[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!

[Forrest_Gump]

и сильно большая разница в арматуре?
а по мне - есть вероятность ошибки расчета.

[Stap]

Ошибка в расчете - врядли, ща выложу миниатюру армирования колонн и изгибающих моментов.

[Grim]

Лучше миниатюру расчетной схемы...

Все правильно. Так и должно быть. Если не исчерпана несущая способность бетона на сжатие, то арматура в ж.б. конструкциях ставится для восприятия растягивающих усилий. Нижние колонны в большей степени сжаты, поэтому растягивающие напряжения в них более "задавлены", чем в верхних. Кроме того, изгибающий момент в верхних колоннах скорее всего больше, чем в нижних.

[Stap]

Вот

[Stap]

DK - ближе к истине, у меня практически такое же мнение!

[Forrest_Gump]

продолжаем разговор. во-первых меня несколько удивляет такое большое влияние ветра на двухэтажное здание (иначе откуда возмется момент в колоннах второго этажа).
во-вторых не очень внял, почему моменты возникают только в крайних колонных (вдоль наружных стен)? в здании нет диафрагм жесткости?

[Stap]

Изгибающие моменты в верхних колоннах больше, чем в нижних при практически одинаковых нагрузках на плиты покрытия и перекрытия, и это не удивительно - ведь изгиб. момент передается от плиты покрытия на верхнюю колонну, чтобы обеспечивалость равновесие в узле и к низу верхней колонны приходит с противоположным знаком! На нижнюю колонну момент передается от плиты перекрытия и от верхней колонны, а т.к. они противоположны по знаку, то суммарный момент в нижней колонне получается меньше => армирование меньше!

Сообщение от Forrest_Gump продолжаем разговор. во-первых меня несколько удивляет такое большое влияние ветра на двухэтажное здание (иначе откуда возмется момент в колоннах второго этажа). во-вторых не очень внял, почему моменты возникают только в крайних колонных (вдоль наружных стен)? в здании нет диафрагм жесткости?

Моменты в крайних колоннах возникают из-за вертикальной нагрузки на ж.б. балки (плиты) покрытия. При таком характере загружения многопролетной рамы моменты возникают только в крайних колоннах.

[Stap]

Сообщение от Forrest_Gump продолжаем разговор. во-первых меня несколько удивляет такое большое влияние ветра на двухэтажное здание (иначе откуда возмется момент в колоннах второго этажа). во-вторых не очень внял, почему моменты возникают только в крайних колонных (вдоль наружных стен)? в здании нет диафрагм жесткости?

От ветра - блохи, можно и не учитывать
Диафрагмы жесткости две в ближнем и дальнем углах здания (где отсутствуют крайние колонны)
Почму в крайних колоннах момент больше? Отвечаю - равновесие узлов болжно быть обеспечено! В колоннах внутри момент передается от соседних перекрытий и превращается практически в нуль! В крайних колоннах момент передается от одного перекрытия (ну в смысле с одной стороны!!!)

[Tym]

Сообщение от Stap От ветра - блохи, можно и не учитывать Диафрагмы жесткости две в ближнем и дальнем углах здания (где отсутствуют крайние колонны) Почму в крайних колоннах момент больше? Отвечаю - равновесие узлов болжно быть обеспечено! В колоннах внутри момент передается от соседних перекрытий и превращается практически в нуль! В крайних колоннах момент передается от одного перекрытия (ну в смысле с одной стороны!!!)

Согласен, но вопрос: как выполнять это армирование? Ставить арматуру 2 этажа> чем 1-го. А мне кажется лучше на всю длину армировать помаксимому, отдельно ркайние и отдельносреднего пролета.

В свое время я проектировал четырехэтажные домики. Всего около 20 штук. Так у меня по расчету получалось, что армирование колонн уменьшалось сверху вниз. В некоторых местах для колонн 1-го этажа арматура вообще не требовалась.

[Forrest_Gump]

вечером распишу свои возражения, а сейчас простое - момент на колонны второго этажа приходит от плиты покрытия. нагрузка на плиты покрытия часто меньше, чем на плиты перекрытия. вопрос, если нагрузка на плиту меньше - то почему момент изгибающий больше? или покрытие эксплуатируемое?

Вопрос: для чего в этом здании ставятся диафрагмы жесткости?

[Stap]

Кровля эксплуатируемая, сразу написал

[Stap]

Сообщение от DK Вопрос: для чего в этом здании ставятся диафрагмы жесткости?

Диафрагмы жесткости - стены лестничной клетки, решили не заморачиваться с кирпичом и сделать их ж.б. (по требования пожарной безопасности)

[Om81]

Сообщение от Forrest_Gump нагрузка на плиты покрытия часто меньше, чем на плиты перекрытия. вопрос, если нагрузка на плиту меньше - то почему момент изгибающий больше?

Здравствуйте Так кто сказал, что момент больше? Момент такой-же или может меньше, допустим, а арматуры требуется больше! Потому что арматура воспринимает моменты в колоннах, а на первом этаже они компенсируются сжатием так, что растягивающие усилия в растянутых зонах меньше и арматуры требуется меньше!

[Stap]

Я говорю, что момент меньше, а почему - писал выше!

[Regby]

Имхо тема спора вообще непонятна... те кто хоть раз считал этажерки в курсе что момент в крайней верхней колонне при стандартных вертикальных загружениях ВСЕГДА (за некоторым ичключением) больше чем момент в остальных колоннах ввиду того что ригель ппередает на него ВЕСЬ свой опорный момент. На остальных этажах колонна верхнего этажа "помагает" колонне нижнего этажа воспринимать этот момент. Даже если не учитывать бОльшее сжатие колонн нижних этажей арматура в верхних колонах скорее всего будет больше.

[Stap]

Regby, а закладывал ли ты такое в проект?

[Regby]

В проект закладываешь так чтобы все стояло и вопросов поменьше в экспертизе было. То что я описал про верхние крайне колонны вообще говоря характерно для невысоких зданий и как правило с высотой увеличивается момент в нижних колоннах. Чтобы убедиться в этом дотаточно взглянуть на П образную раму. С высотой влияние горизонтальной нагрузки увеличивается так как увеличивается скорость ветра и увеличивается плечо действия его равнодействующей.

Фактически для 2-х этажного здания есть смысл армировать колонны мо максимальному моменту одинаквой арматурой на всю высоту. В сборно монолитных каркасах мы частенько так и делаем.

Еще хочу заметить что не всегда нарузка на покрытие меньше чем на перекрытие, например если делается стилобат к свечке, то снеговые мешки нанем получаются приличные (ПО СНиП)

[Michail]

Мое скромное мнение, все правильно так и должно быть, армирование схерху больше, потому что сила вертикальная продольная на верху меньше, DK абсолютно верно объяснил, достаточно взять расчет и посмотреть как считается внецентренно нагруженная стойка, M/N=e, чем больше эксцентриситет тем больше армирование. Надеюсь понятно выразился.

[Stap]

Сообщение от Forrest_Gump вечером распишу свои возражения, а сейчас простое - момент на колонны второго этажа приходит от плиты покрытия. нагрузка на плиты покрытия часто меньше, чем на плиты перекрытия. вопрос, если нагрузка на плиту меньше - то почему момент изгибающий больше? или покрытие эксплуатируемое?

Чего-то возражений Forrest_Gumpа не слышно...

[Forrest_Gump]

моих возражений не слышно, потому что я думаю - стоит ли? может я не прав - ищу контраргументы своим замечаниям. не оченнь хочется уподобится Дон Кихоту.
P.S. не прочь увидеть эпюры со значениями.

[Andrei 1777]

Forrest_Gump, соглашайтесь, действительно фокус работает (особенно для крайней колонны). Всё правильно говорят, чем больше эксцентриситет, тем больше рабочая высота в сечении - больше армирование. Вот пример для крайней колонны - сравнивалось армирование нижней колонны и верхней!!!! Если интересно гляньте!!!

[Stap]

Сообщение от Forrest_Gump P.S. не прочь увидеть эпюры со значениями.

Forrest_Gump, я бы с удовольствием выложил миниатюры с оцифровкой, да что-то у нас Stark тупит, надо прогу переустановить, всё руки не доходят, а по каждой колонне рузультаты выводить муторно, да и непонятна картина будет...

[Stap]

Andrei 1777, а как Вы это чудо в проект закладывали? Ну всмысле как в проект заложить-то понятно, а в реальности так и делали, армировали последний этаж 25-ой, а предпоследний 16-ой???

[Andrei 1777]

в реальности так и делали, армировали последний этаж 25-ой, а предпоследний 16-ой???

Это всего лишь пример. Как Вы заметили бетон специально поставил В15, чтобы получить на верхних этажах расчетное а неконструктивное армирование. Я бы все 3 этажа заармировал 4 стержнями диаметром 25. Можно конечно нелинейный расчет сделать - снизить армирование. Но в данном случае не парился и поставил стержни диаметром 25 и спал бы спокойно!!!

[Semvad]

При 2-х этажах самое оптимальное пускать рабочую арматуру одним сечением до низа первого этажа, по всей высоте колонны.

Перерасход, скорее всего, не будет большой.

....для эксплуатируемой кровли такие моменты не удивительны....

[yarrus77]

Построен 3-х этажный ТРК. В колоннах подземной парковки 16AIII. На 3-м этаже дошло до 32AIII. Пролеты 9х9 метров. Ничего удивительного, все дело в соотношеини жесткостей элементов и нагрузки. В зданиях с большими пролетами у колонн крайнего ряда на последних этажах главную роль играет момент.

[Stap]

yarrus77, это всё ясно было мне когда я создавал эту тему, а Вы сами строили этот ТРК?

[yarrus77]

Нет, я участвовал в проектировании.
На объект выезжал. Выдел практически все, что нужно.
Строила ТРК организация из Старого Оскола.

[Stap]

Так и делали? Армировали первый этаж 16-ой, а последний 32-ой, или все 32-ой армировали???

[yarrus77]

Сообщение от Stap Так и делали? Армировали первый этаж 16-ой, а последний 32-ой, или все 32-ой армировали???

Да, именно так.

[Stap]

Спасибо, yarrus77, армировать будем на всю длину колонны одинаково, здание то двухэтажное, перерасход небольшой, зато проще в изготовлении, а то беки что-нибудь перепутают ))

[Клименко Ярослав]

Stap, соглашусь с вами и со всеми выступавшими.
Вопрос. У вас какая арматура получается по расчету в верхнем участке и в нижнем?

[yarrus77]

В моем случае на объекте был технадзор, сторонняя организация. Шмонали строителей по полной. Площадь этажа 14500 м2 - экономия была оправдана.

[Stap]

Сообщение от Клименко Ярослав Stap, соглашусь с вами и со всеми выступавшими. Вопрос. У вас какая арматура получается по расчету в верхнем участке и в нижнем?

Верхняя 4d28, нижняя 4d18

[Stap]

Сообщение от yarrus77 В моем случае на объекте был технадзор, сторонняя организация. Шмонали строителей по полной. Площадь этажа 14500 м2 - экономия была оправдана.

Технадзор - это кто - человек, который следит за правильным исполнением проекта. Так, что в этой ситуации проектировщик царь и Бог . Как заложим в проект - так и будет!
В Вашем случае конечно экономия существенная, при такой площали Этажа!!!!!! Да дело не только в экономии... Переармированное сечение тоже плохо - есть вероятность хрупкого разрушения бетона по сжатой зоне при возможном увеличении эксплуатационных нагрузок!!! А оно так непредсказуемо...

[mic1000]

У меня было, что последний этаж (к примеру 6) армировался сильнее чем предыдущий. Но чтобы арматура последовательно увеличивалась от нижнего к верхнему в это слабо верится Если только меняется сечение колонны от этажа к этажу...

[Ильнур]

Неисповедимы пути аллаха. Схема схеме рознь.

Сообщение от mic1000 У меня было, что последний этаж (к примеру 6) армировался сильнее чем предыдущий. Но чтобы арматура последовательно увеличивалась от нижнего к верхнему в это слабо верится Если только меняется сечение колонны от этажа к этажу...

А объяснение в #5 не убеждает?

[Ron]

Сообщение от mic1000 У меня было, что последний этаж (к примеру 6) армировался сильнее чем предыдущий. Но чтобы арматура последовательно увеличивалась от нижнего к верхнему в это слабо верится Если только меняется сечение колонны от этажа к этажу...

Соглашусь с Вами многое зависит и от схемы. Если в верхнем уровне всегда арматура больше, то планомерное ее уменьшение к низу с каждым уровнем - это не догма. При большом количестве этажей может наблюдаться средний (одинаковый для нескольких уровней) момент в колоннах. При большем количестве уровней уже идет сложное перераспределение усилий от верхних уровней.
У меня вопрос, кто как армирует колонны при разных значениях моментов у колонн одного уровня? Бывает когда в одном уровне армирование отдельных колонн сильно отличается от армирования остальных.
Для себя решил армируем колонны разбивая типы армирования не более трех-четырех и с учетом схемы установки, т.е. чтобы не получалось что по оси идет колонна с одним армированием, следом со вторым, затем с третьим, потом опять с первым.

[p_sh]

с учетом "монтажа" (этапности возведения) считали?

[Stap]

Сообщение от p_sh с учетом "монтажа" (этапности возведения) считали?

Здание двухэтажное, зачем считать на монтажные нагрузки?

[Ron]

Для р_sh
Хотелось бы подробнее от Вас услышать Ваши доводы и опасения по поводу учета этапности возведения, что Вы имеете ввиду?

[Regby]

А что тут непонятного? В Верхних колоннах всегда момент больше чем в средних, на стадии возведения любая колонна бывает "верхняя", в этом и логика. Если здание 10-ти этажное, а вы построили 5 этажей - агрузили их кирпичами и снегом и строителями, то колонны 5-го этажа в даный момент являются "верхними" и в них возникают большие моменты, намного бОльше тех которые возникнту когда будут возведены все 10 этажей.

[Мустафа]

У нижних колонн оченвидно продольная сила значительно больше чем у верхних колонн. Эксцентриситет меньше. Внецентренное сжатие меньше. Сжатая зона больше. Арматуры требуется меньше.

[Tym]

Сообщение от Regby А что тут непонятного? В Верхних колоннах всегда момент больше чем в средних, на стадии возведения любая колонна бывает "верхняя", в этом и логика. Если здание 10-ти этажное, а вы построили 5 этажей - агрузили их кирпичами и снегом и строителями, то колонны 5-го этажа в даный момент являются "верхними" и в них возникают большие моменты, намного бОльше тех которые возникнту когда будут возведены все 10 этажей.

Я так понимаю под этим и панимаются этапность возведения и монтажные нагрузки (опирание разл. устройств на конструкции)...???

[Ron]

Сообщение от Regby А что тут непонятного? В Верхних колоннах всегда момент больше чем в средних, на стадии возведения любая колонна бывает "верхняя", в этом и логика. Если здание 10-ти этажное, а вы построили 5 этажей - агрузили их кирпичами и снегом и строителями, то колонны 5-го этажа в даный момент являются "верхними" и в них возникают большие моменты, намного бОльше тех которые возникнту когда будут возведены все 10 этажей.

Когда вы возводите каркас, нагрузки с кирпичами и рабочими - это капля в море по сравнению с окончательными, потом нет стен, т.е. нет ветрового влияния как в окончательном варианте, ну и опять же высота каркаса.
Поэтому и спрашиваю у p_sh о каких этапностях он ведет речь, случаи всякие бывают, возможно он имел ввиду что-то другое.

[Ильнур]

Неисповедимы пути аллаха, случаи всякие бывают.

[Regby]

Сообщение от Ron Когда вы возводите каркас, нагрузки с кирпичами и рабочими - это капля в море по сравнению с окончательными, потом нет стен, т.е. нет ветрового влияния как в окончательном варианте, ну и опять же высота каркаса. Поэтому и спрашиваю у p_sh о каких этапностях он ведет речь, случаи всякие бывают, возможно он имел ввиду что-то другое.

Перечитайте внимательно тему. Тут уже все это говорили. Не путайте "высокие" здания - моменты в которых зависят от ветровых нагрузок и "низкие". Дело не в количестве нагрузки а в распределении услий в "верхних" рамах и "средних".

[Tym]

Сообщение от yarrus77 Построен 3-х этажный ТРК. В колоннах подземной парковки 16AIII. На 3-м этаже дошло до 32AIII. Пролеты 9х9 метров. Ничего удивительного, все дело в соотношеини жесткостей элементов и нагрузки. В зданиях с большими пролетами у колонн крайнего ряда на последних этажах главную роль играет момент.

Может повторюсь, но я так и не понял Фактически вы как армировали (в проект заложили и построили) сверу 32, снизу 16? - ни кто против не был?

[yarrus77]

1-й этаж - 16, 2-й этаж - 22,25, 3-й этаж 32. Это в крайних. А кто будет против? Глав.спец. сказал экономить - расчет показывает 16 ставим 16. Учитывался и монтаж. Правда "ручками", т.е. вся схема и поэтажные расчеты. Арматурка разная по этим схемам.

[eilukha]

возможно некорректно определили расчетную длину колонн верхних этажей

[Stap]

Сообщение от yarrus77 1-й этаж - 16, 2-й этаж - 22,25, 3-й этаж 32. Это в крайних. А кто будет против? Глав.спец. сказал экономить - расчет показывает 16 ставим 16.

Я к этому и подводил. Зачем тогда вообще что-то расчитывать, давайте закладывать 32 во все колонны - прочнеее будет

[Ron]

Сообщение от Regby Перечитайте внимательно тему. Тут уже все это говорили. Не путайте "высокие" здания - моменты в которых зависят от ветровых нагрузок и "низкие". Дело не в количестве нагрузки а в распределении услий в "верхних" рамах и "средних".

А что тут путать Вы же и подняли вопрос о 10 этажках

[prohFEsor]

прочитал ветку...так и не понял...а все таки можно армировать колоны нижних этажей арматурой меньшего диаметра или нет??

[yarrus77]

Сообщение от prohFEsor а все таки можно армировать колоны нижних этажей арматурой меньшего диаметра

армировать нужно соответственно необходимой несущей способности, здравому смыслу и возможностям заказчика.

[SerStar]

не забывайте, что часть вертикальных усилий из колонн поэтажно передается в ригели в виде поперечной силыю

[proteirei]

Почитал и не понял. По сути получается, что на колонны верхних этажей действующ бОльшие сжимающие усилия и моменты, чем на колонны нижних этажей (из условия, что класс бетона и сечение колонн остается неизменным)?

Я так понимаю, что подобный эфект в расчетной схеме можно назвать вывешиванием колонны, ибо только в этом случае усилие в ней по высоте убывает сверху вниз. По моему представлению, никакие раскрепления колонн не могут давать такого эфекта, кроме, разьве что, расположенной рядом стены, которая и будет брать на себя нагрузку.

[prohFEsor]

армировать нужно соответственно необходимой несущей способности, здравому смыслу и возможностям заказчика.

ну да)) но если на первому этаже по расчету проходит в колоне 400х400 - 4д18, а на последнем из-за моментов нужно 4д25... то армирование принимать на всю высоту колонны 4д25, или можно сэкономить, и принять 4д18 снизу и 4д25 сверху??

Почитал и не понял. По сути получается, что на колонны верхних этажей действующ бОльшие сжимающие усилия и моменты, чем на колонны нижних этажей (из условия, что класс бетона и сечение колонн остается неизменным)?

, сжимающие усилия в верхней колоне крайнего ряда - само собой меньше, но моменты - больше, из-за этого и армирование получается больше

[yarrus77]

Сообщение от proteirei получается, что на колонны верхних этажей действующ бОльшие сжимающие усилия и моменты, чем на колонны нижних этажей

не так,

Сообщение от prohFEsor сжимающие усилия в верхней колоне крайнего ряда - само собой меньше, но моменты - больше, из-за этого и армирование получается больше

, а вот так.

большая арматура у вас получается в верхнем сечении если посмотрите, т.е. растянутая. Если посмотрите мой старый пост в этой теме, то найдете ответ как я делал.

[belmende]

а что у Вас с усилиями и деформациями??? в верхних колоннах момент больше, чем в нижних? или вообще не в этом дело? один мужик на семинаре по скаду рассказывал как у него в верхних колоннах многоэтажного здания вообще появилось растяжение, аж целых 80 тс!!! а дело было в том, что чердачный этаж (к которому собственно говоря крепились колонны) имел немеряную по сравнению с другими перекрытиями изгибную жесткость. Чисто теоретически оно так и должно быть - жесткости есть жесткости. Но! расчетная схема не учитывает, что монолитное здание не может быть возведено за одну секунду и поэтому растяжение в верхнем ярусе тупо в принципе не возможно, т.к. чердак будет опираться на эти колонны.

[BoT]

belmende, то что Вы описали - стандартная практика при линейно-упругом расчете
частенько (читай "всегда") возникает в местах, где несущие стены окружены колоннами (лестнично-лифтовые узлы); в таких местах за счет накопления разности вертикальных деформаций стен и колонн (выше этажность - выше разница) появляется эффект зависнаия колонн, как следствие недоармирование колонн, переармирование плит и стен и недостаточная несущая способность фундаментов в следствие его недогруза

прочитал и понял, что к теме ветки не сильно относиться , но пускай остается

[prohFEsor]

Решил увеличивать армирование на верхних колонах с целью экономии)) спасибо всем

[BoT]

Сообщение от prohFEsor Решил увеличивать армирование на верхних колонах с целью экономии)) спасибо всем

какая-то у Вас фраза взаимоисключающая)))) какая-же тут экономия, если Вы увеличиваете армирование?
или, может быть, это сарказм?

[prohFEsor]

какая-то у Вас фраза взаимоисключающая)))) какая-же тут экономия, если Вы увеличиваете армирование? или, может быть, это сарказм?

Если на верхних этажах по расчету нужно больше армировать чем на нижних, возможно два варианта:
А) Брать армирование по худших сочетаниях и принимать арматуру на всю длину колоны одинаковую
Б) Снизу принять меньшее армирование по расчету и сверху - большее

[BoT]

я не про то, что Вы что-то делаете неправильно, а про то, что Ваша фраза нечитабельна)))
ваша фраза подразумевает, что и без того бОльшее армирование на верхних этажах вы еще УВЕЛИЧИВАЕТЕ

[SerStar]

Не вижу смысла экономии на колоннах - конструктивный элемент несет на себе все, а стержней там всего несколько штук. Это же не плита или стены....

[yarrus77]

Сообщение от belmende Но! расчетная схема не учитывает, что монолитное здание не может быть возведено за одну секунду и поэтому растяжение в верхнем ярусе тупо в принципе не возможно, т.к. чердак будет опираться на эти колонны

уже во всех расчетных ПК есть режим МОНТАЖ.

[BoT]

монтаж Вас от этого эффекта не спасет, разве, что только случайно

[yarrus77]

Сообщение от BoT монтаж Вас от этого эффекта не спасет, разве, что только случайно

Так не только его надо использовать, а еще и различный Е для элементов. В принципе тема была про зависание колонн на стенах.

[Розмысл]

такое мож быть если нижний этаж обычный (к примеру 6*6), а верхний зального типа (к примеру 18*6). На колонны передается опорный момент от ригелей.А если там еще есть мансарда на которой к примеру расположили архив...
Но армирование я бы делал одинаковое на всю колонну, дабы не отвечать на вопросы типа: "В первый раз такое вижу!" и ваще жесткость конструкций снизу вверх должна убывать или оставаться неизменной.

[SerStar]

У нас бывали случаи, что вертикальная сила в центральной колонне уменьшалась от верхнего этажа к нижним. происходило это из-за эффекта вывешивания колонны на ригелях, примыкающих к колонне.

[issiknon]

Выше говорилось о повышенном армировании колонн на последнем этаже. У меня 17ти этажка и как раз такой случай. Поставил 18ю по длине колонны (кроме 1х этажей, где моменты от деформации фундамента), на последнем этаже она превращается в 25ю заказчик тоже нервы тянет с экономией, но - для меня проблема возникла не в экономии. Большое количество арматуры требуется в верхней части колонны - где перекрытие передает момент на колонну и, следовательно, продольная арматура колонны должна быть заведена в перекрытие на 35 диаметров а 35*25=875. Даже с поворотом 875/2=437.5 что выходит за пределы толщины перекрытия (200мм).
Если кто применял повышение армирования в верхней колонне, как Вы решали эту проблему?
Что думаете по поводу крепления верхнего перекрытия к колонне шарниром? Анкеровка все равно никакая.

[SHURF]

issiknon да вы правы, я в своё время тоже столкнулся с такой "бякой", решили сделать так:

[str747]

Сообщение от SHURF issiknon да вы правы, я в своё время тоже столкнулся с такой "бякой", решили сделать так:

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.

[igr]

Вот бы схемку посмотреть где продольная сила убываетсверху вниз

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.

[BoT]

1 не понял, что принципиально меняется? от этого перестанут передаваться растягивающие напряжения в арматуре и сжимающие напряжения в бетоне?
2 шов делают на 5-10 см ниже этого сечения
3 бесполезно...

[p_sh]

Сообщение от 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?

на мой взгляд
анкеровка может приниматся от места изменения сечения.
и от любого другого места - исходя из усилия в анкеруемой арматуре. Т.е если мы в балке, работающей по схеме шарнирно-опертой на двух опорах оборвали стержень, то стержень может считаться рабочим с того места, где он имеет достаточную (читай надежную) анкеровку. Конечно если на него возможна передача усилия.

этаж может определять место где необходима анкеровка , а где уже и перепуск.

по поводу анкеровки "толстых колонн" (читай "жёстких") в тонкие плиточки (читай "мягких" ):

если рассмотреть в обозначенном случае вариант анкеровки стержней на пластину, и применить к вашему пояснению вашего эскиза, то анкеровки стержней как бы вообще не получается, так как нет передачи усилий с элемента (плиты) на элемент(колонну)

При вашей трактовке момент вовсе не передается на колонну. Ибо получается, что плита моментом создает растяжение в сжатом (крайний с другой стороны) стержне колонны

[Julianna]

Сообщение от ;794182 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

Ув. форумчане! Подскажите пожалуйста по опыту, сколь значительно это уменьшение момента в колоннах верхних этажей при учете стадийности возведения?
По расчету выходит, что даже ф28 не хватает (по трещинам). 9 этажей. Сечение колонн 400х400. Получается, что 8 диаметров нужно поставить в одном сечении.
Согласна еще на ф25... А получается - жесть!
Сетка колонн нерегулярная. Шаг колонн 5,7;5,9;6,3;7,1 м. Причем у крайних колонн пролеты максимальны.
Проблема в том, что каркас частично возведен. Армирование нижних колонн недостаточно - даю усиление в срочном порядке. Глянула вверху арматуру - много! Этапность не учитывала (нехватка времени). Понимаю,что момент в колоннах на верхних этажах (особенно крайних) большой, но НАСКОЛЬКО ?
Не понимаю, могу пока дать нижние этажи, а затем все же учесть стадийность (если не столь существенны различия) или нужно убеждать руководство в необходимости этого расчета на данном этапе (если различия кардинальны) ?
Спасибо!

[Николай Г.]

Сообщение от Julianna Подскажите пожалуйста по опыту, сколь значительно это уменьшение момента в колоннах верхних этажей при учете стадийности возведения?

Зависит от схемы. Самое простое - удалите все, кроме пары верхних этажей, задайте у колонн внизу закрепление и получите более реальную картину

[konstryktor]

Сообщение от Julianna Ув. форумчане! Подскажите пожалуйста по опыту, сколь значительно это уменьшение момента в колоннах верхних этажей при учете стадийности возведения?

Упрощенно учесть стадийность (только для расчета верхних колонн) можно удалив собственный вес со всех этажей ниже рассматриваемого.

[SergeyKonstr]

Если грунты в основании пески или глины твердой консистенции.
Для пластичных глин после устройства покрытия осадки ещё могут продолжаться и от собст. веса.

[mainevent100]

Сообщение от Julianna сколь значительно это уменьшение момента в колоннах верхних этажей при учете стадийности возведения?

учет стадийности не даст уменьшения крайних моментов.
самое простое для покрытия - ввести шарнирное сопряжения колонны с плитой (при этом сильно увеличится пролетное армирование и нужно проверить прогибы)

[Julianna]

Сообщение от SergeyKonstr Если грунты в основании пески или глины твердой консистенции. Для пластичных глин после устройства покрытия осадки ещё могут продолжаться и от собст. веса.

В основании супеси и суглинки.

Сообщение от mainevent100 учет стадийности не даст уменьшения крайних моментов.

Просчитала по предложенным выше упрощенным способам - уменьшение момента незначительно, но хотя бы ф25 прошел (только-только можно сказать).

Сообщение от mainevent100 самое простое для покрытия - ввести шарнирное сопряжения колонны с плитой (при этом сильно увеличится пролетное армирование и нужно проверить прогибы)

И это попробовала, армирование колонн незначительно (можно обойтись 4ф16 - 4ф18), а вот покрытие "хорошо" армируется. Основное - ф14 ш.200, дополнительное нижнее ф16 ш.200, дополнительное верхнее порядка - ф22 ш.200. Прогибы (без учета фактического армирования) превышают допустимые (44,7 > 28 мм).
Так вообще делают? Закладывают заведомо мЕньшее армирование колонн, а "отдувается" за это покрытие?

[Омская птица]

Сообщение от Julianna Так вообще делают? Закладывают заведомо мЕньшее армирование колонн, а "отдувается" за это покрытие?

Как вы планируете считать усилия в колонне?
Ведь тогда возникает точка опирания плиты на колонну. Что влечет за собой эксцентриситет опирания на колонну, а так же уменьшение контура продавливания в плите и "отдувания проектировщика" без смазочных средств...

[Julianna]

Омская птица, ну вот так советуют более опытные коллеги. Мне же шарниры ставить не хочется ...

[vedinzhener]

Сообщение от Julianna Омская птица, ну вот так советуют более опытные коллеги. Мне же шарниры ставить не хочется ...

а шарнир"чистый" как делать будете? гидроизол между колонной и перекрытием закладывать, без выпусков арматуры в плиту? Кстати не забываем помимо эксцентриситета также и расчетная длинна колонн поменяется

[Julianna]

Сообщение от vedinzhener а шарнир"чистый" как делать будете? гидроизол между колонной и перекрытием закладывать, без выпусков арматуры в плиту? Кстати не забываем помимо эксцентриситета также и расчетная длинна колонн поменяется

Не буду я делать шарнир )

[SergeyKonstr]

Сообщение от Julianna В основании супеси и суглинки.

Если консистенция более 0,25, то можно считать, что 50 процентов осадок уже произошли, и рассчитать верхнее перекрытие с податливостью основания, увеличенном в 2 раза.

[Julianna]

Сообщение от SergeyKonstr рассчитать верхнее перекрытие с податливостью основания, увеличенном в 2 раза

увеличенном по сравнению с чем?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Julianna увеличенном по сравнению с чем?

С тем, на котором считали вашу схему.
Или вы не учитывали податливость основания?
Тогда что дает стадийность возведения?

[Julianna]

Сообщение от SergeyKonstr Или вы не учитывали податливость основания?

Учитывала конечно.
А почему основание более податливое ? Может наоборот ?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Julianna А почему основание более податливое ? Может наоборот ?

Назовите как хотите.
Перефразирую - увеличить коэф-т жесткости грунтового основания в 2 раза.

[Омская птица]

Сообщение от SergeyKonstr Если консистенция более 0,25, то можно считать, что 50 процентов осадок уже произошли, и рассчитать верхнее перекрытие с податливостью основания, увеличенном в 2 раза.

Где почитать график время давления/модуль деформаций?

[Mistake]

Сообщение от SergeyKonstr Если консистенция более 0,25, то можно считать, что 50 процентов осадок уже произошли, и рассчитать верхнее перекрытие с податливостью основания, увеличенном в 2 раза.

Подскажите, на чем основываются эти утверждения ?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Омская птица Где почитать график время давления/модуль деформаций?

Не встречал.

Сообщение от Mistake Подскажите, на чем основываются эти утверждения ?

Длительностью стабилизации осадки в таких грунтах. Ученые то всё же наблюдали.

[Лоскутов Илья]

Сообщение от Омская птица Где почитать график время давления/модуль деформаций?

П.А. Коновалов. Основания и фундаменты реконструируемых зданий, 2000.

[vanAvera]

Сообщение от vedinzhener а шарнир"чистый" как делать будете? гидроизол между колонной и перекрытием закладывать, без выпусков арматуры в плиту? Кстати не забываем помимо эксцентриситета также и расчетная длинна колонн поменяется

Шарнир - это упрощенно попытка учесть трещины в плите вокруг опоры. Правильнее - снизить жесткость в плите вокруг опор, по причине возниконовения трещин.

[Лоскутов Илья]

Шарнирное соединение колонн с перекрытием в монолитном каркасе

[Axe-d]

Сообщение от Омская птица Ведь тогда возникает точка опирания плиты на колонну.

Ну вроде ка не совсем точка, а некая площадка.

Сообщение от Омская птица а так же уменьшение контура продавливания

Остается практически таким же

Сообщение от Омская птица Что влечет за собой эксцентриситет опирания на колонну,

А момент в верхнем сечении при жестком опирании - это разве не тот же экцентриситет?

Сообщение от vedinzhener Кстати не забываем помимо эксцентриситета также и расчетная длинна колонн поменяется

При стандартных сечениях и высотах этажей, а также с учетом нагрузок от колонн покрытия - ловля блох.

ЗЫ. Встречавшиеся мне решения коллег по организации жесткого узла сопряжения колонны и плиты заставляют очень сильно сомневаться их нешарнирности.

[vedinzhener]

Сообщение от Axe-d ЗЫ. Встречавшиеся мне решения коллег по организации жесткого узла сопряжения колонны и плиты заставляют очень сильно сомневаться их нешарнирности.

ну да надо пластины наваривать по концам стержней колонны, заводить в плиту стержни проблематично. Однако даже просто заведенные стержни в плиту на глубину толщина плиты минус защитный слой, все-таки дают некую жесткость сопряжения, я бы не назвал это тоже шарниром.

[Axe-d]

Сообщение от vedinzhener ну да надо пластины наваривать по концам стержней колонны, заводить в плиту стержни проблематично.

Так вблизи крайних и угловых колонн надо еще и стержни плиты надежно заанкерить, причем при больших моментах (эксцентриситетах) анкеровку следует отсчитывать от нижней грани плиты. В идеале - арматура колонны должна "перетекать" в арматуру плиты, при том, что ширина эпюры арматуры в плите намного шире, чем колонна.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от vedinzhener Однако даже просто заведенные стержни в плиту на глубину толщина плиты минус защитный слой, все-таки дают некую жесткость сопряжения, я бы не назвал это тоже шарниром.

ну шарниры в ЖБ итак зовутся "несовершенными".

[konstryktor]

Сообщение от Axe-d Так вблизи крайних и угловых колонн надо еще и стержни плиты надежно заанкерить, причем при больших моментах (эксцентриситетах) анкеровку следует отсчитывать от нижней грани плиты. В идеале - арматура колонны должна "перетекать" в арматуру плиты, при том, что ширина эпюры арматуры в плите намного шире, чем колонна. ----- добавлено через ~2 мин. ----- ну шарниры в ЖБ итак зовутся "несовершенными".

А заведение стержней колонны в плиту с загибом разве не делает узел жестким? Всегда считал что такой узел по крайней мере ближе к жесткому чем к шарниру. Ведь для "превращения" узла в шарнир стержни колонны должны фактически разрушить бетон опорной зоне плиты, а на практике такого не происходит.

[vanAvera]

Сообщение от konstryktor А заведение стержней колонны в плиту с загибом разве не делает узел жестким? Всегда считал что такой узел по крайней мере ближе к жесткому чем к шарниру.

Конструктивные требования по анкеровке не выполняются. Радиус гиба 5d + минимальная длина прямолинейного участка=0.5Lan - не обеспечиваются. Плюс - в угловой колонне не вполне понятно куда загибать стержень внешнего угла.
Необходимо расчетным путем снижать момент в стыке колонна-плита.

[Grim]

Сообщение от vanAvera Конструктивные требования по анкеровке не выполняются

И сразу образуется шарнир!

[konstryktor]

Сообщение от vanAvera Конструктивные требования по анкеровке не выполняются. Радиус гиба 5d + минимальная длина прямолинейного участка=0.5Lan - не обеспечиваются. Плюс - в угловой колонне не вполне понятно куда загибать стержень внешнего угла. Необходимо расчетным путем снижать момент в стыке колонна-плита.

1) Что мешает загнуть по радиусу?
2) Угловой стержень загибать по диагонали.
3) Минимальной длины прямого участка - не хватает.
В теории да и правда не все соблюдается, но на практике проблем не возникает...
Как и на сколько предлагаете снижать момент в стыке?

[SergeyKonstr]

Сообщение от konstryktor 3) Минимальной длины прямого участка - не хватает. В теории да и правда не все соблюдается, но на практике проблем не возникает...

Offtop: Точно...

[mainevent100]

Сообщение от SergeyKonstr 99.docx

хм, т.е. радиуса загиба 5d вполне достаточно... а я обычно 10d гну

[SergeyKonstr]

Сообщение от mainevent100 т.е. радиуса загиба 5d вполне достаточно

Вроде как да.

[vanAvera]

Сообщение от konstryktor Как и на сколько предлагаете снижать момент в стыке?

Нужно снижать жесткость плиты в зоне вокруг колонны. Для начала 0.2E, при перекрытии 0.3Eи колонне 0.6E, но если запариться - можно сделать еще пару итераций, с пересчетом жесткости плиты - с учетом арматуры и трещин. Момент в верхних колоннах сильно снизится.
Если времени совсем нет - вставка шарнира в верх колонн поможет не промахнуться с нижним армированием плит, верхнюю арматуру можно поставить конструктивно.

Offtop: Если всем этим не страдать - то загиб d25 в плиту 200 на стройке превращается в порнографию. И в узлах РД, которые большинство скромно обходят, показывая загиб условно.

[vedinzhener]

Сообщение от vanAvera Offtop: Если всем этим не страдать - то загиб d25 в плиту 200 на стройке превращается в порнографию. И в узлах РД, которые большинство скромно обходят, показывая загиб условно.

если не получается навариваются анкерные пластины или шайбы к концу прямого стержня, все реально, если захотеть. А с шарнирами не так все просто будет, прогибы проверить тоже в таком случае надо и не факт что все пройдет + дополнительный расход пролетной арматуры, которая не компенсирует уменьшенную опорную, а оно надо?

[konstryktor]

Сообщение от vanAvera Нужно снижать жесткость плиты в зоне вокруг колонны. Для начала 0.2E, при перекрытии 0.3Eи колонне 0.6E, но если запариться - можно сделать еще пару итераций, с пересчетом жесткости плиты - с учетом арматуры и трещин. Момент в верхних колоннах сильно снизится. Если времени совсем нет - вставка шарнира в верх колонн поможет не промахнуться с нижним армированием плит, верхнюю арматуру можно поставить конструктивно. Offtop: Если всем этим не страдать - то загиб d25 в плиту 200 на стройке превращается в порнографию. И в узлах РД, которые большинство скромно обходят, показывая загиб условно.

В общем случае если сделать жесткость колонны больше жесткости плиты то момент в ней наоборот вырастет. Снижать жесткость локально в плите около опоры - не пробовал. Проще шарнир конечной жесткости ввести в колонне либо вообще крайний вариант: верхнее армирование плиты считать с жестким узлом, а нижнее с шарнирным.

d25 далеко не всегда требуется обычно 20 хватает причем по трещиностойости, а анкеровку нужно для арматуры требуемой по прочности считать...

[vanAvera]

Сообщение от vedinzhener сли не получается навариваются анкерные пластины или шайбы к концу прямого стержня, все реально, если захотеть.

Но это же не обеспечит анкеровку арматуры плиты в колонну?

Сообщение от vedinzhener А с шарнирами не так все просто будет, прогибы проверить тоже в таком случае надо и не факт что все пройдет + дополнительный расход пролетной арматуры, которая не компенсирует уменьшенную опорную, а оно надо?

Прогибы само собой. Что же насчет пролетной арматуры - я же не предлагаю чего-то выдумывать, все по СП 52 и СП 63. Трещины возникнут, жесткость снизят в опоре, верхняя опорная по факту будет меньше, чем от жесткого узла. Втыкание шарнира - это оперативный способ проблему решить, с запасом по пролету. По факту, разумеется, никакого шарнира нет и загиб в плиту все равно нужен. Но длину анкеровки нужно брать по фактически требуемому армированию, а его удастся обоснованно снизить из-за снижения изгибающих моментов.

Сообщение от konstryktor В общем случае если сделать жесткость колонны больше жесткости плиты то момент в ней наоборот вырастет.

Из строймеха и соотношения изгибных жесткостей элементов - да, но шарнир - это предел для локального снижения жесткости в месте контакта, а момент в нем равен нулю.

[vedinzhener]

Сообщение от vanAvera Но это же не обеспечит анкеровку арматуры плиты в колонну?

это почему? п.10.3.21 СП 63...последний абзац

[vanAvera]

Сообщение от vedinzhener это почему? п.10.3.21 СП 63...последний абзац

и 10.3.28 до кучи. Сам способ норм, только надо еще п 10.3.27 выполнить, и 10.3.25 никто не отменял.