[Garrettrds]

Добрый день, запроектировано монолитное здание со стеновой системой. В здании имеются большие помещения с пролетами 9,7 на 8,6 м. Опираются по 4 сторонам на монолитные стены. Жестко защемленные. Расчет произведен в скаде, толщина плиты задана 180 мм из бетона В25, основное армирование из ф10 ш. 200х200 мм с усилениями в верхней и нежней зонах из ф16. На стройке недоумевают с криками о том что никогда так не делали, что перекрытие должно быть толще и с балками и тд. Пересчитал уже всеми способами, и расчетная схема в скаде, и схема в скаде в режиме монтаж (при условии что когда выше еще нет стен перекрытие нагрузят кратковременной или длительной нагрузкой) и в лире, и в арбате (от задания нагрузок до построения эпюры моментов полученной в скаде). Прогиб плиты и в скаде и в лире показывает 16 мм от постоянных и длительных нагрузок (собственный вес, полы, кратковременная (0,4 т/м2 нормативная). Фрагмент плана плиты во вложении. Необходимо услышать мнения, советы, опыт, доводы почему так можно или нельзя. Спасибо.

[Axe-d]

Ну как бы и расчет можно скинуть. Кстати 0,4 т/м^2 можно уменьшить на 65%.

[RomanM]

Сообщение от Garrettrds Расчет произведен в скаде, толщина плиты задана 180 мм из бетона В25,

Garrettrds, модуль деформации бетона какой задавали?

[Komplanar]

При таких пролётах значение имеют практические нюансы. Длина арматуры, нахлёсты, анкеровка в стены, радиусы гиба, реальные диаметры арматуры и проработка фактических толщин сеток с учётом з.с., поперёчная арматура, и особо - швы бетонирования, если за раз залить всё это не смогут.
Если не хотите выкладывать расчет, то можете выложить картину изополей армирования, и цепочку скриншотов задания плиты в модуле "бетон", и картину проектного армирования...

модуль деформации бетона какой задавали?

Кстати, да. Самый главный вопрос.

[Garrettrds]

Сообщение от Komplanar При таких пролётах значение имеют практические нюансы. Длина арматуры, нахлёсты, анкеровка в стены, радиусы гиба, реальные диаметры арматуры и проработка фактических толщин сеток с учётом з.с., поперёчная арматура, и особо - швы бетонирования, если за раз залить всё это не смогут. Если не хотите выкладывать расчет, то можете выложить картину изополей армирования, и цепочку скриншотов задания плиты в модуле "бетон", и картину проектного армирования... Цитата: модуль деформации бетона какой задавали

Армирование принято согласно расчета, с запасом, модули деформации понижены в соответствии с рекомендациями по расчету в SCAD и СП.

Вопрос не касательно расчета и принятой арматуры, тут все вроде бы ясно. Скорее в опыте проектирования и дальнейшего строительства перекрытий с подобными пролетами.

[serewka]

Терзают смутные сомнения, что Д16+Д10 действительно хватает....
Скорее всего ошибка в нагрузках или модуле упругости как уже говорили выше.

[Garrettrds]

У главного инженера подрядчика осуществляющего строительство один вопрос которым он достает - почему толщины плиты такая маленькая (180 мм), аргументирует тем что никогда в жизни такого не заливал, сегодня нашел аргумент в виде пункта 7.7 СП 52-103-2007 "При этом толщину плоских плит перекрытий сплошного сечения рекомендуется принимать не менее 16 см и не менее 1/30 длины наибольшего пролета ", который на мой взгляд является немного устаревшим и тем более не входит в регламент обязательных нормативных документов, в которые в свою очередь входит СП 63, но там мне найти норму регламентирующую минимальную толщину перекрытия в зависимости от величины пролета не удалось. В Тихонове от 2015 года в табл. 4.6 о минимальной толщине плит в моем случае применяется отношение L/50 (он конечно тоже не является нормативом но кажется более логичным).

[v.psk]

Сообщение от Garrettrds не менее 1/30 длины наибольшего пролета

да это требование как раз более логично чем 1/50
прогибы с учетом неупругой работы больше от 4-5 раз, можно учесть длительность, как вам написали во 2ом посте.
учитываете трещиностойкость?, какие защитные слои? есть перегородки?

[Garrettrds]

Сообщение от v.psk учитываете трещиностойкость?, какие защитные слои? есть перегородки?

расчет произведен по трещиностойкости, модули упругости понижены в соответствии с рекомендациями по расчету в SCAD и СП, з.с. 35 мм, перегородок нет.

[Komplanar]

Чисто ради эксперимента... Попробуйте задать ШАРНИРНОЕ опирание плиты на стены, и оцените разницу в прогибах и армировании. Потому как шарнирное опирание будет ближе к реальности, чем жесткое соединение стен и перекрытия - с учётом холодных швов бетонирования.

[v.psk]

Garrettrds,
для плиты защемленной по контуру может быть и нормальный результат, без расчета искать ошибки невозможно

[Garrettrds]

Сообщение от RomanM модуль деформации бетона какой задавали?

модули деформации понижены на коэффициенты согласно СП и рекомендаций по расчету

[RomanM]

Сообщение от Garrettrds модули деформации понижены на коэффициенты согласно СП и рекомендаций по расчету

Это сколько "в граммах"? (если, конечно, рекомендации не секретные)

[Garrettrds]

Сообщение от Komplanar Чисто ради эксперимента... Попробуйте задать ШАРНИРНОЕ опирание плиты на стены, и оцените разницу в прогибах и армировании. Потому как шарнирное опирание будет ближе к реальности, чем жесткое соединение стен и перекрытия - с учётом холодных швов бетонирования.

Идея ваша мне понятна и ради эксперимента попробую, объясните почему так будет ближе к реальности? (меня смущал тот момент что пока не будут залиты стены выше плита будет не идеально защемлена как в расчете, на этот случай строителям указано требование выставить и не убирать дополнительные стойки пока не будут забетонированы хотя бы вышележащие стены) да и на вскидку понятно что при шарнирном опирании добавится арматуры в пролете.

[Axe-d]

Сообщение от Garrettrds У главного инженера подрядчика осуществляющего строительство один вопрос которым он достает - почему толщины плиты такая маленькая (180 мм), аргументирует тем что никогда в жизни такого не заливал, сегодня нашел аргумент в виде пункта 7.7 СП 52-103-2007 "При этом толщину плоских плит перекрытий сплошного сечения рекомендуется принимать не менее 16 см и не менее 1/30 длины наибольшего пролета ", который на мой взгляд является немного устаревшим и тем более не входит в регламент обязательных нормативных документов, в которые в свою очередь входит СП 63, но там мне найти норму регламентирующую минимальную толщину перекрытия в зависимости от величины пролета не удалось. В Тихонове от 2015 года в табл. 4.6 о минимальной толщине плит в моем случае применяется отношение L/50 (он конечно тоже не является нормативом но кажется более логичным).

СП 52-103 этот - как письмо "на деревню дедушке"

Плиту с упругим защемлением (= неразрезную) да еще по 4 сторонам опертую можно принимать толщиной 1/45 меньшего (кажется) пролета. 8600/45=191 мм

[Garrettrds]

Сообщение от RomanM Это сколько "в граммах"? (если, конечно, рекомендации не секретные)

коэффициент 0,2 для горизонтальных коэффициент 0,6 для вертикальных

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Axe-d 1/45 меньшего (кажется) пролета. 8600/45=191 мм

если вы про Тихонова то плиту работающую в 2 направлениях жестко защемленную принимают 1/50

[RomanM]

Сообщение от Garrettrds коэффициент 0,2

Garrettrds, если считали с модулем 0.2Еb и прогиб в разумных пределах... и хорошо заармировать... почему бы и нет?
Про перегородки снизу не забудьте.
И я бы еще на счет продавливания в районе свободного торца стены (у отверстий) поразмыслил.

[Komplanar]

Сообщение от Garrettrds объясните почему так будет ближе к реальности? (

Для этого достаточно хоть раз увидеть, как на практике заливают перекрытия по монолитным стенам... Там бугристый неровный верх стены, из которой надо выпустить арматуру вверх - на величину нахлеста с вышележащей стеной и одновременно - выпуска в плиту, по факту все выпуска идут в нижнюю стену (хотя для "правильной" работы часто рисуют выпуска и вверхнюю, и в нижнюю стену), плюс стойки опалубки обычно самые дешманские и опирают не на что-то абсолютно жесткое, а на плиту нижележащую. В результате прогибы будут уже на уровне заливки бетона. Далее получаем холодный "шарнирный" шов между плитой и стеной, где прогибы плиты начнутся намного раньше, чем фактическая передача усилий на арматуру стены, т.е. по факту, прогибу плиты от собственного веса ничто не будет препятствовать, это вам не стальные конструкции.
Вообще, моделируя жесткие узлы железобетонных конструкций, всегда надо учитывать, что АБСОЛЮТНО ЖЕСТКИЙ узел в железобетоне получить почти нереально. В зависимости от конкретного исполнения и "массивности" узла, считается, ЕМНИП и ИМХО, что передаётся 60-80% момента в хорошо организованных узлах - остальное уползает в трещины, ползучесть бетона и удлинение арматуры от зоны анкеровки к зоне максимальных напряжений в узле...
Ещё одним существенным отличием от стальных конструкций, где работа жестких узлов более приближена к реальности заключается в том. что в железобетоне основная нагрузка - сам бетон. Поэтому там, где в стальных конструкциях перемещения начинаются ОТ РАБОЧЕЙ нагрузки, в железобетоне все перемещения произошли уже ОТ СОБСТВЕННОГО ВЕСА (соответственно, ещё до "защемления стенами выше" плита уже прогнётся. Стены поверх будут заливаться на уже фактический прогиб и даже на фактическое отклонение нижележащих стен под весом плиты немного внутрь). А жесткий узел, как известно, начинает работать либо с преднапряжением (упреждающим перемещения), либо с угловыми перемещениями, достаточными, чтобы узел начал работать на передачу усилий...

[Axe-d]

Сообщение от Komplanar Для этого достаточно хоть раз увидеть, как на практике заливают перекрытия по монолитным стенам... Там бугристый неровный верх стены, из которой надо выпустить арматуру вверх - на величину нахлеста с вышележащей стеной и одновременно - выпуска в плиту, по факту все выпуска идут в нижнюю стену (хотя для "правильной" работы часто рисуют выпуска и вверхнюю, и в нижнюю стену),

Рассматриваемый участок плиты ведь не крайний, поэтому необходимости заводить арматуру плиты в стену нет.

[Komplanar]

Сообщение от Axe-d Рассматриваемый участок плиты ведь не крайний, поэтому необходимости заводить арматуру плиты в стену нет.

Да. Вначале показалось, что внизу наружная стена, но там какие-то выступы.
Впрочем, шарнирное опирание на стены корректно смоделирует ситуацию и в этом случае, плита будет неразрезной, и возможно, позволит задать более корректную картину дополнительного верхнего армирования в "надопорных" частях.
Ну и разумеется, шарнирность только на моменты (чё я несу?.. как будто бывает другая шарнирность... не, пора баиньки), перемещения связать жестко. ЕМНИП, это всё делается через "объединённые перемещения"... ?

[Регистр]

Не верю в такое армирование. Возьмите и просчитайте вручную.

[Poreth]

были уже с подобными вопросами, но вот фотографий результата с них так и не дождались.
Прогиб 16мм очень слабо верится с пониженным модулем. Точно не закрепили где лишнего?
На срез плиту проверяли?
Неравномерное загружение? Когда полезная только в этом пролете, а остальные разгружены?
Ну и собственно все те же вопросы что и по ссылке. Самое главное - фотографию по исполнению!!! А еще лучше как писал Лоскутов Илья - наблюдения за прогибами в течении скажем полугода.
В меня старшие товарищи кидали тяжелое когда 7,2*7,2 сделал 200мм плоскую.

[Vovas_91]

На самом деле будьте аккуратны с цифрами в виде 16мм при пониженном модуле. Очень слабо верится именно в фактическое совпадение результатов с расчетом.
Как советовали ранее - анализ схемы при шарнирном опирании плиты - мастхев. С ним вы будете видеть картину которая отображает самый хреновый расклад. И уже по итогам всего можете сделать более менее какой то вывод приближенный к реальности.
П.С. Считканул плиту с вашими габаритами, нагрузки: с.в, полы 120кг/м2, полезная 480кг/м2 (д.д.0.35): прогиб по шарнирной схеме 100мм, по жесткой 35мм (модуль понижен на 0.2)
Плита была вне каркаса, расчет понятно прикидочный, но он позволяет сказать о том, что вы хотите принять, очевидно, самый лучший вариант развития событий с прогибом в 16 мм. Вообщем будьте дважды аккуратны.
Offtop: П.С.С. плита может и не рухнет если арматуры напихать, но вот провиснуть как простыня может легко.

[Boris_1]

Сообщение от Garrettrds Монолитная безбалочная плита перекрытия с пролетом 8,6 м толщиной 180 мм.

А что не 160мм? Стали бы вертикальные перемещения не 16мм, а ближе к предельному значению, но всё равно бы проходило

Да ошиблись вы где-то. Перегородки могли забыть, нагрузки занизить, забыть выставить в Лире расчет армирования по РСУ (возможно подбор армирования по первому загружению стоит) ну и т.д...., много чего может быть.

Снизить модуль упругости бетона для всех конструкций и сечений на одно и тоже число - это не значит учесть неупругие деформации.

[Tyhig]

В Арбрате полоса 1 м шириной не проходит по трещиностойкости 1,7 раз.
И 102 мм прогиба в пролёте.
Нормативная СВ 4,5 кПа + полы 0,8 кПа + полезная 4 кПа = 9,3 кПа.

А если её в шахматном порядке загрузить... То 130 мм прогиба...
Нормально проектируете.

Зато экономно
диам. 10 - 0,617 кг/м * 20 = 12,5 кг
диам. 16 - 1,58 кг/м * 5 = 8 кг
лягушки 0,3 кг
1 кв. м у вас весит минимум 21 кг/кв.м
или
117 кг/куб.м
Это очень хорошо. У меня ниже 120 кг/куб. м почти никогда не опускается арматура. Хотя я не так много делаю и опыта несильно много.

[Boris_1]

Сообщение от Garrettrds В Тихонове от 2015 года в табл. 4.6 о минимальной толщине плит в моем случае применяется отношение L/50 (он конечно тоже не является нормативом но кажется более логичным).

Вот пусть этот Тихонов сам такое и проектирует.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Tyhig 117 кг/кв.м

117 кг/м3

[Vovas_91]

Сообщение от Tyhig И 102 мм прогиба в пролёте.

Ну вот уже 2 "коленочных" расчета дают схожие результаты.
Думаю скоро ТС собаку откопает ))

[Poreth]

Плита практически квадрат. Плюс самый большой пролет это средний судя по картинкам. Какие нафиг фрагменты и балочками по метру? Ещё каждый из себя пупа земли строит. Ппц.

[мозголом из Самары]

Сообщение от Poreth Плита практически квадрат. Плюс самый большой пролет это средний судя по картинкам. Какие нафиг фрагменты и балочками по метру? Ещё каждый из себя пупа земли строит. Ппц.

Нооброт все сходится, дели все результаты полос на 2 тк в 2х направлениях работает.
А по сути, 180 мм для 8,6 м блиско к пределу, а надо ли проектировать напределе?

Сообщение от Boris_1 А что не 160мм? Стали бы вертикальные перемещения не 16мм, а ближе к предельному значению, но всё равно бы проходило

Главное, что бы небыло хрупкого разрушения, все остальное можно усилить!!!

[Poreth]

На 2 из-за работы по контуру, на 1,3457 из-за полузащемления и на ещё 2 из-за многопролетности. Вуаля - все в пределах.

Сообщение от мозголом из Самары 180 мм для 8,6 м блиско к пределу

в каком СП это написано? Кстати, на прошлой работе гл.констр считал что плиты опертые по контуру пролётом 4-5м надо делать толщиной не менее 200мм и армировать не меньше d12(200) основная. И смотрел на меня такими умными и честными глазами. Прям вот как вытут пишите.
Я тоже считаю, на данный момент, что 180 для 8+ пролетов сомнительно. Но ваши аргументы ... Испанский стыд короче.

[stas_org]

Сам видел, на 9-ми метровом пролете, безбалочная плита 200мм, только по собственным весом, нагло надругалась над моими эстетико-психологическими ощущениями)))) Количественно- не знаю. Хотя по прочности - все ОК!

[Алексей_Л.]

Сообщение от Poreth На 2 из-за работы по контуру, на 1,3457 из-за полузащемления и на ещё 2 из-за многопролетности. Вуаля - все в пределах.

Определитесь: многопролетность или полузащемление - сомнительно что 2 вместе целесообразно учитывать.

[Axe-d]

Сообщение от stas_org Сам видел, на 9-ми метровом пролете, безбалочная плита 200мм, только по собственным весом, нагло надругалась над моими эстетико-психологическими ощущениями)))) Количественно- не знаю. Хотя по прочности - все ОК!

Ну так, вероятно, вы говорите об безбалочной плите, опёртой на колонны, а тут опертая на стены - лучше , чем на балки

В общем, я отнюдь не уверен, но в принципе готов поверить в нормальное существование такой плиты.

[stas_org]

Сообщение от Axe-d опёртой на колонны, а тут опертая на стены

Смешанная система была, и колонны и стены.

[vanAvera]

Интересная задачка. Собственно, посчитав в скаде, я получил то же армирование, что и ТС. Потом, прогнав через экселевскую программку для расчета по н.д.м. от уважаемого Тутанхамона - получил снижение жесткости плиты на изгиб до 0,21 от начальной в опорном сечении. Т.е. по жесткостям все неплохо совпадает. Единственно - никак не учитывается возможный поворот сечения на опоре и вообще смещение опор.
Конечно, такой фрагмент с закреплением считать некорректно, нужно хотя бы по полэтажа вверх-вниз задавать.

Собственно, полэтажа ничего не дали - 1мм к прогибам.
Получается, что рекомендация пп.7.7-7.8 СП 52-103-2007 основана на учете еще каких-то хитрых факторов

[UnAtom]

О "Строительном подъёме" при таких пролётах уже писали?
Иногда весьма эффективно влияет на конечный прогиб, особенно когда рано разопалубливают конструкцию или здесь ждать 28 суток...
А о "Ползучести" кто-то упомянул?
Сегодня прогиб может быть 20мм, а через 30 лет 40мм.
А ещё на западе в таких случая применяют "Постнапряжение". То есть там канатики в пустотообразователях и т.д.

[mainevent100]

многопролетная плита дает практически полное защемление.
думаю, такого армирования должно быть достаточно, прогибы, конечно, в пределах допустимых.
если бы опирание было на 4 колонны по углам, было бы сомнительно, а тут похоже на правду.

[vanAvera]

Сообщение от UnAtom О "Строительном подъёме" при таких пролётах уже писали? Иногда весьма эффективно влияет на конечный прогиб, особенно когда рано разопалубливают конструкцию или здесь ждать 28 суток... .. А ещё на западе в таких случая применяют "Постнапряжение". То есть там канатики в пустотообразователях и т.д.

Это мероприятия по борьбе с... чем? Если по расчету в скаде все хорошо.
То, что не учитывались нелинейность бетона, ползучесть, деформации арматуры в трещинах - это да, но это б доказать надо.

Прикинул в Арбате как плиту - что и требовалось доказать. Прогиб почти в три раза превышает положенный. И не в 3-5 раз больше, чем линейный расчет, а более чем в 10 раз (если отсчитывать от модели с модулями упругости без снижения)

[mainevent100]

vanAvera, для чего прогиб от расчетных нагрузок проверять?
да и опоры С, Д не помешало бы защемить...
по назначению, предполагаю, все же жилье, тогда временная нормативная длительная 52 кг/м2 вместо 480 кг/м2, учтенных в расчете

[Алексей_Л.]

Сообщение от vanAvera что и требовалось доказать.

опереть на 4 стороны и пересчитать. Случай ТС будет где-то посередине.

[vanAvera]

Сообщение от mainevent100 да и опоры С, Д не помешало бы защемить...

Вы правы, уже осознал.
Вообще фигня получается, а не прогиб.

Значит, остается только одно - выполнение условий по защемлению краев плиты.
Ну, и отверстия - у ТС там с одного угла некисло так погрызено.

[mainevent100]

Сообщение от vanAvera Вообще фигня, а не прогиб.

проверьте еще раз, пожалуйста, прогиб во втором расчете упал в 2,883/0,07=41 раз, такого тоже ведь не должно быть

[vanAvera]

Сообщение от mainevent100 проверьте еще раз, пожалуйста, прогиб во втором расчете упал в 2,883/0,07=41 раз, такого тоже ведь не должно быть

Понимаю, но объяснить пока не могу, этот модуль не верифицировал

Сообщение от mainevent100 по назначению, предполагаю, все же жилье, тогда временная нормативная длительная 52 кг/м2 вместо 480 кг/м2, учтенных в расчете

Не проверял, он разве не пересчитывает на нормативку?
400кг/м2 взял как в одном из примеров выше, просто для точки отсчета

[Tyhig]

Оценил в скаде в МКЭ деформации плиты как пластины опёртой по 4 сторонам и балки шириной 1 м.
Посчитал упруго, и на второй схеме с понижением EI в 0,2 и 0,6 раза.
Упруго:
Плита упругие деформации 7,8 мм; в плите армирование на опорах 16 шагом 200 (9,4 см2/м).
Балка упругие деформации 12,8 мм; в балке на опорах 14 см2/м.
С понижением:
Плита деформации 36,5 мм; в плите армирование на опорах 16 шагом 200 (9,7 см2/м).
Балка деформации 59 мм; в балке на опорах 14,1 см2/м.

Получается, что опирание плиты влияет. Но насколько.
Вот, в 7,8/12,8=0,61 раз или в 36,5/59=0,62 раза уменьшает деформации.
Прогиб от кратковременной полной нагрузки для балки в АРБАТе 102 мм. Тогда для плиты будет 102*0,61=62 мм.

Судя по нагрузке это зал собраний. Длительная = *0,35.
Загрузим схему длительной полезной нагрузкой.
С понижением Е:
Плита МКЭ деформации 25,3 мм.
Балка МКЭ деформации 41 мм.
Прогиб от длительной пониженной нагрузки для балки в АРБАТе 72 мм. Тогда для плиты будет 72*0,61=44 мм.
СП 20.13330.2016 Таблица Д.1 допустимый прогиб для плиты 1/225 по п. 2а для постоянных и длительных нагрузок.
Допустимый пролёт плиты 8500/225=37,8 мм.
Кисп=44/38=1,15
Это при равномерной нагрузке.
Всё равно плита не проходит 15%.
Это, конечно, всё на пальцах. Но где нормативный метод расчёта для таких плит ? Его нет. СТУ, моделирование в ансисе, испытания.


СП 20

Варианты загружения перекрытий этими нагрузками следует принимать в соответствии с предусмотренными условиями возведения и эксплуатации зданий, в наиболее неблагоприятном расчетном положении. Если на стадии проектирования данные об этих условиях недостаточны, при расчете конструкций и оснований необходимо рассмотреть следующие варианты загружения отдельных перекрытий: ... неблагоприятное частичное загружение при расчете конструкций и оснований, чувствительных к такой схеме загружения; ...

В прошлом посте для балки при шахматном загружении попутал слегка. Будет не 130 мм, а около 115 мм. Но всё равно на 15% больше 102 мм.
Тогда и для плиты деформации будет больше ещё до +15% при шахматном загружении.


Недавно в АРБАТ появилась возможность считать плиты. Ссылаются на некую инструкцию. Так вот защемлённая по 4 сторонам плитах у них прогибается на 13 мм, уже не говоря о прочности. Так что всё пучком.

[vanAvera]

Tyhig, раз задача интересна - прогони у себя в Арбате экспертизу плиты.
Пока фигня какая-то получается.

Сообщение от Tyhig Но где нормативный метод расчёта для таких плит ? Его нет. СТУ, моделирование в ансисе, испытания.

Вопрос не стоько в нормативном методе, сколько в рекомендациях СП 52-103. Что-то подсказывает, что лучше их выполнять, а скаду не верить - но нужно уточниться

[Tamerlan_MZO]

Сообщение от vanAvera а скаду не верить - но нужно уточниться

Как вариант, использовать коэффициент с верификационного расчёта.

[vanAvera]

Сообщение от Tamerlan_MZO коэффициент с верификационного расчёта.

Где бы его взять-то?

[determinant]

К ТС.
Смело, если честно)) Расчет расчетом, но видела самолично плиты 180 мм, залитые летом, но с не очень бетоном и снятием опалубки через 3 дня, армированные сеткой 12 с шагом 200 и максимальным пролетом 5,6 метров, которые дали прогиб от собственного веса...

[Лоскутов Илья]

Лично мне кажется нормальная плита.
Offtop: Скаду можно и не верить (хотя с чего бы это?), Но ведь можно и вручную ее прогнать.

[Tamerlan_MZO]

Сообщение от vanAvera Где бы его взять-то?

Сделать полноценный расчёт в программе. Сравнить с проверенным ручным решением.
Нормальных (инженерных, а не научных) верификационных задач от СКАДа, к сожалению, не встречал.

[mainevent100]

Сообщение от determinant видела самолично плиты 180 мм, залитые летом, но с не очень бетоном и снятием опалубки через 3 дня, армированные сеткой 12 с шагом 200 и максимальным пролетом 5,6 метров, которые дали прогиб от собственного веса...

determinant, ну ведь сфоткали, конечно? дайте посмотреть

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Tyhig Прогиб от кратковременной полной нагрузки для балки в АРБАТе 102 мм

Сообщение от Tyhig Прогиб от длительной пониженной нагрузки для балки в АРБАТе 72 мм

Tyhig, вроде все четко. Нужно уточнить: какая принималась полная расчетная нагрузка, при которой прогиб 102 мм и какая нормативная длительная, от которой 72 мм. Мне кажется, тут есть не стыковка.

[ProjectMaster]

Дамы и господа!
ПРОГИБ НУЖНО СЧИТАТЬ В ЛИРЕ, ЗАДАВАЯ РЕАЛЬНО ПРИНЯТОЕ АРМИРОВАНИЕ.
(нелинейный расчет)

[Tyhig]

Полную писал в своём первом посте, уже не помню.
А пониженная - та же, но временая полезная нагрузка *0,35. Нагрузка в арбате пониженная получилась по памяти около 787 кг/м2.

----- добавлено через ~5 мин. -----
Сейчас догадался, что скад реализует сп 63 и получается, что расчёт мкэ в нём по сути нормативный. Плохой, получится брак превышение прогиба, но не подкопаешься. Всё по нормам. Если мерить факт не начнут.
Получается , это сп 63 противоречит фактическим прогибам.
Но по факту прогибы не принято проверять. Поэтому тс просто выпустит как есть и всё у него будет возможно хорошо.

----- добавлено через ~4 мин. -----
ProjectMaster, посчитайте в лире эту задачу ? Интересно сколько у вас получится.
Я за
38 мм предельный прогиб
44 мм фактический прогиб от пониженной нагрузки
23,5 мм в скаде от пониженной нагрузки и пониженных до 0,2 EI.

[*KSV*]

Сообщение от Лоскутов Илья Лично мне кажется нормальная плита. Offtop: Скаду можно и не верить (хотя с чего бы это?), Но ведь можно и вручную ее прогнать.

Расчёт прикидывал, или навскидку?
На вскидку, прогиб там от собственного веса будет около 4 см по факту. Жду это здание в теме - "Помогите усилить безбалочное перекрытие"

[Saur]

Совет ТС: скажите прорабу, пусть опалубку со строительным подъемом выставляет. Может ему так спокойней станет?

[vanAvera]

Сообщение от ProjectMaster ПРОГИБ НУЖНО СЧИТАТЬ В ЛИРЕ, ЗАДАВАЯ РЕАЛЬНО ПРИНЯТОЕ АРМИРОВАНИЕ. (нелинейный расчет)

Во вложении - мой вариант в Лире-САПР2017. Два расчетных случая - непродолжительное и продолжительное действие нагрузок. Для первого случая - полная кратковременная, характеристики материалов нормативные. Для второго полезная нагрузка снижена до 0.35 (длительная часть), характеристики бетона - с учетом ползучести (пересчитывал диаграмму деформирования). Диаграмма - трилинейная (для эспоненциальной получаются те же числа, приводить не стал).
Армирование разделил на две зоны - опорную и пролетную. Для первой верхнее - 5d16+5d10 на 1п/м, нижнее - 5d10, класс - А500С. Для второй - наоборот. (предварительно, армирование прикинул на расчетные нагрузки - автором принято с запасом 40%, ориентируясь на линейный расчет).
нелинейное загружение - шаговое, поэтапное (собственный вес>полы>полезная), по 10 шагов на каждом загружении.
Отчеты во вложении.
Максимальный прогиб 14мм. Получается прямо идеальное решение.
Было бы неплохо, чтобы кто-нибудь сделал альтернативный расчет.

Сообщение от Tyhig 38 мм предельный прогиб 44 мм фактический прогиб от пониженной нагрузки 23,5 мм в скаде от пониженной нагрузки и пониженных до 0,2 EI.

Если учесть наличие арматуры по приведенному сечению - коэффициент будет чуть повыше, прогиб еще уменьшится.

Но все же, на мой взгляд, влияние отверстий у автора, а также деформации стен должны прилично добавить к прогибам.

[Лоскутов Илья]

Сообщение от *KSV* Расчёт прикидывал, или навскидку?

Прикидывал навскидку.

На вскидку, прогиб там от собственного веса будет около 4 см по факту. Жду это здание в теме - "Помогите усилить безбалочное перекрытие"

Это вы "маханули батенька"

[крокодил]

Хлипковата плита, по любому нужно толщины иль балок добавить.

[Denbad]

Прикольная задачка получилось, по ощущениям плита хлипкая, но пробный расчет показывает прогиб в 1.5см.
Для сравнения, рассматриваемый участок перекрытия без соседних участков и шарнирно опертый по контуру дает прогиб в 6.5см, по этому "чуйка" сбоит.

п.с. Сомнение прораба про плиту ещё в том, что при такой толщине к пролету он опасается накосячить с защитным слоем, тут его по хорошему надо сантимов 5-6 до оси верхних стержней задавать.

[Kinzer]

Заранее прошу прощения, если что-то недопонял или не все прочитал. Но! Вы знаете, что плита жестко защемлена, я знаю, вот только не факт, что плита знает, что она защемлена! Какие мероприятия, армирование и пр. выполнено для обеспечения жесткого защемления? Или вы считаете раз оно монолитное, то там будет жесткое защемление? В моем понимании, там будет что-то среднее между шарнирным опиранием и заделкой. По аналогии с жесткостью платформенного стыка в панелях. В любом случае, я бы побоялся принимать полностью жесткую заделку. Был бы благодарен, если бы кто-то пояснил за это.

Дальше: считал на нагрузку 1 т/м2. При жестком защемлении все результаты показывают, что все нормально. При нелинейном прогибы на пределе около 3 см. Считал в Лира-Сапр 2018. При этом вашу доп. верхнюю ф16А400С выводил на треть пролета. В лира показала, что внизу в пролете хочет ф12, но "руками" по деформационной методике тоже проходит ф10.

Чего я вот хоть убейте не понимаю: за что тут борьба? При такой конструкции и армировании ждите проблем с трещиностойкостью и прогибами. Я уже молчу за такие детали что у нас могут убрать опалубку немного раньше, бетон получить на класс ниже. И что тогда делать? Я не говорю, что нужно делать запасы в 2 раза, но тут очень спорный вопрос.

[ProjectMaster]

Сообщение от Kinzer Заранее прошу прощения, если что-то недопонял или не все прочитал. Но! Вы знаете, что плита жестко защемлена, я знаю, вот только не факт, что плита знает, что она защемлена!

Согласен. При практических расчетах перекрытий использовать в расчетных схема контурные заделки - весьма чревато.

При расчете монолита - НУЖНО НЕЛИНЕЙНО СЧИТАТЬ ЦЕЛИКОМ ПЛИТУ ЭТАЖА С УЧЕТОМ ПРИНЯТОГО АРМИРОВАНИЯ.
Опирание этой плиты ка колонны и стены - принимать шарнирным (задавать связи). Временную нагрузку прикладывать в ШАХМАТНОМ ПОРЯДКЕ (через пролет). Т.е. временная нагрузка на два загружения распределяется.
Перегородки - учитывать согласно реальной схеме расположения.

В этом случае, условия, близкие к заделке, будут только в центральных пролетах плиты (т.к. ее будут поддерживать соседние пролеты), а на крайних пролетах - шарнир.

С предварительным выгибом перекрытий - эту игру я не люблю, так как на настройке трудно обеспечить выгиб в соответствии с эпюрой прогибов. Т.е. виноватыми можно назначить строителей уже на этапе проектирования, но лучше этого скандала избежать в принципе.

[JorJe]

С учетом физической нелинейности и жесткой заделкой прогиб 18 мм. С шарнирным опиранием расчет не сошелся, даже с галочкой "Теория III порядка". Короче разрушается при шарнирах.

[Poreth]

Сообщение от JorJe С учетом физической нелинейности и жесткой заделкой прогиб 18 мм. С шарнирным опиранием расчет не сошелся, даже с галочкой "Теория III порядка". Короче разрушается при шарнирах.

Шарнир точно правильно задан? Не разрезал плиту на балочные куски?

[Старый Дилетант]

Сообщение от Лоскутов Илья Лично мне кажется нормальная плита. Offtop: Скаду можно и не верить (хотя с чего бы это?), Но ведь можно и вручную ее прогнать.

Офтоп. Илья, почитав с большим интересом Ваши блоги и комменты, понял, что у Вы обладаете опытом расчетов разными методами, проектирования, сопровождения и испытания конструкций,.
Хотелось бы услышать Ваше мнение, насколько соответствует реальной картине расчет по упругой схеме с пониженными модулями упругости.
Например, просчитать в Лире с понижающим коэффициентом (каким?) и спать спокойно насчет трещиностойкости и прогибов?
Второе достаточно ли в общем случае ручного расчета кинематическим способом и только на прочность?
Касаемо перекрытий, опертых как по контуру, так и точечно.

[-=Andrew=-]

Опасная толщина на таких пролётах. Нет смысла рассуждать о линейном прогибе с пониженным МУ.
Только нелинейный расчёт (в лире например).

[JorJe]

Сообщение от Poreth Шарнир точно правильно задан? Не разрезал плиту на балочные куски?

Точно не разрезал. Общий вид схемы забыл дать, мой косяк. Плиту положил на монолитные стены с t=200мм и жестко закрепил эти стены по низу. Шарниры вставлял на этой же схеме по периметру
Арматуру раскидал по четвертям от меньшего пролета, т.к. исходных данных нема

[konstryktor]

Тут нужно считать весь этаж. Упрощенные варианты с шарнирами/полным защемлением имхо не точны. Опалубку/стойки из под плиты не убирать до заливки и твердения бетона вышележащего этажа.

[Владимир_Кальчук]

Сообщение от konstryktor Тут нужно считать весь этаж. Упрощенные варианты с шарнирами/полным защемлением имхо не точны.

100%

[JorJe]

Сообщение от konstryktor Опалубку/стойки из под плиты не убирать до заливки и твердения бетона вышележащего этажа

Обычная скорость: неделя - этаж. Если в проекте прописано нагружение плиты после достижения прочности 70%, то это примерно 4 недели. Так что стойки этажа на четыре должны стоять

[mainevent100]

Сообщение от konstryktor Тут нужно считать весь этаж. Упрощенные варианты с шарнирами/полным защемлением имхо не точны

ну сейчас начнется, еще скажите, что нужно посчитать с учетом неравномерных осадок фундаментов...
порядок цифр понятен ведь, прогиб от длительных в пределах 2 см.
с учетом не полного защемления и отверстий будет чуть побольше, но не в 2 раза.

[Garrettrds]

Друзья извиняюсь за молчание, все читал, проверял перепроверял, думал и тд,и пока что не нашел решения ввиду разных подходов к теории вопроса, а так же в вопросе доверия скаду, пытаюсь освоить нелинейный расчет в ЛИРЕ пока что.

Для примера:

У нас залито вот такое покрытие ТОЛЩИНОЙ 180 ММ с такими геометрическими размерами (во вложении план покрытия с размерами)
Первый пролет 9,2м, Второй пролет 7,88 м.
в другом направлении 14 м
Выше перекрытия по контуру от стен поднимаются монолитные парапеты высотой 600 мм. Средняя стена толщиной 160 мм без парапета выше.
Из нагрузок там: собственный вес, пирог кровли (утеплитель 100 мм, разуклонка керамзитом 20-300мм, стяжка ЦПР 80 мм) и снеговая.
Армирование: Нижняя арматура - ТОЛЬКО ф14 с шагом 200х200 без усилений, Верхняя арматура - ф12 ш. 200х200 с усилениями на опорах ф14 ш.100.
прогиб конечно есть но (как говорят) небольшой (на днях замерят скажу),по трещинам так же жду фотки, постараюсь выложить на днях как только сделают.
Обращаю ваше внимание на то что пролет 9,2 м является КРАЙНИМ что по сути ухудшает ситуацию по сравнению с нашей т.к. в многопролетном перекрытии соседние перекрытия вступают в работу и помогают. Так же в пролете 7,88 м имеются два больших отверстия 1,5х1,5 м.
Посчитано в скаде моим начальником. Стоит уже примерно 3 года, только сейчас там приступили к отделке (шлифовке и тд).

[svg]

Смелые ребята!

[Komplanar]

А фактическую толщину перекрытия замеряли? То, что оно запроектировано 180, не означает, что его так и залили, может, прораб тоже тыковку почесал и залил 200-220.

[Garrettrds]

Сообщение от Komplanar может, прораб тоже тыковку почесал и залил 200-220.

Смеетесь чтоли? как запроектировано так и сделал

[Komplanar]

Сообщение от Garrettrds Смеетесь чтоли? как запроектировано так и сделал

Нет, почему же, я серьёзен. Просто данный случай представляет практический интерес о корректности методов расчёта монолитных плит, но для выводов надо знать не только прогибы, но и фактическую толщину плиты. В моей практике проектную толщину монолитных перекрытий выдержать удаётся редко.

[svg]

Зальют по проекту. Через месяц снимут опалубку. Пойдут трещины. Начнутся терки, бетон какой? Арматура? Вызывайте лабораторию! Бетон будет не проекту, уход не такой, опалубку когда сняли? проектант уйдет в отказку и т.д. Знакомая картина?

[Garrettrds]

Сообщение от Komplanar В моей практике проектную толщину монолитных перекрытий выдержать удаётся редко.

Попрошу замерить, не знаю как там получится думаю либо на днях либо уже после праздников.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Garrettrds У нас залито вот такое покрытие ТОЛЩИНОЙ 180 ММ

забыл указать, бетон В25, какой там фактически отстучали уже сложно будет сказать тк много времени прошло. Щас уже врядли будут замерять если только очень попросить.

[Saur]

Сообщение от Garrettrds Попрошу замерить, не знаю как там получится думаю либо на днях либо уже после праздников.

Только не пропадайте. Всем интересно. За 3 года основная ползучесть бетона уже должна была произойти.

[Komplanar]

Сообщение от Garrettrds Попрошу замерить, не знаю как там получится думаю либо на днях либо уже после праздников.

Ок, думаю, весь форум будет благодарен (нечасто выпадает возможность проверить практически целесообразность снижения модулей деформации бетона), но это надо либо сверлить отверстия хотя бы в трех точках (возле опоры, возле промежуточной опоры и в центре пролёта), либо высокоточное геодезическое оборудование...

[mainevent100]

Garrettrds, в каком снеговом районе эта плита покрытия?
9,2 м - это много, конечно

[vanAvera]

Сообщение от Garrettrds по трещинам так же жду фотки

Попросите кроме фото нижней грани плиты еще и фото наружных стен в месте примыкания плиты - с наружной стороны. Если, конечно, фасад не отделан еще

[Garrettrds]

Сообщение от mainevent100 в каком снеговом районе эта плита покрытия?

третий

[ProjectMaster]

Сообщение от Garrettrds Друзья извиняюсь за молчание, все читал, проверял перепроверял, думал и тд,и пока что не нашел решения ввиду разных подходов к теории вопроса, а так же в вопросе доверия скаду, пытаюсь освоить нелинейный расчет в ЛИРЕ пока что. Для примера: У нас залито вот такое покрытие ТОЛЩИНОЙ 180 ММ с такими геометрическими размерами (во вложении план покрытия с размерами) Первый пролет 9,2м, Второй пролет 7,88 м. в другом направлении 14 м Выше перекрытия по контуру от стен поднимаются монолитные парапеты высотой 600 мм. Средняя стена толщиной 160 мм без парапета выше. Из нагрузок там: собственный вес, пирог кровли (утеплитель 100 мм, разуклонка керамзитом 20-300мм, стяжка ЦПР 80 мм) и снеговая. Армирование: Нижняя арматура - ТОЛЬКО ф14 с шагом 200х200 без усилений, Верхняя арматура - ф12 ш. 200х200 с усилениями на опорах ф14 ш.100. прогиб конечно есть но (как говорят) небольшой (на днях замерят скажу),по трещинам так же жду фотки, постараюсь выложить на днях как только сделают. Обращаю ваше внимание на то что пролет 9,2 м является КРАЙНИМ что по сути ухудшает ситуацию по сравнению с нашей т.к. в многопролетном перекрытии соседние перекрытия вступают в работу и помогают. Так же в пролете 7,88 м имеются два больших отверстия 1,5х1,5 м. Посчитано в скаде моим начальником. Стоит уже примерно 3 года, только сейчас там приступили к отделке (шлифовке и тд).

Вангую прогиб в текущем состоянии 6,5 см. Предлагаю делать ставки.

[Garrettrds]

Всем добрый день, дождался некоторых данных.
Во вложении архив с фотографиями трещин в плите покрытия которую скидывал ранее и данные полученные от геодезистов по прогибам (точка со значениям 0 это которую брали за основу, значения в мм).
Посмотреть на стенки сбоку и проверить толщину плиты не представляется возможном т.к. выполнена отделка и кровля на данной плите покрытия. В общем как то так, прогиб составил 33 мм для пролета 9,2 м и около 17 мм для пролета 7,9 м. Постройке уже примерно 3 года.

[balabenuk]

Сообщение от Garrettrds Необходимо услышать мнения, советы, опыт, доводы почему так можно или нельзя. Спасибо.

200мм толщина плиты - стандарт с армированием в две сетки арматурой д=12 А500С шаг 200х200мм с защитными слоями 25 мм снизу и сверху.

Принимать минимальное расчетное значение не есть хорошо. Вроде и проходит, но есть вероятность что строители накосячат и отклонения будут все в минус и характеристики материалов в минус и невидимые дефекты и т д. Лучше перебдить и спать спокойно

[Axe-d]

Сообщение от Garrettrds Всем добрый день, дождался некоторых данных. Во вложении архив с фотографиями трещин в плите покрытия которую скидывал ранее и данные полученные от геодезистов по прогибам (точка со значениям 0 это которую брали за основу, значения в мм). Посмотреть на стенки сбоку и проверить толщину плиты не представляется возможном т.к. выполнена отделка и кровля на данной плите покрытия. В общем как то так, прогиб составил 33 мм для пролета 9,2 м и около 17 мм для пролета 7,9 м. Постройке уже примерно 3 года.

Как бы многовато. 1/278 при допустимом прогибе 1/230. Пока вписывается, но 3 года еще не срок для стабилизации деформаций в жб.

[Tyhig]

Garrettrds, это всё интересно, конечно. Спасибо вам, что добились и того со строителей. Но гораздо интереснее был бы график показывающий ползучесть на 50, 100, 200 лет.
У плиты прогиб 33 мм через 3 года, а допустимый прогиб 38 мм. Осталось 5 мм на дальнейшую ползучесть.
В институте мне говорили, что все ж.б. балки неизбежно прогнутся до пола (а в процессе, само собой, сломаются), как капля мазута в известном опыте капает 10 лет.

Да и как-то не верится что жильё строили аж 3 года после бетонирования перекрытия. Там что, >30 этажей, а ваш первый, что ли ? Так тогда вы должны были иметь НИР и научное сопровождение и все эти вопросы на форуме бы не поднимались...

И не верится, что возможно в строительных условиях добиться большой точности геодезической съёмки. Да, говорят, на месте можно поймать 1 мм. Но через 3 года. Там уже был неровно отлит пол, произошёл неизвестный прогиб нижнего этажа, неравномерно осело здание, сместились реперы, дует ветер... Там точность будет хорошо если +-5 мм. А скорее даже +-10 мм, наверное.
Чтобы говорить о 33 мм надо было заранее выделить опытный участок, нагрузить его полной и кратковременной и длительной нагрузкой (2 участка), никого туда не заселять, ничего не доделывать и измерять там всё что движется.
Так что увы, эти данные крайне недостоверны. Но и в таком виде важны. Субъективное мнение геодезиста тоже много стоит.

Кстати. Там же не было полезной нагрузки все эти 3 года, наверное ? А хотя бы была ли она в момент съёмки ? И пол не сразу сделали.
А там полезной, наверное 15-20% будет. Вот вам и запас уже выбран.
А что будет с полной нормативной и кратковременной и длительной нагрузкой ?

Так что до сих пор думаю про 44 мм через 50 лет.

[RomanM]

Сообщение от Tyhig Garrettrds, это всё интересно, конечно. Спасибо вам, что добились и того со строителей. Но гораздо интереснее был бы график показывающий ползучесть на 50, 100, 200 лет. У плиты прогиб 33 мм через 3 года, а допустимый прогиб 38 мм. Осталось 5 мм на дальнейшую ползучесть. В институте мне говорили, что все ж.б. балки неизбежно прогнутся до пола (а в процессе, само собой, сломаются), как капля мазута в известном опыте капает 10 лет.

https://dwg.ru/dnl/8467

[Saur]

Сообщение от Tyhig А что будет с полной нормативной и кратковременной и длительной нагрузкой ?

Прогиб плиты перекрытия считается без кратковременной

[ProjectMaster]

Сообщение от RomanM https://dwg.ru/dnl/8467

Наличие трещин, вероятнее всего, говорит о том, что напряжения в растянутой арматуре достигали предела текучести и сейчас часть пластических деформаций уже выбрана.

Наиболее вероятно, что прогибы и трещины со временем будут возрастать более быстро, чем предсказывала бы обычная релаксация, а при сильном снеге может и совсем крякнуть. Плиту надо бы усилить.

[Старый Дилетант]

Сообщение от ProjectMaster Наличие трещин, вероятнее всего, говорит о том, что напряжения в растянутой арматуре достигали предела текучести

Насколько помню, при испытаниях признаком текучести арматуры является ширина раскрытия трещин 1,5 мм - посмотрите ГОСТ

[ProjectMaster]

Сообщение от Старый Дилетант Насколько помню, при испытаниях признаком текучести арматуры является ширина раскрытия трещин 1,5 мм - посмотрите ГОСТ

В арматуре текучесть возникает из-за относительных деформаций, а не абсолютных. В зависимости от высоты сечения, высоты сжатой зоны и величины защитного слоя сжатой арматуры, раскрытие трещин будет совершенно разным при достижении сталью растянутой арматуры предела текучести (если он вообще имеется для данной марки стали).

В нормальном состоянии трещины при снятии нагрузки должны быть закрыты. Если трещины остаются открытыми (а на фото они открыты визуально уже "хорошо") - значит, вероятнее всего, арматура уже достигала предела текучести.

При испытаниях обычных статически определимых балок после достижения предела текучести трещины начинают сразу расти, в реальных конструкциях (плитах) включаются в работу соседние участки (плиты), поэтому напряжения с рассматриваемого участка распределяются на соседние, поэтому мгновенного большого раскрытия трещин не происходит. Если была бы плита на двух опорах, запроектированная аналогично, все было бы намного грустнее, так как тогда бы трещины развивались лавинообразно.
P.S. Судя по фоткам, трещины уже могут быть >1,5 мм.

[Baumann]

Сообщение от ProjectMaster Вангую прогиб в текущем состоянии 6,5 см. Предлагаю делать ставки.

Принимается). >7,5 см. 6,5 см прогиб-на квадрат 6,8х7,2м.-данные нивелировки. Проектировщики схватились за голову:"мы не знали, что будет монтажная нагрузка от вышележащей бетонируемой плиты и она составит 500кг/м2" (при шаге стоек опалубки 1м). Я их обрадовал:"+ собств. вес существующей плиты". Итого: почти 1000кг/м2. Дальше пришлось увеличить толщину плит до 20 см, но прогибы видны. Плюс еще появились трещины возле колонн наверху и в середине пролета снизу плит.Единственное утешение-такой нагрузки больше никогда не будет)).

----- добавлено через ~3 мин. -----
По моим субъективным ощущениям: шарнирная схема работы плиты по факту + явно недостаточная высота рабочей сжатой зоны сечения.

[Старый Дилетант]

Сообщение от ProjectMaster В арматуре текучесть возникает из-за относительных деформаций, а не абсолютных.

Ширина раскрытия трещин - показатель косвенный, но напрямую зависит от деформаций арматуры. Кстати, заглянув в ГОСТ 8829, обнаружил, что в редакции 1994 г. пункт о 1,5 мм убрали.
По снимку судит о ширине раскрытия трудно. Если снимок сделан без вспышки, то скорее всего заметно меньше 1 мм. Еще края трещины "окатаны" (что обычно характерно для старых трещин), что виуально увеличивает ее раскрытие

[Poreth]

Я наверно старый или слепой. Вместо фото лучше исполнительную бы с этими трещинами. В идеале с раскрытием. А то направление не понять. Силовая она или скажем из-за неправильного ухода, от угла, в пролете или поперек и т.д.

[Vovas_91]

Хотелось бы выразить респект ТСу. Как бы там не было, всем наука. Продолжайте наблюдать за конструкцией. Ценный опыт! Успехов Вам!

[Komplanar]

Прям ваще было бы интересно узнать, какая там сейчас у ТСа снеговая нагрузка (не по нормам, а по факту), и оценить изменение прогибов летом, без снега. Но думаю, это вряд ли в силах ТСа проводить ещё одно обследование...

[Garrettrds]

Сообщение от Tyhig Да и как-то не верится что жильё строили аж 3 года после бетонирования перекрытия. Там что, >30 этажей, а ваш первый, что ли ?

Я писал что это покрытие, если конкретнее покрытие водозаборного узла(грубо говоря 2 этажное здание почти полностью под землей). Нагрузки какие там действуют тоже описывал. 3 года она стояло за ненадобностью в какой то момент внутри начали делать отделку, да и у нас вопрос возник с большепролетными перекрытиями вот и решили проанализировать.

Сообщение от Старый Дилетант По снимку судит о ширине раскрытия трудно. Если снимок сделан без вспышки, то скорее всего заметно меньше 1 мм. Еще края трещины "окатаны" (что обычно характерно для старых трещин), что виуально увеличивает ее раскрытие

К сожалению пока только по фото можно оценить. Как сказали :трещин особо и не видели пока не начали там шлифовку, во время шлифовки поотлетали края. Самому съездить туда и оценить раскрытие трещин к сожалению пока не представляется возможным.

[konstryktor]

Garrettrds, какая высота этажа, какой класс бетона, какое вертикальное армирование в стенах? Арматура стен заведена в плиту?

[Garrettrds]

Сообщение от konstryktor Garrettrds, какая высота этажа, какой класс бетона, какое вертикальное армирование в стенах? Арматура стен заведена в плиту?

Помещение конкретно под этим пролетом(9,2м который) около 6-7м, под вторым пролетом есть промежуточное перекрытие делящее этаж пополам.
Весь бетон В25, армирование стен не скажу сейчас нет чертежа, из стен в верхнюю сетку плиты выпущены дополнительные Г-ки с шагом 200 +плюс усиление верхнее плиты П-ми тоже ф14 с ш. 200, так получается верхнее усиление с ш.100, основная арматура стен выведена в вышестоящий парапет.

[Tyhig]

Так а покрытие то рассчитано на технологические нагрузки ?
Там же наверняка всякие монорельсы, временные площадки опирания грузов, машина заезжает ?
Это всё то же здание или уже другое ?

[Garrettrds]

Сообщение от Tyhig Так а покрытие то рассчитано на технологические нагрузки ? Там же наверняка всякие монорельсы, временные площадки опирания грузов, машина заезжает ? Это всё то же здание или уже другое ?

Все нагрузки какие там будут я уже описал, максимум несколько человек могут встать туда постоять от делать нечего.
Это перекрытие не относится к перекрытие в тему форума, я же написал что оно выложено для ПРИМЕРА уже залитой конструкции и анализа, В ТЕМУ темы скажем так.