|
||
| Правила | Регистрация | Пользователи | Поиск | Сообщения за день | Все разделы прочитаны | Справка по форуму | Файлообменник | |
|
![]() |
Поиск в этой теме |
![]() |
#1 | |
Монолитное перекрытие по профнастилу
Регистрация: 05.09.2005
Сообщений: 7
|
||
Просмотров: 193814
|
|
||||
конструктор Регистрация: 17.03.2005
Украина, Донецк
Сообщений: 786
|
Укладываю узкой гофрой вниз при реконструкции. Этот вариант наиболее благоприятен по массе перекрытия. Никаких требований СНиПа такой вариант не нарушает. Расчитываю такое перекрытие пренебрегая собместной работой профлиста и ж.б. плиты.
Кстати эта тема уже обсуждалась, поищите в форуме. В случае плоского перекрытия, работающего в двух плоскостях, все зависит от величины моментов. Может есть смысл эти участки сделать плоскими монолитными. |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 10.04.2004
Сообщений: 1,135
|
Михаил
Если потрогать этот вопрос, в пределах наших понятий. То вполне, можно определить, варианты употребления проф. настила, в составе монолитного перекрытия. Если применять настил с использованием его прочности, как составляющей армирования, а это можно сделать, да и нужно сделать, при работе плиты в одном направлении – вдоль гофр. То на это существует инструкция по методу расчёта ( если у Вас нету, она есть в Нормативах), в этом случае, понятно, настил стоит широким гофром вниз, дабы максимально использовать метал в растянутой зоне. Если у Вас есть необходимость, в устройстве плиты опертой по контуру, то использование проф. настила, сводится к роли опалубки ( иначе в этой схеме, он работать не может), а так же декоративной и защитной отделки. В этом случае, настил следует перевернуть узким гофром вниз, чтоб уменьшить объём бросового бетона. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 26.08.2003
Россия, Красноярск
Сообщений: 1,252
|
Если применять специальный профнастил с выштампованнми рифами, наш или аналогичный буржуйский - имеет смысл учесть его в работе плиты. Обычный профнастил лучше не учитывать. Надо отметить, что с одной стороны применение профнастила в качестве опалубки упрощает производство работ (строители такое решение любят), но с другой - перекрытие дорожает.
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 05.09.2005
Сообщений: 7
|
РЕКОМЕНДАЦИИ
ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ МОНОЛИТНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПЕРЕКРЫТИЙ СО СТАЛЬНЫМ ПРОФИЛИРОВАННЫМ НАСТИЛОМ Москва Стройиздат 1987 3.12. Профилированный настил рекомендуется ориентировать широкими гофрами вниз. При отсутствии гибкой арматуры допускается ориентация СПН узкими полками вниз. Это к пункту, что нет никаких запрещений. Если это для того, чтобы больше металла оказалось в растянутой зоне - то хорошо. Так как профнастил обычный и выполняет только функцию опалубки. А если из условия необходимой анкеровки арматуры (хотя вряд ли) - то плохо. И ещё вдруг появилось одно сомнение. Достаточно ли армирования только каркасами - не нужна ли арматура в поперечном направлении? Или с ролью перераспределения напряжений между ребрами справляется сам профнастил? |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 17.03.2005
Украина, Донецк
Сообщений: 786
|
Цитата:
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 04.03.2005
Сообщений: 83
|
Как раз в эту тему - буквально 5 мин. назад позвонил заказчик и долго удивлялся, почему в проекте профнастил ориентирован широкой гофрой вниз, мол, если ориентирован узкой, то выполнять стык гораздо удобней - "узкая на узкую - и всё". Я не смогла его убедить... :?
__________________
Труднее всего признаться в слабости себе самому |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 17.03.2005
Украина, Донецк
Сообщений: 786
|
FINE
А какие пролеты плиты и при расчете учитывался ли профилированный лист в качестве арматуры? Да, и как армирована плита? Пронин Михаил Здесь ведь речь идет не о пространственной работе каркаса, а о предотвращении выпучивания продольной сжатой арматуры (ну если не брать такие факторы как удержания продольных стержней в проектном положении при бетонировании и образовании трещин при "случайных" моментах). Возникает такой вопрос - учитывалась ли арматура в расчете как сжатая или принята конструктивно для образования плоского каркаса? Если сечение по прочности проходит без сжатой арматуры, тогда по СНиПу в часторебрестых плитах при высоте до 150мм поперечную арматуру в ребрах можно не ставить. В плоскости плиты сжатая арматура зажата бетоном, и, если выпучивание и произойдет, то это будет в плоскости ребра, что невозможно исходя опять же из упомянутой ссылки на нормы. А для фиксации проектного положения при бетонировании может подойти и противоусадочная сетка. Хотя честно говоря все это мои домыслы. Нормативных ссылок о которых говорит rakshin Цитата:
Есть правда еще один фактор, который нельзя не учитывать. В зависимости от размеров плиты, опирания (например область возле крайнего ребра защемленного в стене), моменты могут появляться как в пролете так и перепендикулярном направлении, что может приводить к образованию трещин. Короче, дабы не париться, обычно закладываю сетку диаметром не менее 6, которая одновременно является и распределительной и противоусадочной, и, если проходит, надопорной. |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 17.03.2005
Украина, Донецк
Сообщений: 786
|
Цитата:
по СНиП 2.03.01-84 п. 5.26 "В балочных конструкциях высотой свыше 150 мм, а также в многопустотных плитах (или аналогичных часторебристых конструкциях) высотой свыше 300 мм должна устанавливаться поперечная арматура. В сплошных плитах независимо от высоты, в многопустотных плитах (или аналогичных часторебристых конструкциях) высотой менее 300 мм и в балочных конструкциях высотой менее 150 мм допускается поперечную арматуру не устанавливать. При этом должны быть обеспечены требования расчета согласно указаниям п. 3.32." по СП 52-101-2003 п. 8.3.11 "В железобетонных элементах, в которых поперечная сила по расчету не может быть воспринята только бетоном, следует предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 0,5h0 и не более 300 мм. В сплошных плитах, а также в часторебристых плитах высотой менее 300 мм и в балках (ребрах) высотой менее 150 мм на участке элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, поперечную арматуру можно не устанавливать. В балках и ребрах высотой 150 мм и более, а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более, на участках элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, следует предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 0,75h0 и не более 500 мм." |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 17.03.2005
Украина, Донецк
Сообщений: 786
|
Ну если следовать этому п. Снипа, то здесь же
"Поперечную арматуру допускается не ставить у граней тонких ребер изгибаемых элементов (шириной 150 мм и менее), по ширине которых располагается лишь один продольный стержень или сварной каркас." Плитная часть в часторебристой плите не имеет своей арматуры, вот и возникает вопрос о необходимости поперечной арматуры в плитной части, если у других граней она не нужна. Также здесь "При проверке соблюдения требований настоящего пункта продольные сжатые стержни, не учитываемые расчетом, не должны приниматься во внимание, если диаметр этих стержней не превышает 12 мм и половины толщины защитного слоя бетона.", что опять относится к нашему случаю. Вопрос можно поставить так, можно ли использовать в плитной части только противоусадочную сетку (например ф3мм) ? Если СНиП это запрещает? Тогда как же трактовать п. 3.10 упомянутых рекомендаций "при отсутствии надопорной арматуры проектируют противоусадочную сетку, подбирая ее из расчета 0,02% площади сечения бетона над настилом, но не менее чем сетка ф3мм из проволоки Вр-1 с шагом стержней в 2-ух направлениях 200мм. Сетки располагают с отступом по верхней поверхности плиты на величину защитного слоя бетона, равного 15мм". |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 08.12.2007
Щелково, Москва
Сообщений: 180
|
Профлист всегда стараюсь укладывать узкой гофрой вниз - поэффективней засчет снижения собственной массы. А сетку поверху тоже всегда кладу в 2-х направлениях (хотя бы 4-ку). Учитывая что толщина плиты 100мм - мож и побольше). Поперечная арматура ток в одном напралении (в ребрах).
|
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 29.09.2005
г. Москва
Сообщений: 343
|
Господа конструктора, не забывайте что на опорах (если у Вас неразрезная схема)
бетон в гофре становится сжатым, и если стоит узкой гофрой вниз то площади бетона может и не хватить. Вообще какой гофрой укладывать это часности, я тут считю монолитное перекрытие по профнастилу на металлической балочной клетке. Шаг сетки колон 6х6м. Шаг второстепенных металлических балок поперек которых укладывается профнастил 2м. Собственный вес перекрытия s=160мм. 450кг./м2 Вес пола = 200кг/м2 Полезная нагрузка = 1200кг/м2 Считаю перекрытие по РЕКОМЕНДАЦИИ как тавровую неразрезную балочку опертую через 2м. получаю армирование в пролете (в низу гофры) = ф6мм. армирование над опорой = ф6мм. Проверяю в Лире тоже самое. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 29.09.2005
г. Москва
Сообщений: 343
|
Собирался уже рисовать рабочку, но дай думаю посмотрю как работает перекрытие совместно
металлической балочной клеткой на которой он лежит. Сказано сделанно и о ужас. Моменты и армирование в перекрытии возрасли в разы. Металлические балки загружены всего на 30%. И самое главное изменился характер армирования. Стало больше похоже на плиту 6х6 закрепленную по контуру. (Над второстепенными балками нет характерных изменений моментов и скачов поперечных сил. Все это осталось только над основными балками). |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 29.09.2005
г. Москва
Сообщений: 343
|
Долго подбирал армирование в физичеки нелинейной задаче. Стало лучше но несовсем.
Основное армирование: В гофре - ф10мм сверху сетка ф6мм 200х200 Дополнительное армирование над основными балками по оси Х = ф10мм. шаг 200мм. Дополнительное армирование над основными балками по оси У = ф12мм. шаг 200мм. По ставнению с первоначальным вариантом (по РЕКОМЕНДАЦИИ) две большие разницы. Господа, подскажите по какому варианту армировать? Спросить не кого. Мы сдесь все больше по металлу. |
|||
![]() |
|
||||
инженер-конструктор Регистрация: 20.12.2007
Щелково МО
Сообщений: 7,469
![]() |
to Андрей Т. - касаемо Вашей расчетной схемы плиты с балками - ищите ошибку в схеме. У меня моменты в плите пляшут в соответствии с второстепенными балками. Модель выполнена аналогично Вашей, плита завязана с балками совместными перемещениями вдоль Z.
На Вашем месте я бы армировал плиту плоскими каркасами, установленными в гофру (этакими лесенками, можно вязанными, можно сварными), плюс установил по плите распределительную сетку (ей удобно раскреплять каркасы в гофрах в проектном положении). Диаметр и шаг стержней распр сетки - дело вкуса. Армирование, приведенное Вами в посте №19 - вполне пригодное. P.S. Не все пользуют Лиру, поэтому приходится уточнять насчет модели вопросами. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 29.09.2005
г. Москва
Сообщений: 343
|
Да уж искал искал...
для Forrest_Gump Будьте добры, скинте свою расчетную схемку. У меня сомнения может балки у Вас жесткие, или плита гибкая, да и вообще как балки закрепленны, такое впечатление, что они вообще не прогибаются. За схемку армирования спасибо. В принципе так и собирался, только "лесенки" ставить над опорами. |
|||
![]() |
|
||||
инженер-конструктор Регистрация: 20.12.2007
Щелково МО
Сообщений: 7,469
![]() |
Схему скинуть могу, только она Вам нужна ли? Я работаю в Scad %-)
Главные балки имеют жесткое сопряжение с колоннами (вместо колон просто поставил соответствующие граничные условия), второстепенные балки шарнирно соединяются с главными. Плита имеет объединенные перемещения со второстепенными и главными балками по оси Z. Сечение главной балки - двутавр 30Ш2, второстепенные из двутавра с уклоном полок 16. Плита имеет толщину 16 см. Нагрузки распределенные - собственный вес и полезная с весом пола. |
|||
![]() |
|
||||
инженер-конструктор Регистрация: 20.12.2007
Щелково МО
Сообщений: 7,469
![]() |
to Андрей Т. - покопался в своей модели - нашел косячок. Подправлю - обязательно поделюсь моделью. Только возник вопрос - а чего так редко (2 м) идут второстепенные балки? При бетонировании профлист прогнется без дополнительных стоек снизу. Поднял свои чертежи - шаг балок был поменьше, порядка 1-1,3 м. Может из-за "редкого" шага балок (нет достаточной жесткости) нет четко выраженного эффекта по моментам?!
|
|||
![]() |
|
||||
Проектировщик Регистрация: 01.08.2006
Челябинск
Сообщений: 2,176
|
Я для варианта опирания по контуру из метбалок задавал плиты "полосатыми" - полоса с толшиной по рёбрам (толстая), полоса с толщиной по полке плиты (тонкая). Над балкой, проходящей вдоль ребер профлиста плита тонкая. И объединения перемещений здесь не нужны. Ну и не забывать понижать модуль бетона с учётом ползучести и трещин.
А вообще если лезть в дебри, то балки получают нагрузку от веса плиты и соотв. деформации на стадии бетонирования, а плита начинает работать только после набора бетоном прочности. Поэтому если пытаться уточнять схему, то для расчёта плиты, под балки нужно подставить упругие связи, которые компенсируют деформации блок от свежеуложенного бетона, но это уже на гране "ворожбы".
__________________
Понятно только то, что ничего не понятно. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 29.09.2005
г. Москва
Сообщений: 343
|
для Forrest_Gump
За шаг балок (2м.) я спокоен просчитал. Расчет понятный и не сложный проходит и Н57-750. Приведен в упомянутых выше РЕКОМЕНДАЦИЯХ, там к стати в конце есть пример с настилом Н80 и пролетом 3м. Так же в известном учебнике Горева и СТО 0047-2005 есть таблицы несущих способностей профлиста. Насчет недостаточной жесткости балочной клетки - так снижали металлоемкость до последнего, "заказчек" такой, пришлось применить балки с затяжками. Не смотря на трудозатраты. для Denbad За идею с "полосатыми" балками спасибо, покручу в суботу воскресенье. Как же без обьединения перемещений? Как тогда учесть совместную работу плиты и балочной клетки? Чем их связать? Согласен, что плита начнет работать только после набора бетоном прочности, когда балки уже сдеформировались и напряжены. Как правильно учесть это в расчетной схеме незнаю (может зарез модуль Лиры МОНТАЖ, но я с ним неработал). Поэтому балки я расчитывал без учета перераспределения нагрузки на плиту, а для плиты вышеназванный эффект идет в "запас". |
|||
![]() |
|
||||
инженер-конструктор Регистрация: 20.12.2007
Щелково МО
Сообщений: 7,469
![]() |
не сказал бы, что использование "полосатой" плиты есть верный путь - потому что ширина такой полосы становится уже меньше толщины плиты и, соответственно, перестает действовать идеализация для элемента МКЭ. Есть же рекомендации по назначению геометрических размеров конечных элементов
|
|||
![]() |
|
||||
Проектировщик Регистрация: 01.08.2006
Челябинск
Сообщений: 2,176
|
То что, "полосатя" плита не идиальная модель - само собой, но плиту пустотку когда руками считают, представляют её как тавровую балку и вперёд...
Суть моего варианта - создать плиту с разной изгибной жесткостью в перпендикулярных направлениях. Некоторые МКЭ комплексы позволяют задать такие характеристики, ЛИРА - нет, приходиться на выдумки идти. А объединять перемещения к чему?, пусть у метбалок и плиты будут общие узлы и всё. Квадратики плиты вокруг колонны можно выкинуть, потому как врядли арматуру сквозь колонну пропускать кто будет, и нечего этим пиком возле колонны картинку засорять.
__________________
Понятно только то, что ничего не понятно. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 11.01.2008
Сообщений: 8
|
сетку всегда нужно класть в 2-х направлениях, а плиты должны быть не меньше 150 мм
|
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 29.09.2005
г. Москва
Сообщений: 343
|
для Denbad
Я считаю, может и не правильно, что профлист используемый в качестве несьемной опалубки не дает жесткого соединения с балкой на которой он лежит. Поэтому обьединяются перемещения общих узлов только по Z. А как Вы считаете нужно устанавливать надопорную арматуру над второстепенными балками, как того пребуют РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ... ПРОФИЛИРОВАННЫМ НАСТИЛОМ ? для VanDerKeen Скажите если использовать такой каркас как основное армирование можно обойтись верхней сеткой только в одном направлении - поперек гофр профнастила? (Конструкция каркаса не моя, взял давно с этого сайта. Пользуясь случаем - автору искреннюю благодарность) |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 04.10.2007
Магнитогорск
Сообщений: 22
![]() |
Всем доброго времени суток. Внимательно прочитал данную тему, потому что сам недавно столкнулся с такой же проблемой, считал металлический каркас, с ж.б. перекрытием по профилированному листу, при содании расчетной схему основная рама, поперечная жесткая, а второстепенные балки, продольные, шарнирные, так же возник вопрос по определению опирания плиты на второстепенные балки, в них возникали не реальные эпюры моментов. Кстати Forrest_Gump обещал выложить свою схему расчета, мне бы тоже было бы очень интересно посмотреть
|
|||
![]() |
|
||||
Бумагомаратель Регистрация: 02.11.2007
Пермь
Сообщений: 1,542
|
Еще 2 таких вопроса спецам:
- верно ли не учитывать совместную работу бетона и СПН, если по расчету сам СПН проходит, а бетон используется только как заполнитель гофр (настил Н114, толщина бетона над настилом - 50 мм, бетон над настилом армирован только противоусадочной сеткой)? - верно ли считать профнастил по классическим формулам: 1 г.п.с.: М/Wx<=R*y, принимая Wx по ГОСТ 24045; 2 г.п.с.: f<=0.0088*qL^4/EIх, принимая Ix по ГОСТ 24045 ? |
|||
![]() |
|
||||
Сообщений: n/a
|
Цитата:
Наоборот стараются уйти от учета работы профнастилалиста, потому что тогда нужно обязательно предусматривать его огнезащиту, а на это как правило инвестор не идет - лишние траты, причем не малые. |
|||
|
||||
конструктор Регистрация: 18.07.2007
Москва
Сообщений: 161
|
Ситуация
Есть монолитное ж/б покрытие по стальным балкам (прогонам) с использованием в качестве опалубки СПН. Прогоны опираются на верхний пояс ферм. Стальные балки посчитаны с учетом сплошного раскрепления сжатого пояса. Возможны 2 варианта раскрепления а. Профнастилом с помощью самонарезных болтов. б. бетоном перекрытия с помощью "усов" приваренных к балке. Вопрос 1. При раскреплении по варианту а) предел огнестойкости СПН должен соотвествовать огнестойкости балок. 2. Огнезащита ферм допустима ли сплошным подвесным потолком по нижнему поясу. Если да -будет ли этого достаточно для огнезащиты СПН в уровне верхнего пояса (высота ферм -2 м, L=24 м, шаг -6 м) |
|||
![]() |
|
||||
тракторист Регистрация: 06.12.2007
Н.Новгород
Сообщений: 279
|
Пронин Михаил.
Читай об монолите по профлисту в теме "Крепление балки к балке" лист 4. В лом писать одно и то же 2 раза подряд.
__________________
Не каждое серое вещество имеет отношение к мозгу! Последний раз редактировалось AF9999, 28.03.2008 в 16:47. |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 24.09.2005
МО
Сообщений: 870
![]() |
to Андрей Т
Цитата:
Советую посмотреть. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 02.04.2007
Сообщений: 90
|
У меня тоже возник вопрос с конструированием монолитного перекрытия по профнастилу. Перекрытие размерами 2х6м. Тремя сторонами опирается на столбы, а четвертая сторона (6м) - на стену. Профлист Н - 75. Толщина перекрытия 60 мм (без профлиста). Думаю в гофры положить плоские каркасы и приварить их к сетке (диаметром 14), расположенной в нижней части плиты.
Как думаете, не упадет? |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 05.10.2007
р. Татарстан
Сообщений: 4,840
|
Цитата:
__________________
Категории - нет Главспеца - нет ГИПА - нет Начальник - архитектор |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 05.10.2007
р. Татарстан
Сообщений: 4,840
|
Цитата:
![]()
__________________
Категории - нет Главспеца - нет ГИПА - нет Начальник - архитектор |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 05.10.2007
р. Татарстан
Сообщений: 4,840
|
Цитата:
пролет небольшой в принципе 12-е с шагом 200 понесут, непонял зачем вам сетка, она фактически получиться в середине сечения (по верху профнастила ведь), там ее работа неэфективна, сетку можно при желании наверх положить (из Вр-ок), а можно и вообще без нее, смотря что выше. Ну и чем нагружать все это собираетесь? Много непонятного все таки.
__________________
Категории - нет Главспеца - нет ГИПА - нет Начальник - архитектор |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 05.10.2007
р. Татарстан
Сообщений: 4,840
|
Ну так оно и есть просто сетка в верхней части она зачем? Принцип ведт очень прост. В пролетах бОльшие диаметры в нижней части, а на опорах бОльшгие диаметры в верхней. Для экономии сетку можно положить лишь в опорной.
__________________
Категории - нет Главспеца - нет ГИПА - нет Начальник - архитектор |
|||
![]() |
|
||||
Проектирование Регистрация: 11.04.2006
Москва
Сообщений: 257
|
Получается балочная плита пролетом 6м толщиной (высотой) 140мм?? Это не хорошо..
Я бы сделал балку в направлении буквенных осей (к сожалению наименования буквенных осей не видно) и гофру переорентировал вдоль цифровых осей, тогда толщины будет достаточно. |
|||
![]() |
|
||||
тракторист Регистрация: 06.12.2007
Н.Новгород
Сообщений: 279
|
Не читал что вверху понаписано, поэтому обращаясь к 1 посту:
Я всегда закладываю армирование таких плит помимо каркасов в гофрах. Арматуру кладу в 2-х направлениях прямо на каркасы.Позже вставлю чертеж.
__________________
Не каждое серое вещество имеет отношение к мозгу! |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 05.10.2007
р. Татарстан
Сообщений: 4,840
|
Цитата:
получается: перекрытие 6х2 вдоль 6 на трех опорах балка (предположу что металл) от опор до стены гофорированный лист пролетом 2 метра. в нем каркасы. т.о каркасы работают на 2-х метровй пролет а балка на 6-ти метровый. Вроде бы все логично.
__________________
Категории - нет Главспеца - нет ГИПА - нет Начальник - архитектор |
|||
![]() |
|
||||
Конструктор (МК) Регистрация: 27.11.2007
Львів
Сообщений: 456
![]() |
У нас на объекте тоже перекрытие по профнастилу, второстепенные балки через 2 м, высота плиты 150 мм, балка работает совместно с плитой в месте ее опирания за счет "шпилек" - болтов, которые приварены к второстепенным балкам где-то через 150 мм вдоль балки и анкерятся за арматуру плиты. Вот такое решение. кстати, вариант это "буржуйский", так в Европе очень часто делают перекрытия, считалось даже по их нормам.
|
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 24.09.2005
МО
Сообщений: 870
![]() |
Цитата:
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 02.04.2007
Сообщений: 90
|
Нужно выполнить монолитное перекрытие, толщиной 60мм по профнастилу Н-75. Перекрытие должно опираться, на выделенные красным и заштрихованные элементы (кирпичные стены и колонны). Длина перекрытия - 6м. Ширина - 2,4м. Проблема в том, что заказчик не хочет, в местах на опорах (в осях 5, 6 и 7) класть балки, а хочет сделать эдакий монолитный пояс, к которому как-то, не знаю как, пристрелить профлист. Что делать?
Можно ли выполнить опирание таким способом? |
|||
![]() |
|
||||
проектировсчик Регистрация: 06.01.2006
Москва
Сообщений: 1,986
|
А мы применяем "корытообразные" каркасики, их ставить удобно в гофры профнастила, и поверху остается объединить шестеркой... Не падают никуда и не гнутся. Строители сначала нос воротили, а когда гнуть готовые каркасы приладились, понравилось. В вашем случае по 3 столбам я бы установил металлическую балку, а профнастил по ней разложил бы 2,4 метровыми кусками... Хочет он, блин! Можно, конешно, отлить балку-стенку сверху плиты перекрытия, она ограждением балкона будет...
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.06.2008
Сообщений: 1
|
Здравствуйте! Я не строитель, но приходится. Собираюсь делать перекрытия по профнастилу в бане. При использовании профнастила 75 выдержит ли он и не прогнется при заливке перекрытий шириной 2,5 м, 2.7 м и 3 метра. Армировать предполагается 8 или 10 мм арматурой внизу каждого греня и сверху сетка 6мм с шагом 15 см. ( Строители предлагают и сверху арматуру с шагом 20-25 см). Опирать перекрытие на все 4 стены, или только на те, куда перпендикулярны гребни настила. Можно ли эти перекрытия сделать заподлицо с наружным краем ростверка и сверху начинать возводить брусовые стены, или обязательно оставлять для бруса пространство на ростверке, а перекрытия опирать на 10 см ростверка? И еще вопрос не по теме. Для того , чтобы вода на стены в парной не попадала, можно ли внизу вместо 2 рядов бруа положить стенку в полкирпича, высотой в 4-5 кирпичей. Выдержит ли? Или нельзя?
Спасибо. Извините за непроффесиональный язык ![]() |
|||
![]() |
|
||||
Прочитал внимательно несколько тем по монолитному перекрытию по профнастилу, но нигде не нашел ответов на некоторые вопросы:
- не обсуждался вопрос по звукоизоляции этих перекрытий? - как физически сверлить отверстия для подвесных потолков в профлисте 0,9мм с бетоном? - нужно ли оговаривать в проекте упругие прогладки при бетонировании вокруг стальных колонн? - у меня получается диск перекрытия 12х30м, для того чтобы обеспечить работу перекрытия как тавровых неразрезных балок, нужно ли оговаривать устройство швов в бетоне в направлении волн ПН, скажем как это делается в бетонных полах? - |
||||
![]() |
|
||||
инженер Регистрация: 17.04.2007
город на Иртыше
Сообщений: 394
|
Цитата:
__________________
"... с людями теперь надо мяхше, а на вопросы смотреть ширше" |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Здесь кто-нибудь ещё есть? Подскажите, в процессе реконструкции заменяем деревянные перекрытия на монолит по профнастилу, несущие двутавры №24 остаются. Они идут с шагом 3 м, пролет 5,5 м, но при расчете с учетом веса бетона не проходят, получается перебор аж 13 кН/кв.см. Это и в самом деле слишком маленькое сечение для такого шага и веса, или ещё искать ошибку в расчете? Это здание полиции, нагрузок увеличенных не предполагается. На всякий случай прилагаю расчет.
Последний раз редактировалось SenMarti, 15.09.2011 в 10:09. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
макс нагрузка на перекрытие примерно 630 кг/м2. Если мало, попробуйте приварить к балкам стад-болты или коротыши и посчитать комбинированную балку.
С учетом только что выложенного расчета: 1.У вас слишком толстая плита перекрытия 350 кг/м2. Можно налить на 50 мм над гофорой и принять марку профнастила Н75 (хотя он вроде и у вас и есть, судя по массе). Уменьшите собственный вес монолита(примерно 200 можно сделать) 2.Коэффициент надежности для монолита принять 1,1 3.Коэффициент надежности керамзитов, стяжек, пола принять 1,3. Плитку можно и потоньше взять 8 мм к примеру) это 20 кг/м2 4.Длительная часть полезной нагрузки 70, а не 50 кг/м2. Но нам тут не надо его для расчета балок. писать "в т.ч. 150 кратковременной" - некорректно. К примеру если вы считаете перекрытие на кратковременные трещины, учитываете эту нагрузку как кратковременную с полным значением(200). а на длительные трещины - с пониженным (70) 5.Постоянные перегородки учесть как постоянную нагрузку 6. Не учтены коэффициенты по ответственности 7.Чет жирно 50 кг/м2 для вентиляции))) Последний раз редактировалось Сазоныч, 15.09.2011 в 10:29. |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Нагрузка на перекрытие - вы имеете ввиду на балку? Хорошо, спасибо за совет!
Плита 100 мм над верхней гофрой, это много? Так посоветовали конструктора) Правда, она ещё и на широкой гофре лежит... Сколько обычно принимают, 60-80 мм? Вы мне уже на все ответили оказывается)) Перегородки - штука временная, сносятся-возводятся, вообще убираются, поэтому к временным я и отношу. Ну по крайней мере мне так обясняли ещё в универе) Коэффициент условий работы вроде учитан, 0,9 в последней формуле. А сколько вентиляция весит? Последний раз редактировалось SenMarti, 15.09.2011 в 10:33. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
Цитата:
У вас профнастил 60-ка. На трех метрах не прогнется от веса свежеуложенного бетона?Это раз. И потом, У Н60 гофры узкие, не выполнится требование по защитному слою(20 мм в свету) и огнестойкости (25мм до оси арматуры). Я обычно кладу Н75 и 50 мм сверху Где коротыши, привариваемые к балкам? хотя бы через 3 гофры, для раскрепления балок из плоскости)) Цитата:
Воздуховоды - копейки, можно не учитывать(именно это я и имел ввиду). Вентилятор смотреть чертежи ОВ со спецификацией. Там может у вас мега-вентилятор висит на балках весом полтонны - тогда разработать мероприятия конкретно под него Последний раз редактировалось Сазоныч, 15.09.2011 в 11:00. |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Под настил предполагаются временные стойки. А насчет защитного слоя - как раз 15 я и беру, потому что по снипу ЖБК п. 5.5 в плитах толщиной до 100 мм вкл - 10 мм, больше 100мм - 15 мм. В таком случае даже в узкой гофре проходит. Кстати, в случае плиты по профнастилу какая принимается толщина плиты - вся целиком вместе с высотой гофры или только слой непосредственно над профнастилом?
Коротыши - это ребра к стенке балки что ли? Я ещё не досчитала дотуда, да и сейчас там их нет, а зданию уже лет 30 наверное... Или их в любом случае хотя бы конструктивно нужно ставить? Последний раз редактировалось SenMarti, 15.09.2011 в 11:12. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
Тогда теряется смысл монолита по профнастилу
Цитата:
смотря для чего Да. Кладете профнастил на балку, привариваете коротыш с прожигом профнастила к балке |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Почему же, когда бетон застынет, то вся конструкция будет работать вместе и прогибаться насколько надо (насколько рассчитана). А от больших нагрузок, возникающих при укладке бетона, как раз временные стойки должны помочь!
Да и вот в Рекомендациях: "Допускаются большие пролеты при устройстве временных опор на период бетонирования и вызревания бетона." И правда отменен! Только взамен него СНиП 52-01-2003, и там п.7.3.2 "...Толщину защитного слоя бетона для арматуры принимают не менее диаметра арматуры и не менее 10 мм". И всё. А вот в СП, который введен впервые, а не вместо того снипа, 20 мм. И кому верить? А,вы имеете ввиду анкеры, привариваемые к полке двутавра? Так они необязательны, без них просто прогон не будет работать как кобминированная балка, такое тоже допускается. Из каких норм берется 25 мм по огнестойкости для защитного слоя? Последний раз редактировалось SenMarti, 15.09.2011 в 12:11. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Из пособия по определению огнестойкости (Кучеренко) для обеспечения предела огнестойкости перекрытия 45 минут |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Большое спасибо!
Но есть ещё продолжение больного вопроса: 1.) При высоте монолита над верхней гофрой 50-80 мм плита не проходит по расчету по 1 ГПС. Ну то есть как не проходит: в первой же формуле αm (альфа м) получается больше 0,5, а в таблице зависимости относительной высоты сжатой зоны от этой альфы ее макс. значение 0,5. Что это значит? что данное сечение вообще не может существовать, что оно сжато по всей высоте? 2.) Тогда увеличиваем сечение, но тут уже существующая балка не выдерживает. Вы предлагали сделать комбинированную балку (привариванием вертикальных анкеров) - это должно повысить несущую способность балки? Не делала такой расчет, наш инженер против почему-то этой анкеровки, но если оно того стоит... |
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
Цитата:
Считайте по СП. нет там никаких альфа м и таблиц. У вас там вообще-то одинаковое армирование верхнее и нижнее. Mult=a*Rs*As*гамма. и все. и низнаю никаких альф. Формально относительная высота сжатой зоны будет 0 Анкера приваривать надо в ЛЮБОМ случае! Я ж грю, минимальное количество анкеров необходимо для раскрепления балки из плоскости. Можно расчетом определить минимальное количество и сечение анкеров, чтобы счиать конструкцию как комбинированную балку. Но расчет этот весьма сложный с точки зрения арифметики Последний раз редактировалось Сазоныч, 19.09.2011 в 15:21. |
|||
![]() |
|
||||
проектировщик Регистрация: 05.12.2006
Калининград
Сообщений: 337
|
Сообщение от Сазоныч
Цитата:
|
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
Цитата:
Кто сказал, что в комбинированной балке надо именно в каждом гофре ставить? по расчету) Цитата:
Он может выполнять только две функции: отделка и опалубка. Но не элемент связи |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Цитата:
Не очень понятен момент, как эти анкера привариваются через профнастил к балке так, чтобы не было прожогов настила? Чтобы соединить сваркой анкер и балку, надо в любом случае как-то через настил до балки добраться же? По-моему, только если сварить это все вместе, но тогда настил точно повредится. |
|||
![]() |
|
||||
проектировщик Регистрация: 05.12.2006
Калининград
Сообщений: 337
|
вот тогда как объяснить, что колонны защищают до следующей степени огнестойкости, а вертикальные связи - ни разу не видел. Да и в сов. сериях ж/б каркасы сборные, а связи металлические- не защищенные а степень здания как ж/б. Про коррозионную стойкость - думаю оцинкованный и замоноличенный (хоть и с одной стороны) профлист имеет не меньшую стойкость, чем крашенные металлические балки.
|
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 18.07.2008
Санкт-Петербург
Сообщений: 1,059
|
Цитата:
ОБЕСПЕЧЕНИЕ ОГНЕСТОЙКОСТИ ОБЪЕКТОВ ЗАЩИТЫ "5.4.2. Здания и пожарные отсеки подразделяются по степеням огнестойкости согласно таблице 21 N 123-ФЗ. К несущим элементам здания относятся конструкции, обеспечивающие его общую устойчивость и геометрическую неизменяемость при пожаре, - несущие стены, колонны, рамы, арки и фермы (кроме арок и форм бесчердачных покрытий), а также конструкции, обеспечивающие их устойчивость в случае пожара - связи, диафрагмы жесткости, элементы перекрытий (балки, ригели или плиты)." Так что все защищают. Вспучивающейся краской - снаружи она мало чем отличается от обычной. Больше ниче не знаю. В законе написано, что положено защищать и все тут. Балки то подкрашивают регулярно. Профнастил тоже ржавеет еще как. И потом, Есть определенная толщина слоя ржавчины, при которой процес коррозии практически перестает развиваться, что спасает толстостенные (порядка 10мм) колонны и балки. А вот профнастил 0,7 мм проржавеет насквозь |
|||
![]() |
|
||||
инженер-архитектор Регистрация: 23.06.2009
Королёв
Сообщений: 44
|
Цитата:
А что такое в данном случае а, защитный слой этой самой нижней арматуры? или плечо, то есть расстояние между центром нижней арматурой и серединой сжатой зоны? Последний раз редактировалось SenMarti, 20.09.2011 в 09:49. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-Конструктор Регистрация: 08.12.2010
Йошкар-Ола
Сообщений: 52
![]() |
многое по усилению отверстия зависит от места расположения отверстия в перекрытии, т.е. относительно стен, колон, балок... схему давайте и данные по плите, может у кого то, что то подобное было, на вскидку предложат)
__________________
Нам требуется все наше время и вся наша энергия, чтобы победить идиотизм в себе... |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 24.12.2013
Сообщений: 47
|
Здравствуйте, форумчане. Прошу вразумить меня по вопросу уже много раз поднимавшемуся, но на который ответ я не нашел. Я моделирую монолитную плиту по профнастилу по стальным балкам. Пользуясь рекомендациями из поста #28 сделал "полосатую" плиту.
В ручном расчете вырезаю таврик и считаю как многопролетную балку с опорами в местах опирания на второстепенные балки. Арматура проходит даже ф3. В ЛИРЕ плита работает иначе, эпюра моментов имеет вид не соответствующий теоретическому, а армирование во много раз превышает подобраное вручную. Подскажите, как грамотно смоделировать подобное перекрытие в ЛИРЕ? Заранее спасибо! |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 24.12.2013
Сообщений: 47
|
Для понимания. В ручном расчете армирование требуется в направлении гофр (т.е. только каркасик в гофре) да сетка сверху из ф3 Вр-I, а тут получается существенные моменты возникают и в другом направлении (тем более, что жесткость плиты в перпедникулярном гофрам направлении намного меньше). Балки второстепенные являются податливыми опорами и плита вместо того, чтобы опираться на них, вместе с ними прогибается.
Это бредовые мысли вслух, поэтому и прошу вразумить ![]() |
|||
![]() |
|
||||
гадание на конечно-элементной гуще Регистрация: 31.05.2006
Düsseldorf
Сообщений: 7,596
|
Konstruktivist, фигнёй занимаетесь - вот и все мысли
----- добавлено через ~4 мин. ----- у Вас сейчас опора "профлиста" через метр. надо сделать так, чтобы каждая волна опиралась на балку. тогда, может быть, хоть немного поближе к жизни будет |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Это еще что. Я знал одного товарища, который сам профлист считал задавая в лире оболочками вместе с гофрой - надеялся что чуть-чуть да возьмет моментов второе направление. На все мои уверения и пожелания не заниматься ерундой махал рукой. Посчитал. Чуда не произошло.
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 24.12.2013
Сообщений: 47
|
swell{d}, Жесть - много критиковать, но ничего не объяснять неопытному товарищу.
Реализация схемы никакая - согласен, не было времени поднимать элементы на жесткие вставки и т. д. Но дело даже не в профлисте. Допустим есть многопролетная балка загруженная равномерно распределенной нагрузкой. В 1м варианте - связи в узлах, во 2м - балка опирается на нижележащие балки. Естественно во 2м случае больше пролетный и меньше опорный момент. Так вот в задаче за которую вы меня так ... это обстоятельство особенно ярко просматривается, в то время как в ручном расчете принимается схема как в 1м варианте. Подобный вопрос уже поднимался, кстати, в этой ветке в посте #18, 19, но ответа тоже никто не дал. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Прогиб балок суть возникновение в них кривизны. Аналогичная кривизна возникает и в плите перекрытия. Кривизна при ненулевой жесткости приводит к возникновению изгибающих моментов вдоль балок.
k=M/EI где k это кривизна. Чаще всего жесткостью плиты вдоль балок пренебрегают, тогда и момент будет равен нулю. В запас несущей способности. Т.е. то что у Вас получается в ручном расчете. Можно не пренебрегать этой жесткостью, тогда момент в основном направлении немного уменьшится. Здесь можно наткнуться на дилемму, в случае если прогиб балок будет меньше чем Вы рассчитали. В этом случае Ваш расчет окажется неправильным не в запас несущей способности. Прогиб балок может оказаться меньше расчетного по разным причинам: в металле - например если нет нагрузки в соседнем пролете, в железобетоне еще из-за некорректного учета физической нелинейности. Поэтому реализовывать в лире тут нечего, об этом Дмитрий и сказал. Вопросу тут нет - уберите полностью жесткость в одном направлении и будет Вам счастье. |
|||
![]() |
|
||||
гадание на конечно-элементной гуще Регистрация: 31.05.2006
Düsseldorf
Сообщений: 7,596
|
я бы сказал так - уберите вообще плиту и приложите нагрузки от неё прямо на балки. плиту посчитайте руками, как тавры. так будет, по крайней мере, не опасно.
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 24.12.2013
Сообщений: 47
|
Спасибо. Так понятно. А все-таки как с увеличением пролетных моментов в тавре, если учитывать податливость опор. Нужно тавр считать как балку на шарнирных опорах закрепленных по z или необходимо учитывать жесткость второстепенных балок, на которые он опирается?
|
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Если заморачиваться, то надо задавать нагрузку в виде осадки опор, это не тоже самое что упругие опоры. И то тут очень много нюансов. Поэтому обычно этим тоже пренебрегают. Закрепите по вертикали и все. Учтите неравномерное загружение по пролетам временной загрузкой, от этого будет толку больше чем от учета осадки опор в данном случае.
|
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
уберите-уберите.. для ручного расчета, конечно, а если пространственную жесткость нужно учесть? Тут можно и ортотропный элемент учесть, но нужно иметь ввиду то, что это будет лучше, чем не учитывать пространственную жесткость, но чем больше шаг прогонов, тем меньше общего такое перекрытие имеет с реальным. Т.е. для жесткости горизонтальной сгодится, но для прогибов нет, как и в принципе для разгрузки балок, тут нужно быть аккуратным. Только многоребристая плита (модель по факту) даст нужный результат, просто трудоемкость создания такой схемы призывает пользоваться упрощенными моделями.
|
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Не проще задать для этого плиту средней толщины? Нагрузку либо прикладывать напрямую на балки как сказал Дмитрий, либо задать ортотропными элементами и задавать нагрузку реально.
Цитата:
был тут один товарищ, который утверждал, что в будущем железобетонные элементы будут рассчитывать абсолютно точно, задавая каждый камешек, арматуру и цементный камень объемниками. Ну что же, поживем увидим. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Вы не сделаете это перекрытие плоскими КЭ , можно конечно ортотропией поиграть но это тоже через какой то коэффициент для модуля деформации. Когда вы считаете вручную например по тем же рекомендациям НИИЖБ вы считаете "грубо говоря" отдельно плиту отдельно профнастил (ну и учитываете потом их совместную работу через коэффициенты корреляции) по разрезной схеме (или не разрезной) и с опиранием только поперек гофр, когда вы считаете в лире монолитное перекрытие балочное/безбалочное/ или какое угодно другое у вас уже иная схема как опирания так и распределения напряжения в сечении СТЖБ, поэтому у вас появится рабочая нижняя и верхняя арматура в обоих направлениях, чтобы совпали результаты (хотя в обычных калькуляторах этого просто невозможно достичь ну или вводить модуль деформации в каждом КЭ вручную и......... короче лучше даже не пробывать все равно пальцем в небо, нужно делать 100 проходов до некой сходимости непонятно к чему ) нужно ввести балки и свести задачу к опиранию по двум сторонам либо по разрезной схеме(шарнирно) либо неразрезной (жесткое соединение). Есть еще рекомендации ЦНИИПСК Мельникова (SKATO) и Hilti по таким перекрытиям и их расчету (от НИИЖБ они не далеко ушли и разработали более точное описание крепление такого перекрытия к балкам и не более того). Какой номер СТО уже не помню, но для экспертизы годится как обоснование принятых решений.
|
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
miko2009 Снова Вы?
Чего вдруг? В умелых руках можно что угодно использовать как отвертку. Про ортотропные элементы я уже сказал выше и это не единственный способ. Нет понятия для железобетона "модуль деформации", есть модуль упругости. И для учета пластических свойств бетона к нему вводят поправки, и даже могут называть его упругопластическим, но никак не модуль деформации. А модуль деформации у нас используется только для грунтов. Где автор сказал, что хочет учесть совместную работу? Цитата:
а ну да, я забыл - опять надо "хотя бы" ансис мекэникал чтобы перекрытие по профлисту посчитать. Товарищ вовсе не про крепление к балкам спрашивал - он не рассчитывает сталежелезобетонную балку, и никакие стад-болты и прочие элементы обеспечивающие совместную работу его не интересуют. Без учета совместной работы крепление делается конструктивно, но вопрос был совсем не в этом. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
Цитата:
Цитата:
offtop: много поклонников развелось в последнее время...... |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Ссылку на нормативный документ где написано: "модуль деформации бетона равен тому-то."
Ну и для стали заодно. Понятие "модуль деформации" вводится в наших нормах исключительно для грунтов. И то исключительно по той причине, что по сути иных методов расчета, кроме теории упругости, максимум с некоторыми поправками не придумано. Но чтобы не путать людей и не называть грунты упругой средой и ввели понятие модуль деформации. Т.е. используются методы теории упругости, но с поправкой, что имеется ввиду не именно упругость, а линейная зависимость между деформациями и напряжениями. Вот для грунтов эта величина нормируется и называется именно так. Для остальных материалов в наших нормативных документах применяется понятие "модуль упругости". Я Вам не это доказываю, а то что в разделе "Железобетонные конструкции" Вам лучше находиться только для чтения. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
offtop:Ну это твое мнение, у меня иное и я его высказал в одной из тем , ты обиделся , ну что ту поделать., видно еще не опытный , наберешься опыта может поймешь ......... |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
То что E не const это еще не значит, что это неупругий материал, это значит что материал нелинейный. Материалы могут быть: 1. Упругими линейными. 2. Неупругими линейными. 3. Упругими нелинейными. 4. Неупругими нелинейными. Для бетона вводится понятие модулей упругости, так как эта величина непостоянная, то вводятся понятия начального, секущего, касательного, приведенного модуля упругости. Нормативного понятия "модуль деформации" бетона нет для того чтобы не путать людей и рассчитывать бетон как квазиупругий материал учитывая ползучесть коэффициентом или мерой ползучести. Так Вы уже поняли, что там мягко говоря ошиблись с предварительным напряжением или еще нет? |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
СП 63.13330.2012
Актуализированная редакция СНиП 52-01-2003 формула 8.130 где Е - приведенный модуль деформации сжатого бетона, учитывающий неупругие деформации сжатого бетона и определяемый по формуле 8.131 у тебя со зрением проблем нету ? Цитата:
А вообще ты жжошь не по детски в знаниях ;D особенно в преднапряжении . В РБ же есть Тур, Турищев , Пецольд, Лазовский и тд. , есть же с кем проконсультироваться в этих вопросах |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Согласен, насчет модуля деформации погорячился. Понятие модуль деформации можно применять к бетону. И модуль упругости как частный случай модуля деформации.
Что в общем-то не исключает ошибочности остальных ваших измышлений. Да-да, вот сами и сходите к уважаемым людям и они вас просветят в вопросах распределения усилий в предварительно напряженных элементах до преодоления усилия обжатия бетона. Просто я в отличие от вас могу признать свои ошибки и учиться на них, что гарантирует мне неповторение их в дальнейшем. Вот мой график напряжений в арматуре предварительно напряженного элемента, из которого видно, что до момента трещинообразования (приблизительно 210кН*м) напряжения практически не растут. После образования трещин все растягивающие усилия воспринимаются арматурой и рост гораздо заметнее. Можете предъявить что-то подобное? Вряд ли. Последний раз редактировалось realdoc, 26.04.2014 в 15:24. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
Цитата:
Цитата:
И тут мимо ;D модуль упругости это всего лишь предел упругих деформаций на диаграмме сигма -эпсилон , если напряжения находятся в упругой стадии работы материала то они численно совпадут и тут нету никого частного случая, они всегда совпадают в упругой стадии. palexxvlad ну мне же человек советует даже не писАть ничего тут , я вроде как неуч оказывается ![]() |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Учитывать можно по разному в зависимости от желания и обеспечения совместной работы: 1. Учитывать только жесткость в своей плоскости, т.е. то о чем сказал ander, то что влияет на пространственную работу. Я бы задал плитой приведенной толщины - здесь даже ортотропные элементы не к чему. 2. Учитывать в работе стальных балок как сталежелезобетонный элемент. Считать что совместная работа обеспечена (возможно с проскальзыванием - в западных источниках есть графики усилие-сцепление). Посчитать сечение по нелинейной деформационной модели, получить жесткостные характеристики и их подставить в расчет каркаса. Если идти дальше, то можно учесть распор, можно учесть нелинейность таких элементов. Но я бы так не стал делать в практических целях. Т.е. посчитал бы балку выделено. Это если говорить о расчете именно каркаса. Если говорить о расчете именно перекрытия по профлисту, то тут я бы считал либо в одном направлении, если толщина бетона над гофрой мала, либо как ортотропную плиту если толщина бетона соизмерима с общей толщиной плиты, например гофра 75, общая толщина перекрытия 225. Но тут есть тонкость о которой я сказал - даже если посчитали плиту ортотропной и поставили арматуру второго направления. Все равно арматуру первого (основного) направления надо считать по балочной схеме - исходя из классической теории расчета по линиям излома, на которую "ортотропность" не распространяется. По всей видимости в этой теории и учтен факт, что прогиб в направлении балок может быть меньше расчетного. В свое время мои эти догадки подтвердил знакомый из НИИЖБ. Хотя я видел попытки в диссертациях опровергнуть этот факт и учитывать прогиб балок при расчете основного армирования. Доля истины в этом тоже есть. ----- добавлено через ~2 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~2 мин. ----- Revit'ом занимайтесь - там у Вас лучше получается. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
![]() Если перейти на ваш язык то напишите ссылку из СНиП или СП или ГОСТ или СНБ или ТКП EN или EN или DIN что : буду бить вашем же орудием ![]() |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
в нормах не приводятся понятия что является частного случаем чего. Не описывается же что изгибаемый элемент это частный случай внецентренно сжатого? Последний раз редактировалось realdoc, 26.04.2014 в 16:04. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
Цитата:
![]() |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Можно подумать у бетона только при сжатии нелинейность проявляется. Это в общем-то и в СП описано. С учетом того, что у бетона нелинейные свойства проявляются при любом уровне напряжений само понятие начального модуля упругости не имеет смысла. Поэтому по нашим нормам даже при кратковременной нагрузке модуль умножают на 0,85, а по Еврокоду модуль определяется при напряжениях 0,4Rb. Точнее fc по их обозначению. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
кубик сделать из бетона 10х10х10 он что будет проявлять нелинейную работу ? начнет сам по себе крошится и трещать ![]() |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Иначе весь метод предельного равновесия летит непонятно куда. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Видимо у меня действительно что-то со зрением....
Цитата:
Причем тут трещать. Нелинейность бетона не только и не столько трещинами определяется. Предел линейной работы для бетона? Не... это нонсен. Как я уже сказал, в еврокоде принимается 0,4Rb, у Карпенко вроде было что 0,3Rb. Но это условно. ----- добавлено через 55 сек. ----- А что есть пластический шарнир если не горизонтальная ветвь на диаграмме момент-кривизна? |
|||
![]() |
|
||||
Инженер-конструктор Регистрация: 13.10.2011
Москва
Сообщений: 2,359
|
Цитата:
![]() короче разговор зашел в тупик, я домой .......... |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Вопрос: а как же тогда получен начальный модуль упругости бетона? Ответ: при мгновенном загружении. Достаточно быстром, чтобы неупругие деформации не успели реализоваться в мере, которая способна повлиять на точность измерений. На картинке показано, что в Еврокоде не утверждается, что до 0,4Rb бетон работает упруго. Просто за модуль упругости бетона условно принимают величину равную секущему модулю в данной точке. Последний раз редактировалось realdoc, 26.04.2014 в 17:27. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
проще для того, кто не пытался пойти дальше. Не в укор, просто я тоже пользуюсь какими-то решениями, как базовыми, но когда-то приходит озарение/понимание, что что-то нужно менять и искать новые способы моделирования. Я раньше тоже так делал, но это не отражает близкой работы при перекосах здания в плане, а брать эти усилия ригелями и балками не всегда возможно, а в сейсмике, думаю, изначально нерационально.
это тоже из разряда "не проще ли..", ну зададите нагрузку реально, а перераспределение усилий в элементах каркаса получите ошибочное, особенно при большом шаге прогонов. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Давайте пока подумаем, что бетон работает без трещин. Просто ползучесть. При мгновенном загружении модуль равен начальному, при длительном - деформации будут раза в 3-4 превышать упругие. Т.е. мы имеем вилку по деформациям сдвига в 3-4 раза. Неужели погрешность задания плиты приведенной толщины больше? Я к тому, что нелепо моделировать часторебристую плиту для учета сдвига и не учитывать нелинейность бетона. Погрешности несоизмеримы. Я так думаю. Цитата:
Цитата:
Ну и немного философии: На мой взгляд усложнение моделей требуется в случае, если мы делаем такие конструкции, которые раньше просто бы не делали. Тогда на вопрос как бы ты посчитал это не будь у тебя лиры etc., я отвечаю: "Я бы не стал проектировать такое". Наверное можно придумать стальной каркас в котором указанные факторы играют такую роль, что я бы не стал его проектировать не посчитав с учетом реальных ребер. Но те стальные каркасы с перекрытиями по профлисту которые я видел такими не являлись. В любом случае, я бы не стал в большой модели задавать ребра. Взял бы небольшой участок, замоделировал ребрами, установил коэффициенты к жесткости ортотропной плиты и использовал бы их. Не знаю позволяет ли лира вводить поправочные коэффициенты отдельно к мембранным, изгибным и сдвиговым жесткостям, но этого бы точно было достаточно. Хотя может я и не понимаю чего-то... |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
realdoc, извините, но вы зациклились и видите в том, что написано "нож в спину". Если я что-то непонятно написал, то сейчас (после такого количества постов не по теме) уже не вижу смысла пытаться разъяснить свою позицию, т.к. текст относится совсем к другим постам.
palexxvlad уже пытался вернуть тему в нужное русло, я тоже попытался, что ж будем ждать новых участников, которых интересует конкретно тема обсуждения. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Да, я так и не могу понять, чем ортотропная плита отличается от часторебристой. Поясните если можете, лучше на конкретном примере. Давайте попробуем вместе воспроизвести какой-то пример. Получается надо объемниками делать? Готов вернуться к теме обсуждения полностью. Я достаточно много раньше проектировал перекрытий по профлисту. Расчет собственно перекрытия делал по балочной схеме как неразрезную балку. Армирование в нерабочем направлении ставил минимальное из конструктивных соображений. В расчете каркаса учет не требовался - здания состояли из системы плоских рам. Ветровая нагрузка на рамы одинаковая, кручения здания не было. Нагрузка от торможения крановых тележек настолько мала, что безусловно перераспределась перекрытием. Плюсом само перекрытие у меня было как правило профлист Н75, над гофрой 150-200мм. Т.е. жесткости в обоих направлениях соизмеримые. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
Цитата:
Цитата:
В вашем примере какова необходимость такого толстого перекрытия? |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Их же мы тоже задаем ортотропной плитой? если нужно в системе здания посчитать. Я пробовал и линейные шарниры вводить. Так тоже можно. Но ортотропной проще - с линейными шарнирами нужно четко проверять что они сгенерировались.
Только в пустотках ортотропность учитывает стыки. Т.е. надо исключить моменты в одном из направлений. Цитата:
У нас был крупный заказчик, который делал много таких перекрытий. Второстепенных балок мы не делали, шаг рам 6м. Соответственно при нагрузке 1200кгс/кв.м и более толщина 220-270 была оправдана. Насчет экономичности не скажу - заказчику предлагались варианты, он пальцем ткнул в такой. Делали конечно и тонкие перекрытия. Минимально вроде 60 над гофрой из условия бетонирования. Ваше предложение моделировать часторебристую плиту добавлением балок по гофрам? На жестких вставках или по оси? Или моделировать ребра оболочками другой толщины? В принципе попробовать оболочками разной толщины можно - завтра буду на работе, попробую. Может быть тогда исходить из того, что сжатие поперек гофр по определению идет по плитной части. В зонах гофр сжимающие напряжения отклоняются в гофру, но конечно незначительно. Допустим под 45 градусов. Тогда получается, что в расчет должна включаться приведенная толщина, в которой учитывается толщина плитной части, а по гофре берется толщина не более половины ширины гофры? Для Н75 и толщины над гофрой 100мм получим 100+90/187*(90/2)=122мм. Как Вам такой подход? |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
всегда нужно думать о том, что хотим получить в итоге, отсюда и методы моделирования.
Это о чем? Конечно, пустотку ортотропной плитой задавать, только что такое линейные шарниры? Авто генерация шарнира в виде объединения перемещений? Этот вариант годится, если отрыва плиты от несущих конструкций не происходит. Если про стык продольных граней, да нужно разрезать, но вряд ли там также можно оставить просто объединение перемещений, какая-то податливость там есть вдоль плиты, но это к вопросу точности - для чего считать, для каких-то глобальных случаев (прикидка для фундаментов), конечно, незачем. да вроде не оспаривается факт того, что ребристое перекрытие нужно считать как оболочку с подвешенными на жестких втавках стержнями. Только точность идеализации оценивать, не более того. Цитата:
Цитата:
Моделировать ребрами разной толщины не проще предыдущего варианта, а толку с такого моделирования еще меньше, про сходимость/точность пока молчу. такой эффект вряд ли будет иметь место - только при закреплении ребра к несущей конструкции и самой конструкции соединения с жесткостью, соизмеримой с жесткостью плитной части. Так что только толщина плитной части. Может, я не понял, о каком направлении идет речь, конечно, но подход с приведенной толщиной не оправдан, ведь мы используем ортотропную пластину, жесткости там вычисляются более-менее конкретно, но уточнить не мешает на тестовой задаче большей точности - подогнать, так сказать. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Да.
Чтобы временные опоры поставить с шагом 2м. 114-й получался дороже, 60-й соответственно требует меньшего шага временных опор. Цитата:
Т.е. кроме плитной части еще задавать балки таврового сечения на АЖТ? А почему таврового? Цитата:
1. Изгибная, мембранная в направлении гофр. 2. Изгибная, мембранная в направлении перпендикулярно гофрам. 3. Сдвиговая. У классических ортотропных элементов указываются модули по каждому из направлений, которые одновремено снижают очевидно и изгибную и мембранную и сдвиговую жесткость. Думаю что из-за этого если считать точно, то только классической ортотропной плитой тоже не обойтись - надо снижать жесткость отдельно по каждому виду. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
вы же говорили, что экономичность не оценивали, и заказчик просто ткнул пальцем; при таком количестве бетона и арматуры, думаю, незаметна разница в цене за счет профлиста, а вот экономичность по бетону и арматуре была бы, по-моему, очевидна; а так еще и количество временных опор и тд и тп. Ни в этом суть, конечно, приняли, сделали, чего уж там, просто интересен был подход.
А что вы хотите там увидеть? Изгиб "поперек" не сможет вовлечь ребро, ребро будет поддерживать плитную часть подобно тому как обычная плита опирается на балку. Ребро - доливка к плите и работает только в одном направлении, ну есть частичное кручение, в поперечном направлении работает плита и все передает на ребро, т.к. именно здесь сосредоточена наибольшая жесткость. Иными словами плита - перемычка между балками, на нее приходится нагрузка, она ее отдает на ребра, но эта перемычка работает в поперечном направлении на растяжение-сжатие, ну и сдвиг, причем лучше, чем ребра бы работали из плоскости, ну и обеспечивает раскрепление верхнего пояса ребер. Цитата:
да, не уточнил, я то в лире работаю. Там по паре модулей и поэффициентов Пуассона. я и говорил про подгонку, нужно тестировать в соответствии с тем, что приоритетно в конкретной задаче. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
В остальном понятно, спасибо за разъяснения. Цитата:
К тому же изгиб поперек гофр включает разное количество ребер в расчете на сосредоточенные или просто неравномерные нагрузки. Что тоже имеет место быть. Причем например при отсутствии нагрузки на части плиты - ситуация вполне реальная. Также арматура поперек гофр будет по расчету если мы считаем перекрытие на сдвиг. Интуиция конечно, подсказывает, что в практических целях конструктивная арматура будет больше. Но все же. Вот, т.е. отдельно допустим "поправить" мембранную жесткость нельзя. Это неплохо - это классическая ортотропная плита. Наверное этого будет достаточно в большинстве практических целей. Но могло быть и лучше :-) |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
в плитной части обычно арматурную сетку закладывают в верхней зоне, т.к. пролет плитной части не велик (а толщина мала и размещать 2 уровня негде, да поверхностные трещины словить), и момент образования трещин, скорее всего, не будет достигнут. Чаще всего она носит конструктивный характер, но сдвиг и сжатая зона в сечении с ребром вполне могут потребовать ее установки.
Сосредоточенная нагрузка влияет только на поперечную арматуру (вертикальную), на ее наличие по расчету, если это, конечно, ни пара сил, дающих крутящий момент, мне сложно такую нагрузку представить - какой-нибудь подъемник рядом с отверстием в плите.. в общем, неклассическая ситуация, которая, конечно, потребует каких-то решений. все верно, "скрипя сердцем" осознанно завышал мембранную составляющую, но в итоге начальный модуль не был превышен, тому и радовался.. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Цитата:
Цитата:
Да, мы тоже при малой толщине одну сетку делаем примерно на 1/3 высоты. Но это если нагрузка действительно близка к равномерно распределенной и/или запас по ребрам получается большой по конструктивным соображениям - при шаге прогонов 2м так обычно и выходит. |
|||
![]() |
|
||||
проектирование Регистрация: 01.11.2006
Кемерово
Сообщений: 2,891
|
ну как бы понятно, в случае сосредоточенных нагрузок нужны конструктивные меры распределения - горизонтальные рамы/развитие площадки опирания.
----- добавлено через ~5 мин. ----- Цитата:
Это тоже все слова - "нормальный расчет", потому что для меня одно нормально, для другого - другое. От поставленной задачи будет зависеть реализация. |
|||
![]() |
|
||||
Документооборот и управление Регистрация: 15.01.2014
Минск
Сообщений: 1,222
|
Ну собственно арматура второго направления (перпендикулярно ребрам) и образует в плитной части эту скрытую горизонтальную развитую площадку опирания.
Отдельно городить раму не всегда возможно - например по высоте размещения оборудования, да даже и по экономичности - дополнительная рама денег стоит. Это точно. |
|||
![]() |
|
||||
Structural Designer Регистрация: 15.11.2006
Ukraine
Сообщений: 103
|
Цитата:
__________________
Надо делать все хорошо!!!:good: Хреново само получится!!!:crazy: |
|||
![]() |
|
||||
Сообщений: n/a
|
Цитата:
В полупромке - АБК, склады всякие - особо о комфортности речи обычно не идет. А монолит по профлисту, особенно по стальному каркасу - это редко что-то из гражданского строительства. Можно минвату снизу клеить. Цитата:
12х30, мне кажется, можно и без швов залить. По крайней мере вспоминаю объекты - на таких площадях никто швы не оставлял. |
|||
|
||||
Проектирование заборов уже в прошлом Регистрация: 29.10.2009
Рязань
Сообщений: 2,089
|
Пробовал сверло по железобетону - через ф10 А500С прошло как сквозь масло. (Как холодный тупой нож через замороженное масло, но все же )))
Последний раз редактировалось Meknotek, 22.11.2016 в 11:53. |
|||
![]() |
|
||||
Сообщений: n/a
|
Meknotek, там немного другой процесс - ты когда арматуру задеваешь сверлом, у тебя сверло уже погружено в бетон, у него другого выбора нет, кроме как прямо ползти. А когда к листу снизу приставишь бетонное сверло, оно будет кататься влево-вправо по глянцевой окрашенной поверхности. У стального сверла на конце есть всегда наконечник (спасибо тому, кто придумал термин тавтология) острый. Я представляю себе процесс так - сначала стальным сверлом на пару размеров толще пройти профлист, потом бетонным уже в бетон лезть. Это либо сверла постоянно менять, либо две дрели под рукой держать. Трудновато, но решаемо, наверное.
|
|||
|
||||
Регистрация: 23.09.2013
Сообщений: 14
|
Короче нужна срочно помощь. Сильно горю по времени.
Нужно перекрыть пролет длиной 5 метров и шириной 6.3 метра. Простой частный дом. Без вспомогательных балок. - профлист несущий Н75 толщиной 0.9 мм - нижнее армирование вдоль ребер из стержней диаметром 14 мм - верхнее армирование сеткой из стержней диаметром 10 мм с шагом 200 мм. - общая толщина перекрытия 180 мм. Вопрос: выдержит? Если без расчетов никуда и кто-то готов взяться за расчет за вознаграждение, то вэлкам в личку. Просто реально не успеваю. Или лучше сделать простое монолитное перекрытие? Какое тогда армирование для него? Последний раз редактировалось and1, 28.02.2017 в 16:57. |
|||
![]() |
|
||||
Цитата:
Да, лучше простую монолитную плиту с опиранием по всем четырем сторонам, а не по двум, как получается с профнастилом.
__________________
Велика Россия, а колонну поставить некуда |
||||
![]() |
|
||||
Регистрация: 29.12.2013
Сообщений: 1,215
|
Потому что: представьте себя в центре вашей плиты с роялем в руках, итак:
--в случае балочной схемы (опирание по 2 сторонам), вес плиты и ваш вес с роялем распределяются на 2 опоры (идущие поперек профлиста), а те опоры которые идут вдоль профлиста работать практически не будут, т.к. жесткость плиты в этом направлении сильно меньше, соответственно и вся плита работает вдоль одного направления; -- в случае опоры по 4 сторонам сплошной плитой равной жесткости: вес плиты, вас и рояля распределяется по 4 сторонам и плита работает в 2х направлениях. Если бы пролёты были одинаковыми, то плита равномерно была бы нагружена по одному и по другому направлению, здесь же бОльшую нагрузку возьмёт на себя короткий пролёт, но и более длинный возьмёт на себя определённую часть (есть таблицы соотношений моментов для разных отношений пролётов, можно поискать). Арматуру можно будет положить меньшего диаметра чем задумано, с гарантией, не надо закупать профлист, проще отделывать (только съемную опалубку надо будет найти). На мой субъективный взгляд -- одни плюсы. Подбор арматуры и толщины плиты для обоих случаев в личку, недорого ![]() Последний раз редактировалось SkyFly, 01.03.2017 в 17:17. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 02.12.2011
Сообщений: 372
|
Цитата:
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 14.09.2011
Сообщений: 17
|
Здравствуйте, уважаемые специалисты! У меня похожий вопрос, но...
в общем по порядку: Перекрытие монолитное, толщиной 180мм по балкам стальным, шаг второстепенных балок-2м, главных-6м. 1. Как задать в скаде стальную балку с учетом совместной работы с бетоном? 2. Как задать в скаде без учета совместной работы с бетоном? 1. Задал балки, сверху плиту, узлы совместные, ввел жесткие вставки (опустил этим балки вниз под плиту). При этом варианте получается усилия N возле опоры балки космические и Qz вырастает. Почему так? Усилия N получится, потому что жесткие тела для скада абсолютно недеформируемые и от того и тянет ж/б балку. Как скаду задать реальную работу СЖБ??? 2.Здесь несколько вариантов: сначало задал просто балки и плиту совместными узлами, потом задал балки и плиту отдельными узлами и совместил перемещения по х, у и z. разница в усилиях получилась небольшая, но как задать правильно?? ведь даже с учетом того, что совместной работы бетона с балкой нет, всё равно часть нагрузки воспринимает балка, а часть ж/б плита. Считаю просто считать каркас без ж/б плиты неверно, перерасход стали получается большой, т.к. нагрузки по 2т. есть полезной и балки без того получаются 60Б1 главные. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 29.09.2008
Сообщений: 3,434
|
Цитата:
В сталежелезобетоне балки тянет? Так там специально ставят упоры или стат-болты, чтобы усилия с плиты на балки передавать. Вот и тянет балки. Нет упоров и стат-болтов? Тогда плита просто свободно лежит на балках и должна по ним проскальзывать. Тогда совместные перемещения только по Z. Понятно, что где то допустим в центре балки ставят объединение перемещений по Х, Y, Z и UZ - чтобы плита не "улетела" в свободное плавание. Если плиту "пристегнуть" по Х, У, Z во всех точках по балке, то это уже СЖБ. А вот делать просто совместные узлы плиты и балки - не надо. Обычно моменты с плиты на балку не передаются. Ну или у вас верхний пояс балки должен быть какой-то особо широкий, да еще и ребрами подпертый для жесткости. Ну, тогда балку может и начнет крутить вокруг ее оси. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 14.09.2011
Сообщений: 17
|
Цитата:
У вас перекрытие не по профнастилу? Тогда зачем вам писать в этой теме? В сталежелезобетоне балки тянет? Так там специально ставят упоры или стат-болты, чтобы усилия с плиты на балки передавать. Вот и тянет балки. Нет упоров и стат-болтов? Тогда плита просто свободно лежит на балках и должна по ним проскальзывать. Тогда совместные перемещения только по Z. Понятно, что где то допустим в центре балки ставят объединение перемещений по Х, Y, Z и UZ - чтобы плита не "улетела" в свободное плавание. Если плиту "пристегнуть" по Х, У, Z во всех точках по балке, то это уже СЖБ. А вот делать просто совместные узлы плиты и балки - не надо. Обычно моменты с плиты на балку не передаются. Ну или у вас верхний пояс балки должен быть какой-то особо широкий, да еще и ребрами подпертый для жесткости. Ну, тогда балку может и начнет крутить вокруг ее оси. Пишу здесь, потому что больше нигде не нашел похожей темы. Усилия 60Т. при Q=30т. это странно. по факту образуются трещины и таких усилий не должно быть. Да и Q=30т - много как то. поэтому и вопрос, как это в скаде задать. почему не надо??? разница вообще небольшая. попробую по x y убрать, посмотрю, что получится. А балка обычная 35Б2 и 60 Б1 |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 08.11.2010
Сообщений: 1,336
|
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 14.09.2011
Сообщений: 17
|
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Между узлами плиты и балки КЭ 51, после расчета если в нем усилия сжатия, плита давит на балку в этом узле, если растяжение - то плита "висит" над балкой. Зависит от жесткостей балки и плиты, условий изготовления плиты, наличия в балке всяких "усов" или упоров. По длине балки нет объединения перемещений в гор. направлении между плитой и балкой. там сдвиг.
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Offtop: Эт я чё-то заглючил. Не КЭ 51, а КЭ 55, двухузловой
А чё собрались выяснять чего-то? Для КЭ 55 усилия не вводятся, они для него получаются. Нет. Зависит от усилия в КЭ 55 и от деформации половины плиты и половины стенки балки (если моделить плиту и балку узлами по середине их геом. линий). Не усилие, а жесткость из закона Гука деформацию через относительную деформацию, а жесткость R=N/деформацию. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 14.09.2011
Сообщений: 17
|
Цитата:
А выяснить я хочу следующее: пройдут ли балки у меня без учета совместной работы, чтобы не считать упоры на сдвиг и не бадаться в будущем с экспертизой. просто балки задавать без бетона не вариант. Громадные сечения получаются.. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
А кто лёгкую жизнь обещал? Сами лезете в эти дебри.
На провокационные вопросы не отвечаю. Возможно будет не много, коль так. Ну зависит от площади захвата одного КЭ 55. Где плита "висит" над балкой, там вообще КЭ 55 не будет (отрыв). Навалите всю нагрузку на них, пройдут. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 08.11.2010
Сообщений: 1,336
|
Вы ж спрашиваете, как задать без учета совместной работы, а теперь сами говорите, что плита все же воспринимает. Тогда не считайте без учета совместной работы. Вы уж определитесь, учитываете вы совместную работу или нет.
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 14.09.2011
Сообщений: 17
|
Цитата:
можно сделать усы балке, тогда она не будет воспринимать сдвиг, но плита же это не просто жидкий материал, а несущий элемент, который в пролете 6 м вполне себе работает и без учета совместной работы. Т.е. момент всё равно не должен быть таким же как если бы я задал линейную нагрузки вместо плиты. Понимаете о чём я? |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 10.02.2007
Сообщений: 1,077
|
Akon28-10
Если балки будут поддерживающими элементами для опалубки плиты (без временных стоек), не забудьте балку посчитать на нагрузку от свежеуложенного бетона, естественно без учёта "работы" плиты. Конструируйте так, чтоб это было легко рассчитать. Работа конструкции должна быть прозрачной и однозначной. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 08.11.2010
Сообщений: 1,336
|
На самом деле, совместная работа плиты и балок продолжается, пока трение между балкой и плитой способно противостоять сдвигу. Учитывая ваши нагрузки, интуитивно понятно, что оно на это не способно. Я б задал плиту нагрузками. Если это не бюджетный объект, экспертиза не докопается.
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 14.09.2011
Сообщений: 17
|
Я бы с радостью так и сделал. Да вот сечение получится 70Б1(а то и больше) и высота этажа полетит, там много чего потянется, плюс расход метала... Изначально задавал 60Б1 с уверенностью, что с запасом пройдет.. а потом технологи выкатили нагрузочки "неожиданные" вот ломаю голову над СЖБ
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 08.11.2010
Сообщений: 1,336
|
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 29.09.2011
Сообщений: 30
|
Уважаемые форумчане, помогите с проблемой. А она следующая: монтируем перекрытие по профлисту. Раскладываем каркасы в гофры. Каркасы - две продольные арматуры, связанные между собой поперечными арматурами. Поперечные арматуры выходят за край продольных. Ставим каркасы на профлист, опирая их на поперечные арматуры. Технадзор докопался, говорит, что так ставить нельзя. Что и концы поперчных арматур должны быть под защитным слоем. Как ему объяснить, что это нормально? Что если концы поперечной арматуры опираются на профлист и при этом продольная полностью остается в бетоне, то это нормально. Все обыскал, нигде ответа не нашел.
Заранее спасибо. |
|||
![]() |
|
||||
Оснащение проходки горных выработок, ПОС, нормоконтроль, КР, АР Блог Регистрация: 30.01.2008
Ленинград
Сообщений: 19,449
|
СП 63, защитный слой для поперечной нерабочей арматуры.
Цитата:
__________________
"Безвыходных ситуаций не бывает" барон Мюнхаузен |
|||
![]() |
|
||||
инженер Регистрация: 25.04.2006
Москва
Сообщений: 1,207
|
Цитата:
|
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,500
|
Tyhig, разве приведенная Вами цитата относится к поперечной?
п.3.63 Руководства по конструированию: Цитата:
|
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 29.09.2008
Сообщений: 3,434
|
Цитата:
Другое дело, что в реальности на это не обращают внимания и надеются на то, что сам профнастил защитит арматуру. Профнастил, как правило, имеет покрытие - пластикатовое или цинковое. Но он бывает и без покрытия. Тем более, что профнастил у вас всего лишь несъемная опалубка. Так что единственное что вы можете попытаться объяснить технадзору - это рассказать о качестве вашего профнастила. Но он имеет право к вам не прислушаться. Закладные детали требуется защищать от коррозии. Их наружную часть оцинковывают или красят. Во всяком случае - НОРМЫ этого требуют. Последний раз редактировалось Leonid555, 24.05.2017 в 17:11. |
|||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 14.08.2014
Псков
Сообщений: 7,338
|
Цитата:
Это я к тому, что у арматуры закладных деталей защитный слой тоже не соблюдается. |
|||
![]() |
|
||||
Инженер Регистрация: 27.05.2007
Сибирь
Сообщений: 2,970
|
Тут ведь вот еще какая загогулина.
Есть же нормируемая длина анкеровки арматуры. Формально это не имеет связи с толщиной защитного слоя, однако, наверное, все же подразумевает, что все защитные слои соблюдены и поперечная арматура не отслоится от бетона... ![]() |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 29.09.2008
Сообщений: 3,434
|
Цитата:
Я вам больше напишу - в принципе то можно и не соблюдать защитные слои, но тогда придется обрабатывать саму поверхность жб конструкции - наносить всякие гидрофобные обмазки и т.д. А они сами по себе то не вечные (как и любая краска), так что придется проводить такую обработку регулярно. Бетон тоже защищают от коррозии! (А не только металл.) Если в проекте вот такая защита предусмотрена, то и флаг вам в руки. Но вот в случае, описанном arendator, наверняка никаких специальных мер проектом не предусмотрено и строителями не выполнено. А профнастил там наверняка рассматривают просто как несъемную опалубку, судьба которой после набора прочности жб плитой уже никого не интересует. Так что трудно ему будет спорить с технадзором. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2016
Сообщений: 55
|
Добрый день!
Прошу подсказать правильно ли я понял: При монолитном перекрытии без использования профлиста в качестве внешней арматуры, постановка анкеров (станд-болтов) все равно обязательна? При постановке анкеров: расчет плиты и металлической балки должны производиться с учетом их совместной работы? Или нет? |
|||
![]() |
|
||||
Личинка проектировщика Регистрация: 15.05.2013
Сообщений: 998
|
alexey_641, а как вам нужно ? Если хотите учесть мет. балки в расчете, то ставите стад болты и считаете их на срез. Если хотите отделить мух от котлет, отдельно считаете мет. балки, отдельно жб плит и стад болты ставите конструктивно, чтобы перекрытие не "играло".
Я обычно поступаю следующим образом, считаю все отдельно, анкерные устройства (усы, стад болты и иже с ними) и их шаг подбирают из расчета передачи поперечных сил при работе жесткого диска перекрытия, и необходимости раскрепления сжатого пояса балок.
__________________
Специалист по аварийному проектированию. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2016
Сообщений: 55
|
Mistake, просто насчет конструктивной постановке станд-болтов (анкеров) узнал не так давно и примеры, которые были видел по этой теме были наподобие примера по СТО АСЧМ 0047-2005.
Я так понимаю в случае бетонирования и эксплуатации плиты - раскрепление балки профлистом будет недостаточно. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 10.09.2007
Сообщений: 10,592
|
- нет.
Цитата:
- если засаморезить часто, то достаточно. |
|||
![]() |
|
||||
Личинка проектировщика Регистрация: 15.05.2013
Сообщений: 998
|
Цитата:
![]()
__________________
Специалист по аварийному проектированию. |
|||
![]() |