но вот анализу в голове не хватает. А рекомендаций не найду ни в Инструкц. по плоским перекрытиям, нигде. Если подскажите большая Вам благодарность.

На благодарность не претендую
Книга для архитекторов Есть только обобщенные графики ( пролет-толщина).
Думаю,что толщину указали по методу предельного равновесия,только вот величина больше в 1,4 раза.
То ли это у нас двинулись на идее максимально утончать безбалочные перекрытия и при этом увеличивать пролеты,то ли это общая тенденция?
"Призрак бродит по Европе...(и Азии),призрак плоского перекрытия 200 мм. с пролетом 8...9 м...со скрытым ригелем!"
Если кто знает евронормы,откликнитесь на сабж!

[Concreteb30]

Уважаемый wjea я очень извиняюсь что вовремя не отвечаю , но это только из-за того что загружен на работе и не остается сил на все остальное, и наша дискуссия принимает урывочный характер.

Теперь вернемся к ней самой:

" Вы с упорством" переносите методы конструирования сборного железобетона на монолитный, что ясчитаю
в корне не верным когда я Вам говорю О монолитных конструкциях Вы мне с упорством противопоставляете сборные железобетонные серии.

Давйте сделаем так вы мне сделаете пространственный расчет предложенной мной схемы здания и укажите пермещения колонн от которых возникают моменты в узлах колонн, которые требуют дополнительного армирования, да совет сделайте расчет на собственные колебания всего каркаса здания, и добавьте к предыдущем перемещениям и эти и докажите мне числами, где я должен ставить косвенное армирование.
Вы жаловались что у Вас нет программ я Вам пришлю по Вашему Выбору Лиру , Скад Робот Миллениум - выбирайте, кстати а все существующие прграммы позволяют вести расчеты пространственных схем.
Кстати а какими програмами Вы пользуетесь.
Я считаю и в ручную и на машине.

[Concreteb30]

Да кстати уважаемый wjea напишите мне пожалусто на мыло давауте освободим форум от наше дискуссии и заодно познакомимся, конечно если Вы не против
С уважением Concreteb30

[wjea]

Уваж. Conckreteb30

>Перерывы в обсуждениях иногда просто необходимы(для меня), всё должно слегка улечься и перевариться.

Мы ведём до странного, паралельнное обсуждение и оно не приведёт ни к какому
результату. (Оно напоминает мне сцену из оперы где герои одновременно поют, но каждый о своём, находясь на одной и той-же сцене) До тех пор, пока Вы не будете последовательно отвечать на вопросы и оперировать нормами на которые я ссылаюсь, которые Вы обязаны соблюдать и которые в упор не хотите даже упоминать.

Я ссылаясь на п.3.9 сказал, что Вы обязаны проверить конструкцию на смятие --- Вы согласны с этим пунктом? Если нет то почему и где указано, что она, конструкция, должна быть в этом случае, сборной, или этого расчёта не надо делать?

Я сослался, на пункт 3.19 и 3.22 где нормы регламентируют постановку косвенной арматуры
во внецентренно сжатых колоннах и дают сравнительные показатели коэффициентов которые скажут, нужно ставить ар-ру, или не нужно ставить арматуру (см. последний абзац пункта 3.22 на стр 34)
Вы согласны с этим пунктом ? Если да, то почему Вы его не выполняете? Если нет, то где указано, что это можно не выполнять или что это, касается только сборных колонн?

Ответьте бога ради!

>Мы вообще не говорим о методе конструирования мы ведём речь о расчёте колонн, я не противопоставляю монолитным колоннам, сборные, я наоборот утверждаю, что это одно и тоже.
Просто в сборных есть свои нюансы монтажа и это как я уже говорил плюс туда же.
Я хочу в очередной раз повторить --- я не утверждаю что именно в данном сочетании сил нужно коссвеное армирование это же зависит от полученных Вами напряжений! Я уже повторял это минимум раза два, три.

Ведь речь идёт в принципе не о цифрах не о количестве сеток, а о том, есть ли прямое нормативное требование на это или нет, касается это монолитных колонн или нет . Я утверждаю что есть, ссылаюсь на пункты СНиПа---утверждаю что это относится, как для сборных так и для монолитных колонн и прошу, чтоб меня опровергли ссылками на документ так как делаю это я, а не на то, что кто-то, где-то, это не делал, или не хочет делать или не видел, или не воспринимает это.

>Что касается сборной серии ИИС то я привел вам пример, в ответ на то ,что Вы сказали, что, никогда не видели косвенного армирования монолитных плит, я
утверждаю, что оно, там есть. Только и всего.

>Что касается прог. То я со временем обязательно с превеликой благодарностью воспользуюсь Вашим любезным предложением, но даже при этом , ни в коем случае не стану делать какие то вычисления. Так как не пойму уже здесь, предмета спора . Я Вам рассказал как я получил
усилия на колонны от смещения загруженного ствола. У Вас есть более совершенное вычисление-прекрасно, получили результат - отлично. Возьмите усилия в самой загруженной колонне, её сечение в концевых точках сопряжения с перекрытиями, превратите М и N в Nе
проделайте вычисление согласно уже до тошноты остап @..евших пунктов 3.19, 3.22. если Вы их не можете опровергнуть и желаете соблюдать нормативы! Толькои всего! В чём проблема?!
Я не совсем понял, что значит------…»расчёт на собственные колебания всего каркаса здания добавьте к пред идущим перемещениям»….? Ну да бог с ней с этой фразой.

Что касается – освободить форум от нашего диспута, то простите, а для чего форум?
Лично я на нём только по той причине, что могу услышать критическое замечание, не знакомую тему, какой то совет ,иной взгляд на вещи, отдать что накопил и взять что можно. Я очень рад, что с Вами познакомился. Но твёрдо убеждён, что приватность в обсуждении конструкторских проблем приведёт меня или к долбанству не желающему ни чего, кроме запуска проги, или в другой конец -убеждённости в том, что изрекаю истину в самой последней инстанции, которую все остальные должны только записывать. Ни того, ни другого я конечно не желаю.

С уваж. wjea

[Дмитрий]

wjea

Я сослался, на пункт 3.19 и 3.22 где нормы регламентируют постановку косвенной арматуры во внецентренно сжатых колоннах и дают сравнительные показатели коэффициентов которые скажут, нужно ставить ар-ру, или не нужно ставить арматуру (см. последний абзац пункта 3.22 на стр 34)

Так, давайте все-таки посмотрим СНиП 2.03.01-84:
п. 3.19. При расчете внецентренно сжатых железобетонных элементов необходимо учитывать случайный начальный эксцентриситет согласно указаниям п. 1.21, а также влияние прогиба на их несущую способность согласно указаниям п. 3.24.

п. 3.22. Расчет элементов сплошного сечения из тяжелого и мелкозернистого бетонов с косвенным армированием следует производить... Ну и далее, как его, собственно, производить, когда и как учитывать косвенную арматуру...

Последний абзац п.3.22:
Косвенное армирование учитывается в расчете при условии, что несущая способность элемента, определенная согласно указаниям настоящего пункта (вводя в расчет Аef и Rb,red), превышает его несущую способность, определенную по полному сечению А и значению расчетного сопротивления бетона Rb без учета косвенной арматуры.
Кроме того, косвенное армирование должно удовлетворять конструктивным требованиям п. 5.24.

Может я чего-то не понял, но никаких указаний насчет того, когда ставить поперечную арматуру, а когда нет, в п. 3.19 и 3.22. не содержится...
Следовательно, СНиП не регламентирует случаи, в которых необходима установка косвенной арматуры, но дает методику учета ее, если она используется в конструкции. Решение о ее применении должен принимать сам инженер, когда считает это целесообразным. Как я понял, Concreteb30 так не считает. Вот и все!