[Serz]

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

[Dmitri]

Точно такой сетки не попадалось, да и вообще сетки колонн в последнее время получаются в основном неравномерные (ох уж эти архитекторы). А какую приняли толщину плиты, если не секрет?

[Serz]

Dmitri>
Да, пока думаем. Наверное 200 получится.
А точно такую сетку и не надо. Меня больше интересуют анкеровка, расположение поперечных стержней, ну, и т.д.

[Concreteb30]

Помойму у меня есть гдето с сеткой 6х6 безбалочное, колонны 500х500, с ядрами жесткости (лифтовые шахты и лестничные клетки)
подойдет?

[Serz]

Concreteb30>
Был бы очень признателен.

[Дмитрий]

А кстати, как культурно (без перфорации и заполнения шва пенопластом) выпустить консоль монолитной плиты перекрытия на улицу (для открытой лоджии) и чтобы не было мостика холода?

[Concreteb30]

Serz v voskresenye vse budet uteby, да толщина перекрытия 200

[vv]

А нельзя ли и мне? Интересно посмотреть на поперечную арматуру.

[alex-alex]

Дмитрий> Ежли без термовкладышей то утеплить плиту сверху, снизу, а возможно и с торца

[Concreteb30]

VV->Можно только я сначала найти файлы попроекту должен,

А чио касается плиты можно чехольчик из войлока сшить,
можно даже из белого - Генеральского, летом снимаешь ив химчистку , а зимой на место одеваешь.
посмотришь на фасад и Ляпота!!

[Prokurat]

200 мм для пролета 7,5 м маловато будет по прогибам, разве что уменьшить крайние пролеты

[ilka_t]

А нельзя ли мне бросить пример, интересно посмотреть....

[Дмитрий]

Concreteb30->

чио касается плиты можно чехольчик из войлока сшить, можно даже из белого - Генеральского, летом снимаешь ив химчистку , а зимой на место одеваешь.

А это идея! :idea:
Да, и если не затруднит, скиньте и мне образец...

[Concreteb30]

Хорошо скину, я так думаю если господин модерратор разрешит я все в разделе чертежей выложу.
Да чехольчик можо с подогревом сделать, и зимой на ем газон растить, по безгрунтовой технологии. [sm167]

[Serz]

Насчет узелка без термовкладышей - см. скриншот
[ATTACH]1077876893.jpg[/ATTACH]

[Serz]

И еще один.
[ATTACH]1077877269.jpg[/ATTACH]

[alex-alex]

Serz> а на чем стоит наружный слой кладки :shock: :?: Меется в виду 1-й чертеж

[Serz]

Сомнения понял.
Просто на утеплителе. Это пеноплекс. Нижний ряд тычковый, торчит на полкирпича, над ним ложок облицовки и тычок, перевязывающий с внутренней стеной. А облицовочная верста заанкерена через утеплитель в основную кладку по всей высоте этажа.

[Дмитрий]

А так?
[ATTACH]1077915628.jpg[/ATTACH]

[Dmitri]

Может быть узлы сборно-монолитной серии КУБ (каркас унифицированный безригельный ) http://www.oir.ru/stat/perek18.html могут быть полезны. В свое время работал в одной из бывших шестнадцатых республик, местные власти не уже разрешали применять советские серии без утверждения и разработки своего государственного стандарта. Остались некоторые наброски в АКАДе, могу поделиться.

Кстати, вариант утепления балкона Дмитрия мне наиболее приглянулся. Не думаю, что утепление торца при вылете метр и более может дать какой-то эффект. Вызывает некоторое сомнение достаточность утепления балконной плиты сверху керамзитобетоном, но тут последнее слово должно остаться за теплотехниками.

[Serz]

Дмитрий>
Керамзитобетона точно мало. Это я как дохтур...
Понял, что это балкон, т.е. со стороны минусовых температур.
Вылет, наверное, где-то 1200?
Dmitry>
Промерзание без утепления торца абсолютно точно возможно (естественно, при очень низкой температуре за бортом и не очень высокой в здании, при давлении парциальном соответствующем...) по линии бетона, начиная с торца балкона и заканчивая помещением. Проверить можно расчетом на точку росы.
Я наблюдал подобное в декабре 2002 в Москве, когда было -30, а здание только сдавалось и внутри было около +5. Наледь была -мама не горюй. Где-то в старом форуме и фотографии есть.
Именно поэтому на моем втором скриншоте утеплен весь балкон.
А в первом скриншоте - эркер. Т.е. на консоли - жилая комната.

Кстати, пенопластовые вставки - не панацея. Можно доказать, что при определенных условиях промерзание может быть. Армирование усложняется. Выполнять муторно. Не люблю я их. Поэтому и пытаюсь сочинить некий узелок.

А самый лучший выход - навесной теплый вентилируемый фасад - все проблемы с мостиками холода решаются на ура.

[Дмитрий]

Serz->

Керамзитобетона точно мало.

Это - по вкусу... Я ж так, на глаз.
Изображен действительно балкон с вылетом ну этак 1,2-2 м.
Кстати, бетон, хоть и плохой, но тож теплоизолятор, так что с торца не должен насквозь промерзнуть, перекрытие изнутри-то теплое. А воще надо бы температурные поля в плите прикинуть и тогда уже что-то утверждать.
Принципиальное решение - сверху шлепнуть керамзитобетона, снизу подшить эффективным утеплителем.
Закрытие торцов представляется мне сложной и малополезной технологической операцией.

[Dmitri]

Сообщение от Serz Керамзитобетона точно мало.

Эт смотря для какого региона, в Сочах может быть и сгодится

Сообщение от Serz Промерзание без утепления торца абсолютно точно возможно (естественно, при очень низкой температуре за бортом и не очень высокой в здании, при давлении парциальном соответствующем...)по линии бетона, начиная с торца балкона и заканчивая помещением.

Serz>В жилых зданиях, а в основном в них устраиваются балконы, расчетная температура внутреннего воздуха совсем не +5 градусов. Какая нам разница, промерзнет оно в процессе строительства или нет, главное, чтобы потом было комфортно.
Тут действительно, неплохо было бы проанализировать температурные поля в бетоне плиты утепленной по различными способами. Вот только глаза недавно открыл, не соображу как это проделать.

Относительно термовставок согласен, не панацея, и муторно, но уйти от них, увы, удается не всегда.

Сообщение от Serz А самый лучший выход - навесной теплый вентилируемый фасад - все проблемы с мостиками холода решаются на ура.

В жилье вентилируемые фасады встречаются нечасто - дорогие они.
Да и проблему утепления консольной балконной плиты все равно надо как-то решать.

[alex-alex]

Эх, студенческие годы. У меня тема дипломного проекта была -"Жилой 9-ти этажный дом из безригельного каркаса сборно-монолитной серии КУБ". Довольно интересная серия, но очень много сварки на монтаже.
А насчет утепления консольных участков перекрытия, выступающих на улицу, кроме термовкладышей и полного утепления плиты со всех сторон других способов не встречал

Сообщение от Dmitri Может быть узлы сборно-монолитной серии КУБ (каркас унифицированный безригельный ) http://www.oir.ru/stat/perek18.html могут быть полезны.

Более подробно- ОПЫТ ПРОЕКТИРОВАНИЯ И СТРОИТЕЛЬСТВА ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ В КОНСТРУКТИВНОЙ СИСТЕМЕ “КУБ-2,5”
http://sv.as-stroi.ru/pss/05-03/construc3.shtml
Ине только это

[Concreteb30]

Други завтра с утра закидываю обещанное перекрытие.

[Concreteb30]

Други Всем отослал кто просил, перекрытие, кто не получил
дайте знать.
С уважением
ConcreteB30

[Prokurat]

На счет утепления торца балконной плите.

Считал раньше поля температур балконной плиты в ANSYS. Жаль не удается разыскать данный расчет. Считаю торец можно не утеплять.

[Дмитрий]

alex-alex->
Спору нет - утеплять надо!
Вопрос в том, как и сколько...

Насчет толщины керамзитобетона - конечно, можно положить и 10 и 15 см, но, наверное, не хорошо если пол балкона/лоджии будет толще, чем в помещении (5 см керамзитобетона+покрытие). Вода будет затекать и т.п.

Prokurat->

Считал раньше поля температур балконной плиты в ANSYS

Интересный подход, но, к сожалению, я мало знаком с этим вопросом...

Concreteb30->
Кажись, не получил...

[Serz]

Сообщение от Concreteb30 Други Всем отослал кто просил, перекрытие, кто не получил дайте знать. С уважением ConcreteB30

ConcreteB30>
Все получил. Спасибо

[Concreteb30]

Дмитрий, я тебе завтра еще раз вышлю, просто все на работе, а на форум я залез когда уже дома был.
Да с удовольствием выслушаю КРИТИЧЕСКИЕ замечания,
они особенно ценны.

[Dmitri]

Сообщение от Concreteb30 Помойму у меня есть гдето с сеткой 6х6 безбалочное, колонны 500х500, с ядрами жесткости (лифтовые шахты и лестничные клетки) подойдет?

Concreteb30> Если не затруднит, будьте добры и мне пошлите пожалуйста.

[Concreteb30]

Дмитрий и Dmitri, проверте мыло все отослал
С уважением Я

[Dmitri]

Спасибо, все получил.

[Дмитрий]

Аналогично, спасибо.

P.S. Уже посмотрел вполглаза...
Вы, однако, придерживаетесь научного подхода (что не может не радовать ): дополнительную верхнюю арматуру в узлах колонн в проектах нынче редко увидишь... Лень давать узлы.
Самые ходовые варианты (подчас даже независимо от пролета) - вся арматура ф12 (ф16) с шагом 200. В отдельных случаях и 20-ю ухитрялись закладывать (в перекрытии паркинга).

[micle5]

2 Concreteb30

Помойму у меня есть гдето с сеткой 6х6 безбалочное, колонны 500х500, с ядрами жесткости (лифтовые шахты и лестничные клетки) подойдет?

А не могли бы вы и мне выслать? Был бы очень благодарен.

[Concreteb30]

Дмитрий, что я могу сказать, в общем да но вот 200 мм для такового перекрытия маловато, я бы предпочел сделать 250-300, но заказчик уперся и ни в какую "не хотим повышать высотность здания"
бред какой-то, все попытки объяснить что ~1050 мм существенного влияния на высотность не окажут окончились ни чем.
А принцип мы взяли простой: укладывается стандартная сетка из стержней диаметром 10, а в местах где необходимо усиление,
дополнителные стержни - добор до необходимой расчетной площади.

Диаметр стержней основной сетки можно естей ственно менять по необходимости.

Вся горизонтальная нагрузка воспринимается ядрами жесткости.
на что онные ибыли расчитаны.

[Concreteb30]

micle5 ->
Check your e-mail
или проверь мыло

[Prokurat]

Господа скиньте кто-нибуть и мне чертежи по перекрытиям. Хочется продегустировать.

[micle5]

2 Concreteb30

Получил. Большое спасибо.

[Concreteb30]

Prokurat,
я тебе все скинул, кстати мог сразу ко мне на мыло скинуть я бы прислал давно

[Dmitri]

Коллеги, а не проектировал ли кто монолитные ж.б. перекрытия по стальному профнастилу? Интересуют предпосылки для расчета и конструктивные узлы. Как решаются консоли?
Заранее благодарен.

[Concreteb30]

Проектировали.

Перекрытия по металическим балкам, по профнастилу толщиной от 120 и более, колонны железобетонные или сборные, пролеты от 9 до 12 м, для свободной планировки.

все соединения в узлах балок на высокопрочных болтах, само перекрытие считалось как стале железобетон,
в остальном все как обычно.

Кто знает Тишинский рынок в москве, он сделан нами (гл. проекта инж. Павел Ильич Френкель, архитектор Скреденас Александр Владиславович)

[Prokurat]

>> Concreteb30

Просмотрел чертежи, все в норме и несколько своих соображений.

1. Выдавить из заказчика бетон В30 у нас достаточно проблематично. Завидую.
2. Для таких пролетов я применяю плиту 22 см при бетоне В25.
3. Мы избегаем применения арматуры соседних диаметров в конструкции и на строительстве (например ограничиваемся ф 10,12,16,20,25), чтобы не было путаницы. Арматура ф8A-III на нашем рынке не существует. Ни разу не видел в жизни.
4. Учитывая скудность наших бюджетов на проектирование, приходится упрощать рабочие чертежи и уменьшать количество арматурных позиций. Это ведет к незначительному перерасходу, но упрощает чтение чертежей малограмотным подрядчиком, для которых схема армирования, как для меня схема телевизора.

>> Concreteb30
А не могли бы Вы и мне выслать?
sinuss401C@hotmail.com

[Concreteb30]

Sinuss->
Я тебе отправил проверь мыло

Prokurat->
Смотри про толщину плиты я писал выше мы хотели сделать не 220, а даже 250-300, заказчик не захотел, а в остальном они покряхтели и все сделали по проекту (Объект Российский).

[Dmitri]

Concreteb30>
А нельзя ли чуть поподробнее стале железобетон. Учитывали ли при расчете профлист? И если учитывали то как?

[vv]

>> Concreteb30
А какой резон при сетке 6х6 м. тощины плиты 300 мм.?
А нельзя ли посмотреть чертежи?

[Concreteb30]

VV->
ну во первых де факто оно сделано 200мм, во вторых мы хотели избежать поеречной арматуры над колоннами , вот собственно и все, простое облегчение поставленной задачи.

Dmitri->
Профнастил мы не учитываем.
А подробнее мне просто надо будет собрать пару расчетиков, и я тебе пришлю, но попозжа на работе очередной аврал.
Кстати глянь СНиП мостовы и трубы, это единственное место где дан расчет в Советских и пост Советских нормах для сталежелезобетона

[micle5]

2 Concreteb30

Возник вопрос - верхние и нижние сетки раскрепляются только вертикальными шпильками?

Не было ли проблем в процессе строительства? Может быть лучше было бы поставить "лягушки" или пространственные каркасы?

Да и в районе опор я бы поперечную арматуру поставил.

[Concreteb30]

micle5->

Начнем с поперечной арматуры, она есть если ты внимательно посмотрел чертежи, а там где она по расчету не нужна для чего ее устанавливать? просто так в запас? не думаю что это разумно, тем более, еще раз повторюсь, для каждой из опор был выполнен расчет на продавливание, и еще проверен по Европейским нормам, а в них требования вообще драконовские, по сравнению с Российскими нормами.

Насчет раскрепления даже не ракрепления, а здесь просто необходимо обеспечить неизменное положение сеток при бетонировании и в бухивать арматуру на пространственные каркасы где они не нужны это неразумный перерасход материалов

[Dmitri]

Concreteb30, заранее спасибо.

[Дмитрий]

А как обстоят дела с консольными свесами плит перекрытий... Ну там балкончики всякие, эркеры. Какой максимальный пролет реально можно сделать (чтоб потом не упало)? Ваше мнение.
Вот, к примеру (слышал, что вроде что-то у них потом отвалилось :wink. "Крылья" справа особо впечатляют...
[ATTACH]1079514862.jpg[/ATTACH]

[Dmitri]

Да уж!!! Смело. Дух захватывает. Приходилось делать консоли для эркеров до 2.3 метров, при толщине плиты 220 мм. Вроде пока не упали.

[Дмитрий]

Dmitri-> 2.3 м тоже прилично, балками (ребрами) не подкрепляли?
Как, например, здесь (ничего не упало, даже признали лучшим проектом за какой-то год):
[ATTACH]1079524133.jpg[/ATTACH]

[Dmitri]

Нет, балками не подкрепляли. По расчету плита прошла. Да и форма у эркера была классическая (трапецеидальная).

[Дмитрий]

Думаю, в случае больших консолей наиболее критично 2-е предельное состояние: прогибы (даже по упругому расчету они обычно близки к предельным) и раскрытие трещин. Даже используя современные расчетные проги, точно оценить эти вещи проблематично...
Кстати, как Вы поступаете в случае наличия в плите больших отверстий (типа 500х1500, 500х2000)?

[maestro]

200мм на такую сетку (6х7,5), без капителей- маловато... храбрые вы... Слегка пожарники прижмут с защитным слоем- и будэ вэсэло... Да и на опоре повылазите в диаметры около 20-25 шагом 100-150.. А там длины анкеровок поползут... потери арматуры... Расход стали на куб получите 160-180... Нехорошо.... Это ж у вас там плечо максимум милиметров 150 будет... немного ведь, особенно на опоре.. Я бы на чистую сетку 6х6 постарался миллиметров 220-230 выкрутить... А на 7,5- там ведь и 250 много не будет... без капители... Там просто уже может пирамиды продавливания на установку арматуры сверху колонн не хватить...
ЗЫ. Можем проще поступить- скажи площади верха/низ, диаметры/шагм верха/низа... Вот многое и понятно будет..

У меня возникла точно такая же проблема как у Serz,когда он попросил пример проекта безбалочного перекрытия. Не могли бы Вы и мне выслать пример такого проекта с целью проверки своего по аналогу(e-mail: hos@rol.ru). Очень интересует поперечное армирование у колонн, а также анкеровка арматуры у края плиты.

Один проект аналог у меня есть, но он несколько не согласуется с «Рекомендациями…» выложенными на сайте, к тому же он еще не реализован в натуре.

Заранее, спасибо. (e-mail: hos@rol.ru)

[Serz]

Гость,
я Вам отправил, то что прислал мне в свое время Concreteb30, так что если будете благодарить, то это к нему.
Свой проект пока не готов. Т.е. готов, но проходит экспертизу у умных людей. Через месячишко могу скинуть и его.

[wjea]

Serz!
Если не затруднит смыльте мне пожалуйста тоже
----wij@mail15.com---

[vv]

Не могли бы и мне ?
vvm201@yandex.ru

Спасибо, Serz, получил. Кстати, оказывается, пример проекта безбалочного перекрытия уже выложен в чертежах на autokad.ru, называется "Жилой дом. Конструкции". Как Вам такой способ анкеровки арматуры у края плиты? Заодно вопрос к Prokurat: в выложенных Вами "Рекомендациях..." распределение моментов в пролете у надколонной и межколонной полосы берется как 0,6/0,4. Хотя если посчитать безбалочную плиту методом конечных элементов, то видно что основные напряжения в пролете приходятся как раз на межколонную полосу. Что это опечатка в рекомендациях или я что-то недопонял?

[Concreteb30]

Всем привет, я тут загулял маленько.
Serz->
Если можно скинь мне набор своих чертежей,
в даунлоад, скачал, но названия файлов видимо на русском,
у меня не читаются, пролблемы кодировки.
Заранее благодарен.

Dmitri->
Ты еще интересуешся сталежелезобетоном?
Извини не смог ответить как обещал, так сложились обстоятельства.

[Igor D]

Коллеги, здравствуйте! Искал расчет сталежелезобетонного перекрытия и набрел (с удовольствием!) на Ваш форум. Тема для меня очень важная с практической стороны. Я построил в Москве 6 объектов по такой технологии, но расчеты делали англичане. Объекты были типовыми, поэтому проблем с оперативностью проектирования не было. Сейчас у меня в проработке несколько объектов, где мне необходимо применить сталежелезобетон, но расчитать совместную работу бетона и металла никто не берется, во всяком случае, я таких специалистов не нашел. У меня есть все необходимое оборудование (полуробот) для вваривания в балку нагелей, мы наладили производство самих нагелей и керамики для них. Кроме того мы выпустили ТУ и сами (не финны) производим профлист (Н60) с "насечкой" для сцепления бетона с профлистом (хотя в расчете это можно и не учитывать). А найти грамотного и оперативного расчетчика - проблема. Помогите кто чем может, готовы на долгосрочное сотрудничество. С уважением, Игорь.

[Serz]

Сообщение от Concreteb30 Всем привет, я тут загулял маленько. Serz-> Если можно скинь мне набор своих чертежей, в даунлоад, скачал, но названия файлов видимо на русском, у меня не читаются, пролблемы кодировки. Заранее благодарен.

О каких чертежах речь? В смысле объекта.

[wjea]

>Serz
Благодарю получил.Если конечно желаешь. У меня с наскока к тебе вопрос -няпряжение в узелах сопряжения колонн с перекрыт. ты определял по инструкции ручным счётом, или по результатам пространственного расчёта программой компа?
Ты знаешь,в конструкции узлов какое то олимпийское спокойствие
если не сказать больше- безразличие. Давай вырежем полосу- поперечник ширина 6м ,да вообще то бог сней с шириной. Мы получаем раму многоэтажного здания у которого в ригелях в сопряжении, три десятки снизу и сверху к трём десяткам плюс три двенадцать, ты уверен что это правильно? Поперечная арматура если она требуется по расчёту то (мне кажется посмотри СНиП) не проходит по минимому в диаметре и ИМХО она не должна быть плавающей, то бишь лучше поставить сварной каркас.Прости бога ради ,что копаюсь в подарках но это уж не искоренишь это уже привычка если видишь конструкцию непременно надо встрять.

[Serz]

wjea>
какие-то непонятушки :cry:
Цитирую свой пост:

Вам отправил, то что прислал мне в свое время Concreteb30, так что если будете благодарить, то это к нему. Свой проект пока не готов. Т.е. готов, но проходит экспертизу у умных людей. Через месячишко могу скинуть и его.

Так что процесс встревания не в мою конструкцию. Мне, например, навскидку арматуры мало не показалось. Опять же от нагрузок зависит.
У меня, кстати, при сетке: цифровая ось: 6 - 6 - 6, буквенная 7.5 - 7 - 7.5 при временной 2000Па получилось: толщина 250 при В25, нижняя и верхняя 150/150/12/12, плюс дополнительно сверху и снизу в зонах капителей 20 шаг 150 и попречная 10 шаг 150 во все стороны над колоннами. Там еще дыр немеряно. Влияют опять же.

Готов, в принципе, вытащить на общий суд, но только после последних проверок. Вдруг где ляпуха какая. Сожрете же всем миром.
А жить пока хочется.
P.S. А считали и так и эдак. И раму моделировали, и КЭ баловались. Взяли результат по максимуму.

[wjea]

Serz!
Прошу пардону!
В оправдание ---речь в последнем посте,когда я просил прислать,
шла об узле, а когда я получил армирование перекрытия с узлами.
то подумал, что готовы твои. Забираю извенение взад и переправляю их автору. Я здесь <постмейстер>новый, и ответь пожалуйста честно,
без снисхождений, принято ли здесь критиковать то, что люди тебе любезно дарят или это зависит от воспитания?

Готов, в принципе, вытащить на общий суд, но только после последних проверок. Вдруг где ляпуха какая. Сожрете же всем миром.

Сорри, я тут бываю, но мимоходом, больше слушаю умных и бывалых. Относительно вышеприведённого фрагмента - думаю, что лучше "вытащить и облажаться" - чем кого то угробить. Сегодня девочку по телику показывали из аквопарка у которой родители там погибли. У меня тоже объект - одни сомнения, а там людям жить. Может как то, не стесняясь, а думая о главном - надёжности, помогать друг - другу?

[Serz]

Сообщение от wjea Serz! Я здесь <постмейстер>новый, и ответь пожалуйста честно, без снисхождений, принято ли здесь критиковать то, что люди тебе любезно дарят или это зависит от воспитания?

Как первый святой нашего королевства ответственно заявляю, что здесь приемлема любая критика, но, во-первых, по существу, (читай, аргументированная и доказательная) и, во-вторых, только вежливая. Когда я здесь появился в прошлом году, еще захаживали сюда люди с, мягко говоря, ненормативными взглядами на методы ведения дисскусий. Но благодаря общим стараниям, а так же усилиям местного Бога-модератора Perezz!!'а, повывелись.
Обратите внимание: Perezz!! практически бъет баклуши. Ни забанить никого, ни порезать.
Насчет воспитания: есть приват и мыло.

[wjea]

>Serz
Мерси почти понял!

[Concreteb30]

Serz->
Я имел ввиду чертежи что в данлоаде выложены, если не твои то прошу прощения,
но свои мне скинь, после проверок если можно конечно, интересно сравнить решния - для самообразования.
Заранее спасибо.

Кстати по поводу твоего замечания о методах ведения дискуссий -
по моему наш форум в этом деле очень выгодно отличается от остальных подобных заведений (Хвала Перцам!!)
Критиковать можно, не соглашаться то же, но вот хамить ненадо.

wjea->

Ну во первых как только ты приводишь здание к рамной схеме ты получаешь, совершенно другую расчетную схему, а отсюда и результаты другие.
Мы приняли не рамную схему.
При расчете считалась плита по МКЭ, колонны на вертикальную нагрузку, и ядра жесткости (лифтовые и лестничные блоки),
на горизонтальные составляющие (ветер),( принято что всю горизонтальную нагрузку возьмут ядра жесткости, жесткость коих много выше жесткости колонн).
Плита над колоннами проверена на продавливание, и в соотвествии с расчетом дана поперечная арматура.
Плиту проверяли в "СТРАПЕ" (наша Израильская прога, очень неплохая, и в "СКАДЕ" результаты примерно одинаковые.

Serz->
А ведь ты прав кушают по маленьку, но я думаю это только на пользу.

[Serz]

Concreteb30>
В дауне я выкладывал только металлоконструкции рекламы. Если считаешь нужным - могу послать. Тока они без детальной проработки узлов.

[wjea]

Уваж. Concreteb30

Нет никакой возможности во всяком случае у меня, что называется с прогой в руках.
Доказать Вам свою мысль, так что давайте договоримся всё это объяснять на пальцах размахивая руками, головой и чем попало. Если не будет пользы для дела, будем считать что аэробика -это тоже не плохо.
Я не знаю какой высоты здание,предположим 4-5 этажей. По схеме, расстояние от ядра
жесткости до первых рам у Вас порядка 20м. ИМХО Вы не имели права считать, что ветровую нагрузку у вас полностью воспримет ядро. Ведь это же не сейсмика ,чтоб передать с крайних рядов горизонтальное усилие от ветра, надо ветром загрузить колонны они должны как то там выгнуться через узел включить в работу перекрытие и только тогда(уж не будем говорить о 20см толщины и 20метровой длины деформированном диске)….т.е.- должна сработать рама. И если вы даже сделаете передачу ветровой нагрузки –пол—потолок, всё равно, для восприятия монтажного отклонения, плюс отклонение колонн на величину смешения ядра да плюс закручивание узла от неравномерного загружения плит перекрытия- должна быть рама. Не важно,с условным ригелем или каким там. Речь идёт о работе узлов. Я совсем не понимаю как вот таким директивным решением как указали в своём посте Вы можете заставить работать конструкцию. Вот по этому у меня вызвало странное ощущение количество арматуры и отсутствие косвенного армирования в сжатой зоне узлов.
В заключение хочу вам вручить мои извенения, за то что полез со своими замечаниями, я вот тут забрал их у Serzа, но Вас давно не было и они слегка подкисли, но всё равно действуют.)))

[Concreteb30]

Уважаемый wjea,
1) Я думаю что не надо извиняться за Ваши замечания, как правильно
заметил Serz, работа выложена на обсуждение, и я считаю, во всяком случае для себя ценным любое замечание - которое заставляет задуматься и проанализировать сделанное, даже с которым я не согласен :wink:

2) По поводу рамы - я считаю нет там ее,
и еще чем интересно ветровая нагрузка отличается от сейсмической,
(здесь я имею ввиду что полученные сейсмические нагрузки и ветровые, приложенные к каркасу действуют горизонтально) и куда это уходит? на элементы с большей жесткостью. Надопорные моменты воспринимаются верхней усиленной арматурой в плите. А насчет косвенного армирования узлов я думаю это перебор. Честно скажу ни разу не видел монолитную плиту с косвенным армированием в таких перекрытиях. А в колоннах если учесть что они монолиные оно и не нужно у меня есть только учащенный шаг хомутов вместах стыков арматуры колонн с 200мм до 100мм по всему перехлесту плюс по 500мм сверху и с низу стыка.

[wjea]

Уваж.Concreteb30
Вы с завидным упорством отрицаете рамную работу конструкции плоского монолитного
перекрытия и колонн! Давайте с Вами отбросим действие ветра,тем более если он ничего не дает или его вообще нету,давайте отбросим сейсмику и предположим отсутствие всякого горизонтального смещения здания. Представим себе работу здания только на вертикальную нагрузку. Мы увидим простую вещь- колонны и по самой короткой линии соединяющие их рабочие полосы и не важно как они называются ригели, балки, условные балки
плиты.Важно то что они совместно с колоннами организуют РАМНУЮ конструкцию--пространственную или плоскую. И их сопряжения самые нагруженные и жизненно необходимые
регламентируются всего шириной колонны и армированием в этом месте. Поэтому я так нудно настаиваю на рамах.
Восприятие зданием сейсмической нагрузки, отличается от ветровой тем,что сейсмическая
нагрузка здания состоящая в основном из сил инерции собственного веса диска и его всевозможного загружения полезной временной и постоянной, передаёт усилия этим диском непосредственно
на ядра жесткости, связи или диафрагмы. Ветровая же нагрузка прежде всего заставляет работать то что её встречает, а потом загрузив это, передаётся на диск и не всегда горизонтальным усилием.
Кстати если вы после расчёта ядра жесткости на сейсмику, считая что оно берёт всё на себя. Определите его истинные перемещения и приложите их к рамам, то получите вполне солидный пригруз, так что оно- ядро на себя не всё берёт. Не знаю, можно ли это почувствовать в пространств.проге , но если раздельно, то видно ясно.
Косвенное армирование в узлах сопряжения плит, заменяющих ригели, продольных рядов, вы можете посмотреть в любом типовом проекте админ. и пром.зданий простите не могу назвать серию но это есть.И получается это тогда когда имеются значительные усилия при ограниченной рабочей высоте плиты-большое усилие в сжатой зоне у колонны.
О косвенном армировании—меня несколько удивляет ваше замечание –что у Вас монолитные колонны --оно и не надо. Нормы требуют постановки косвенного армирования вне всякой связи
с методом их изготовления, всё зависит от относительного коэфф. сжатой зоны эпсилон.
Мы (во всяком случае я, долгое время)просто пренебрежительно относимся к этой части расчёта,гляньте в СНиП. Хомуты, о которых Вы говорите удерживают, арматуру от выпучивания при сжатии но не являются усилением бетона – того что даёт коссвенное армирование.
Извените за многословие –темы длинные

[Дмитрий]

wjea
Уж извините за встревание в дискуссию, но хочется изложить свои соображения:
1. Почему Вы думаете, что в данном случае в колоннах необходима косвенная арматура (я сначала подумал, что Вы имеете ввиду поперечную)? Насколько я знаю, косвенная арматура ставится для восприятия поперечных деформаций бетона (разрушение бетона при сжатии происходит именно от растяжения в поперечном направлении) и повышения его прочности на сжатие. Но если проектный класс бетона достаточен для восприятия сжимающих напряжений, зачем совать туда косвенную арматуру? Непонятно...
2. Считаю, что поперечную арматуру (в виде крестообразных каркасов) в плите в месте сопряжения с колонной ставить все равно надо. Конструктивно, хотя бы для бОльшей надежности узла и обеспечения совместной работы плиты и колонны (восприятия поворотов и т.п.). Здесь поперечная арм-ра никогда не будет лишней...

[wjea]

Дмитрий
Вы знаете,я долгое время поработал в институте где главный конструктор завёл не писанный но
строго соблюдаемый закон—тот кто зашел в его кабинет, обязан участвовать в обсуждении текущего вопроса какое бы количество людей в нём не участвовало, если ты этого не делал, то должен был немедленно покинуть кабинет. Мы посей день ему несказанно благодарны. Я к тому ,что будь моя воля, я бы обязал всех проектировщиков входящих на свой профессиональный сайт, участвовать в обсуждении всех профессиональных тем. (Это- к Вашему извенению)

> Я не настаиваю ни на каком коссвенном армировании в данном случае, это может
сказать только тот, чьими руками выполняется расчёт, он владеет цифрами. Я просто обратил внимание на то место где как говорится тонко, исходя из своего опыта и где как мне показалось произошла путаница в понятиях. Вы совершенно не правы, утверждая < что,если проектный класс бетона достаточен для восприятия сжимающих напряж. зачем совать коссвенную ар-ру>?
Это не так, если Вы внимательно разберётесь с расчетом то обнаружите, что марка бетона в конструкциях согласованна с оптимальным процентом армирования элементов, на этом построены все зависимости, в концах же элементов, в узлах, в местах максимальных усилий происходят местные перенапряжения, в назначенных марках бетона ( см СНиП ж/б п.3.9-3.22), и нормами решено, лучше затратить десяток килограмм стали на усиление бетона в местах концентрации напряжений , чем гнать повышенную марку бетона на всё здание или увеличивать сечения сцелью обеспечить
восприятие напряжения.

[Дмитрий]

wjea
Все так и есть, но просто я не слышал о применении косвенного армирования в данном случае. Классический пример оного - концы сборных колонн, на которые опираются ригели, фермы и т.п. Там оно нужно, т.к. вероятны местные перенапряжения (например, вместо положенных 20 см ригель опирается на 5 см - ну, неточности монтажа). Зачем оно в узле сопряжения монолитной плиты и монолитной колонны, мне пока не очень понятно...

[wjea]

Дмитрий

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

[Дмитрий]

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

[wjea]

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

[Concreteb30]

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

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

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

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

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

[wjea]

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

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

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

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

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

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

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

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

[alisher]

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

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

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

[wjea]

аlisher

>Хотелось бы услышать Ваше Личное мнение по существу вопроса.

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

Удачи.

[alisher]

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

[alisher]

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

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

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

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

ЗЫ Некоторые символы отобразились не как в СНиП

[wjea]

alisher

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

[alisher]

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

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

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

[wjea]

alisher

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

[alisher]

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

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

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

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

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

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

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

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

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

[wjea]

grozd

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

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

[Concreteb30]

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

Теперь вернемся к ней самой:

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

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

[Concreteb30]

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

[wjea]

Уваж. Conckreteb30

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

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

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

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

Ответьте бога ради!

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

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

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

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

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

С уваж. wjea

[Дмитрий]

wjea

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

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

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

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

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

[wjea]

Дмитрий


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

Объясните пожалуйста, вот Вы проделали расчёт, и получили
превышающие показатели, нормы говорят --надо учитывать,
а Вы что говорите --я пошутил , я просто так поиграться что ли? ))

[Дмитрий]

wjea
Железобетон с косвенным армированием и без оного - разные ипостаси, и не надо путать теплое с мягким!
Сюда же можно притащить и сталежелезобетон и много чего еще...
Хочу обычную колонну - посчитаю по п.3.19-3.21; хочу с косвенной арматурой - посчитаю по п.3.22 и т.д.
И зачем мне читать п.3.22, если колонна у меня без косвенного армирования?

Объясните пожалуйста, вот Вы проделали расчёт, и получили превышающие показатели, нормы говорят --надо учитывать, а Вы что говорите --я пошутил , я просто так поиграться что ли?

И можно тогда уж поконкретнее, какие показатели могут быть превышены (N, M, Rs, Rb, % армирования или другие), в каком случае Нормы требуют установки косвенной арматуры в конструкцию (с указанием пункта СНиП).

[wjea]

Дмитрий

Мне больше нечего Вам сказать поставим точку.

[Concreteb30]

Я считаю полемику с ВАМИ господин wjea тоже закрытой.
Цитируя ВАС

"Мне больше нечего Вам сказать поставим точку."

[YVV]

Я понимаю, что раздача слонов в виде чертежей безбалочного перекрытия давно закончилась :cry: , но может кто нибудь смилуется и сбросит их мне на мыло. Заранее премного благодарен. Постараюсь в долгу не остаться.

[micle5]

Я понимаю, что раздача слонов в виде чертежей безбалочного перекрытия давно закончилась , но может кто нибудь смилуется и сбросит их мне на мыло.

Выслал.

[YVV]

Сообщение от micle5 Выслал.

Получил! Спасибо большое. Приношу свои извинения, что не поблагодарил раньше - были небольшие проблемы с почтовым ящиком.

[aaa.78]

Ребят, а мне не поможите с чертежиком?

[YVV]

Выслал.

[Aragorn]

Господа. Тема очень интересная. В данный момент занимаемя проетированием (точнее проектированием с листа, так как половина здания уже построна) 25-этажного монолитного дома. Хотелось бы увидеть как можно больше грамотных вариантов и обсудить их. Кстати по поводу толщины перекрытия. Мы принимаем толщину - 180 мм. При этом с приемлимым процентом армирования. Так же интересно какой защитный слой применяете для нижней арматуры. Кто нибудь применял 20 мм, ведь для малой толщины плиты каждяй сантиметр имеет значение (особенно при нашем качестве исполненияф на строительной площадке).
Просьба выслать по монолиту на Aragorn55@mail.ru. Свои чертежи скоро выложу.

[YVV]

Кстати по поводу толщины перекрытия. Мы принимаем толщину - 180 мм.

А при какой ячейке? Мы например, при 6х8,4м приняли толщину 250 мм (в зависимости от большего пролета) и считаем, что уменьшать в данном случае не стоит. Хотя может кто-то докажет обратное

[aaa.78]

Сообщение от YVV Выслал.

Благодарю, получил!

[Yustas_od]

Тут чертежи безбалочного перекрытия раздают?? Кто крайний???
(народ бросте на мыло кому не в напряг.) интересно посмотреть у меня сейчас 12-эт дом посчитан а по поводу армирования большие дебаты идут одна бабуля еще при Ленине работала так ея трудно в чем либо переубедить

[YVV]

В Чертежах уже лежит пример безбалочного перекрытия. Название "Жилой дом. Конструкции", добавлено 27.03.04.
Есть предложение выложить туда же и чертежи, любезно предоставленные ConcreteB30 (благо автор сам собирался это сделать и не сделал видно по причине возникновения их затяжного обсуждения в форуме). Однако, я здесь человек новый (соответсвенно с правилами форума еще не очень знаком), посему интересно было бы услышать на этот счет мнение кого нибудь из старожилов форума или же самого автора - Можно ли разместить материалы, являющиеся чужой интелектуальной собственностью на всеобщее обозрение???

[wsxwsx]

Сообщение от micle5 чертежей безбалочного перекрытия давно закончилась , но может кто нибудь смилуется и сбросит их мне на мыло.

Если не втягость вышли плиз.
Заранее спасибо.

[Андрей Алексеевич]

Я понимаю, что раздача слонов в виде чертежей безбалочного перекрытия давно закончилась , но может кто нибудь смилуется и сбросит их мне на мыло.
Заранее премного благодарен

[Андрей Алексеевич]

Кто нибудь считал монолитный каркас в Мономахе насколько правдопадобно он дает результаты

[Дмитрий]

Андрей Алексеевич
Сам с Мономахом плотно дел не имел, но вот недавно "посчастливилось" проверять вручную ростверк (элементарный, однорядный), посчитанный некими деятелями с помощью оного... Замоделирован ростверк был, судя по всему, плитными элементами.
Конечно, остается вопрос по квалификации исполнителей, но результаты неправдоподобные. Совсем...

[Андрей Алексеевич]

Дмитрий
Результаты неправдоподобные совсем в сторону завышения или занижения

[Дмитрий]

В сторону завышения

[YVV]

Сообщение от Дмитрий В сторону завышения

А можно поподробней в сторону завышения ЧЕГО?

[Shnur]

Дмитрий
Сам с Мономахом плотно дел не имел, но вот недавно "посчастливилось" проверять вручную ростверк (элементарный, однорядный), посчитанный некими деятелями с помощью оного... Замоделирован ростверк был, судя по всему, плитными элементами.
Конечно, остается вопрос по квалификации исполнителей, но результаты неправдоподобные. Совсем... Smile
В сторону завышения
Может там грунтовые условия были соответсвующие: карст, подрабатываемая территория. У меня в таких случаях арматура в фундаментах получается раза в 3 больше.

[Дмитрий]

Сообщение от YVV А можно поподробней в сторону завышения ЧЕГО?

Ну, ясен пень, требуемой (теоретической) площади армирования

Сообщение от Shnur Может там грунтовые условия были соответсвующие: карст, подрабатываемая территория. У меня в таких случаях арматура в фундаментах получается раза в 3 больше

Да нет, что вы... Там был просто ростверк на точечных опорах и равномерно-распределенная по нему нагрузка от веса стен и всего что на них там опирается.
Завышение (относительно моих выкладок, основанных на Руководстве по свайным фундаментам к старому СНиПу) примерно на порядок
:shock:

[4 и 6]

Дмитрий

Сам с Мономахом плотно дел не имел, но вот недавно "посчастливилось" проверять вручную ростверк (элементарный, однорядный), посчитанный некими деятелями с помощью оного...

Это что-то новое в интенсивном садоводстве, Мономах никогда не считал "элементарные" ростверки, если это конечно вы не о плите на сваях.

[Дмитрий]

Сообщение от 4 и 6 Мономах никогда не считал "элементарные" ростверки, если это конечно вы не о плите на сваях

Не знаю, как ЭТО точно обозвать в терминологии Мономаха, но похоже на "плиту на сваях", хотя по-сути там был обычный однорядный "балочный" ростверк.

[4 и 6]

Мономах по сути (и как-либо еще) не считает балочный ростверк

[Гоша]

4 и 6
Здравствуйте. А все же как Вы считаете- Мономах считает лучше плиту, и второе- если сделать в плите отверстие, образовывая контур, аналогичный монолитному ленточному фундаменту- возникнут ли погрешности?
Спасибо...

[4 и 6]

Гоша

Мономах считает лучше плиту

чем кто или что? мне мономах нравится тем, что там очень быстро и удобно можно собрать расчетную схему, а реализация расчета ничем не лучше чем в ... и т.д. и т.д.

если сделать в плите отверстие

балочный и плитный ростверк - это две большие разницы, это не погрешности, а в корне неверно..

[YVV]

Сообщение от 4 и 6 балочный и плитный ростверк - это две большие разницы, это не погрешности, а в корне неверно..

Нравится мне Ваша категоричность.

[Billy]

Возвращаясь к правдоподобности Мономаха, он дает диаметры примерно на 2 мм меньше чем в приведенных на форумах примерах. И как всегда при упругом подходе остается вопрос насколько верить резкому возрастанию момента и армирования при приближении к грани колонн. Но если ввести свой личный запас 20%, то примерно совпадает.

[Гоша]

4 и 6 балочный и плитный ростверк
Я не о растверке..
Что каксается плитно-свайного..то в постах тут уже много наговорили..
Я хотел бы у сведующих (мастеров) узнать..есть ли принципиальная разница в самом расчете..насчет теории...))...умолчу...скромно...

[Дмитрий]

Сообщение от 4 и 6 балочный и плитный ростверк - это две большие разницы, это не погрешности, а в корне неверно..

Что именно, на Ваш взгляд, "в корне неверно": представление в расчете многопролетной неразрезной балки как двумерной полосы?
Что есть "балочный" и "плитный" ростверк (в терминологии МОНОМАХа?) и чем они принципиально различаются (в частности, при идентичных форме и размерах)?

[Billy]

Говорить о том какая расчетная схема лучше - балочный или плитный ростверк можно только в связи с тем как это отражает реальную конструкцию. Если ростверк узкий и расчетная арматура вдоль ростверка, то наверное лучше балочный поскольку тут теория лучше разработана. Более точные усилия, в результатах армирования больше информации по поперечной арматуре, проверяются также наклонные сечения и готовые чертежи в Мономахе.

[4 и 6]

Billy
Спасибо
Дмитрий

чем они принципиально различаются (в частности, при идентичных форме и размерах)?

Это как понять? Что есмь суть бытия?
Вы моделируете балочный роствер КЭ-42 (треугольный кэ плоской оболчки)?
PS Нет терминологии "Мономаха", если Вам такая показалась, то єто наверно моя:oops:
Гоша

Я хотел бы у сведующих (мастеров) узнать

аналогично

[Дмитрий]

4 и 6
Меньше всего мне бы сейчас хотелось рассуждать о сути бытия
Напоминаю, о чем шла речь: как-то мне попались результаты расчета на "МОНОМАХЕ" некоего ростверка (600х600, однорядный) в виде изополей арматуры и т.п. (кажется, такое представление результатов возможно только для плоских КЭ плит и оболочек). Картинки сии резко расходились с моими результатами, полученными по "рабоче-крестьянски".
Вы упомянули о каких-то вероятных принципиальных ошибках на уровне постановки задачи в упомянутых мною "мономаховских" расчетах, а я никак не возьму в толк, какого плана ошибки?
Андерстенд?

[4 и 6]

Дмитрий

Андерстенд?

Шо?
Помнится учась в школе, на уроке ботаники юзал микроскоп, таки им реально гвоздь забить.

ЗЫ

Картинки сии резко расходились с моими результатами, полученными по "рабоче-крестьянски".

А как кривое может быть ровным? Плита (перекрытия, на упругом основании, на свайном основании) в "мономахе" моделируется КЭ-42.
Кророче, Вам медаль, а тому гаду в морду, за провокацию.

[Дмитрий]

Сообщение от 4 и 6 А как кривое может быть ровным? Плита (перекрытия, на упругом основании, на свайном основании) в "мономахе" моделируется КЭ-42

Я свожу вот к чему: плита, моделирующая конструкцию, работающую в условиях, близких к "балочным", должна показать результаты, близкие к изгибу соответствующей балки... Т.е., по идее, должна быть "обратная совместимость", как, например, при большом желании, хорошим микроскопом таки можно забить гвоздь, хотя целесообразнее (удобнее, производительнее ) все же для таких целей использовать простой молоток

ЗЫ. Так можно ли считать МОНОМАХ хорошим микроскопом? Не рассыпется он от забивания гвоздей?

[Billy]

Если балочную конструкцию заменить плитными конечными элементами, то результат чаще всего будет хуже. Потому что стержни дают точное решение независимо от грубости разбиения на стержневые конечные элементы. Можно разбить 12 метровый ригель всего на 2 конечных стержневых элемента и мы получим абсолютно точные моменты во всех точках - в узлах и любом количестве промежуточных. В то же время при плитных элементах точность полностью зависит от густоты сетки которая не может быть густой из-за сходимости численных методов и громоздкости восприятия и результаты будут приближенные, в отличие от балки. "Мономах" себя прекрасно проявляет в сложных и реальных расчетах зданий целиком, перекрытий этажей и др.

[SV]

Сообщение от Андрей Алексеевич Кто нибудь считал монолитный каркас в Мономахе насколько правдопадобно он дает результаты

Мономах- неплохая программа, позволяет очень быстро смоделировать здание любой сложности и выполнить анализ статичесого расчета. Наглядно отображает нагружение балок и колонн, с учетом реальных грузовых площадей. Можно сделать экспорт в соответствующие модули (Плита, балка, колонна...) и сделать конструктивные расчеты. Т.е, для предварительного анализа и дополнительной проверки, в случае получения сомнительных результатов - очень неплохой инструмент. Завышенные результаты, о которых шла речь, возможно, были получены из-за того, были заданы расчетные нагрузки, а в Мономахе задаются нормативные значения нагрузок.
[ATTACH]1110535622.jpg[/ATTACH]

[an247]

Не могли бы Вы выслать армирование монолитного перекрытия и мне на мыло. Буду благодарен. почта an247@yandex.ru

[an247]

Ребята, хто поможет с армированием пилонов и лифтовой шахты (хотелось бы посмотреть как люди делают), а также как быть с устройством лестничного марша вокруг шахты в промежутке с ядром жёсткости по 3-х сторонах.

[an247]

Ребята, хто поможет с армированием пилонов и лифтовой шахты (хотелось бы посмотреть как люди делают), а также как быть с устройством лестничного марша вокруг шахты в промежутке с ядром жёсткости по 3-х сторонах.

[an247]

Сорри! Не указал адрес an247@yandex.ru

[p_sh]

пилоны
[ATTACH]1129201871.dwg[/ATTACH]

[YakovSN]

p_sh,
если не секрет, какая необходимость в хомутах Ф16 А111?
и как быть с требованием СНиПа огибать хомутом максимум через 1-н рабочий стержень?

[p_sh]

внимательно перечитал всю тему с начала, проследив за спором относительно смятия и косвенной арматуры,
УЖ очень стало интересно.
пытаюсь найти зерна истины в обоих рассуждениях и вот на ответе №85

[/b]wjea[b] ставит меня в тупик.
"Смятие, это последствие перенапряжения, при сжатии на единицу площади элемента. Другими словами, это когда на единицу сжатой зоны бетона в максимальном её значении не важно, в балке , колонне, плите приходится нагрузки больше чем она может выдержать по своей марке."

все логично, но к чему приведет такая мысль - изгибную балку тоже считают по смятию??, только формула другая. :wink:

обращаясь к другому снип (стальному) и обращая внимание на то, что Rсм>>Ry, допускаю экстраполяцию на бетон - и делаю выводы, что работа материала на смятие другая (т.е. качествегноо отличается). О том же говорит нам и бетонный снип вводя Rb,loc п. 3.39 формула 102.

Читая снип с особой внимательностью далее в разделе о косвенном армировании не нахожу ни слова о смятии. - здесь, видимо, уважаемый wjea - запутались в терминологии.

косвенное армирование может повысить несущую способность сжатого ж.б. элемента за счет предупреждения преждевременного растрескивания бетонного элемента (вспомним что Rb устанавливыают для призм с определенным соотношением высоты к размеру сечения - 4-8 (на память) )

, изучаю проблему дальше...
пока делаю вывод о том, что Rb,loc (102) и Rb, red (48,50) немного разные вещи.

[p_sh]

Сообщение от YakovSN p_sh, если не секрет, какая необходимость в хомутах Ф16 А111? и как быть с требованием СНиПа огибать хомутом максимум через 1-н рабочий стержень?

как сказал комрад Пендаль - произошла типичная подмена понятий.
цитирую снип
5.23. Конструкция вязаных хомутов во внецентренно сжатых элементах должна быть такой, чтобы продольные стержни (по крайней мере через один) располагались в местах перегиба хомутов, а эти перегибы - на расстоянии не более 400 мм по ширине грани элемента. При ширине грани не более 400 мм и числе продольных стержней у этой грани не более четырех допускается охват всех продольных стержней одним хомутом.

дак вот через один и РАСПОЛАГАЮТСЯ.

про диаметр сразу не соображается - проект не мой. видимо, чтоб лучше смотрелось рядом с 28(32). :wink:

[p_sh]

продолжаю мысль о смятии.

3.9. Расчет по прочности железобетонных элементов должен
производиться для сечений, нормальных к их продольной оси, а также для наклонных к ней сечений наиболее опасного направления. При наличии крутящих моментов следует проверить прочность пространственных сечений, ограниченных в растянутой зоне спиральной трещиной наиболее опасного из возможных направлений. Кроме того, следует производить расчет элементов на местное действие нагрузки (смятие, продавливание, отрыв).

дак вот, хочется для себя все-же уяснить - что подразумевается под
"на местное действие нагрузки"??
т.е. определить случаи:
- приложение грузов.
- стыки конструкций.
- ... (фантазия кончилась).

по моему, остается решить основную сложность - являются ли внутренние усилия в одной конструкции (- а, по моему, "многоэтажная" колонна - одна конструкция -) случаями местного действия нагрузки.
:?:

.... продолжение последует.

[YakovSN]

p_sh, к вопросу о пилонах. Процент армирования 7,35%. Скорее всего из-за этого и хомуты Ф16. Поэтому, я бы отнес это в раздел как не надо делать!
Кроме того, толщина пилона 250 мм. Этож какой предел огнестойкости у него?
Увеличить сечение, класс бетона и снизить армирование. Свести таким образом в зону рационального сочетания бетона и арматуры.

[p_sh]

Сообщение от YakovSN p_sh, Увеличить сечение, класс бетона и снизить армирование. Свести таким образом в зону рационального сочетания бетона и арматуры.

Принимается. [sm101]
Но принцип расстановки арматуры вполне приемлемый.

Далее выражаю признательность wjea за постановку вопрса о смятии. Читаю СНиП очень внимательно.

пока могу констатировать только Положения СНиПа.
расчет по 1гпс разделен на группы: 1 расчеты элементов и их сечений , 2 расчеты элементов на местное действие нагрузок. 3. расчет на выносливость.
...
надо переварить...

[p_sh]

набрел на суть...

Сообщение от wjea Нормы требуют постановки косвенного армирования вне всякой связи с методом их изготовления, всё зависит от относительного коэфф. сжатой зоны эпсилон.

рою глубже - если не дойдет попрошу помощи ...

пока сам в своих рассуждениях нахожу противоречия:

Сообщение от p_sh по моему, остается решить основную сложность - являются ли внутренние усилия в одной конструкции (- а, по моему, "многоэтажная" колонна - одна конструкция -) случаями местного действия нагрузки.

Сообщение от p_sh расчет по 1гпс разделен на группы: 1 расчеты элементов и их сечений , 2 расчеты элементов на местное действие нагрузок. 3. расчет на выносливость.

[p_sh]

Необходимо привести краткое содержание предыдущих высказываний.

Сообщение от Wjea что марка бетона в конструкциях согласованна с оптимальным процентом армирования элементов, на этом построены все зависимости, в концах же элементов, в узлах, в местах максимальных усилий происходят местные перенапряжения, в назначенных марках бетона ( см СНиП ж/б п.3.9-3.22), и нормами решено, лучше затратить десяток килограмм стали на усиление бетона в местах концентрации напряжений , чем гнать повышенную марку бетона на всё здание или увеличивать сечения сцелью обеспечить восприятие напряжения.

Сообщение от Дмитрий Зачем оно в узле сопряжения монолитной плиты и монолитной колонны, мне пока не очень понятно...

Сообщение от Wjea Возмите стойку рамы для начала нижнего этажа, многоэтажного здания расчёт которого вы проделали на компе. Выберите оттуда силы моменты сечение и посчитайте её согласно СНиП на коссвенное армирование. В либом случае, или Вы рассеяте своё недоумение или моё подозрение получится большая польза.

Сообщение от Дмитрий wjea И в первом (на компе), и во втором случае (ручками) расчет по сути один и тот же - определение продольной арматуры в нормальном сечении колонны. И бетон характеризуется вполне конкретной величиной - Rb, поэтому при бОльших N и M - получу бОльший диаметр продольной арматуры, при меньших меньше - меньший... В пределах, конечно, разумного процента армирования.

совершенно верно, но вот чтобы в нужном месте (на нижних этажах) сохранить сечение колонны, принятое , например, исходя не только из соображений её несущей способности, а и из соображений продавливания ею перекрытия, требуется на нижних этажах запроектировать колонну с повышенной несущей способностью того-же сечения.

Сообщение от Дмитрий (ЗЫ: Хотя, в Ваших словах есть определенный смысл, но, согласитесь, сразу задаваться для колонны, к примеру, бетоном B25 и 4ф25 и подбирать сетчатое армирование несколько экзотично...)

– почти догадались.

Wjea. здесь вы всех запутали

Сообщение от Wjea Дмитрий Вы знаете, у меня в школе по сочинению всегда была весьма и весьма мягкая троечка. Судя по тому, что вот уже третий или четвёртый пост я не могу толком объяснить свою мысль, то, кажется, прекрасно сохранил свои литературные способности. По сему, давайте, как говорится –телеграфно— 1.Согласно СНиП ж/б стр.30 п3.9 Вы обязаны проверить конструкцию на местное смятие. (Это относится и к балкам и к колоннам и сборным и монолитным и ко всем конструкциям, где возможно это явление.)

Дальше – все шли параллельными дорогами.

Сообщение от Wjea Дмитрий Мне больше нечего Вам сказать поставим точку.

Но рано ставить точку вообще. Тема не завершена.

Повторюсь (reppetitium est mater studium (на память – но смысл очевиден).
Вернемся к проектированию здания и назначению предварительных размеров.
1. очевидно - хочется запроектировать сечение колонны оптимальным – чтобы учитывалось ну хотя бы два вышеперечисленных фактора – продавливание, несущая способность вообще.
2. от продавливания никуда не уйти, а несущую способность на внецентренное сжатие можно варировать.
Так вот, по моему, wjea, хотел донести до нас эту мысль (может я сам его не правильно понял (по какому-то закону мэрфи: если есть возможность понять вас не так – то вас поймут именно не так.):
:idea:! чтобы в нужном месте (на нижних этажах) сохранить сечение колонны, принятое , например, исходя не только из соображений её несущей способности, а и из соображений продавливания ею перекрытия, требуется на нижних этажах запроектировать колонну с повышенной несущей способностью того-же сечения.!:idea:

Может быть моё рассуждение и ответвление от основной мысли, но что-то здравое я в ней нахожу.

Но темные пятна недопонимания все-же остались, попрошу ув. Wjea вступить в полемику, дабы не ускользнула и крупица истины.

Я думаю , В данном случае косвенное армирование колонны В ПРЕДЕЛАХ ЭТАЖА можно считать усилением (и оно будет) от перенапряжения в концевых участках.

Не ясной остается такая проблема - ?можно ли усилять косвенным армированием в колонну только в пределах “требуемой зоны” (допустим только на ограниченной длинне – где возникают наибольшие моменты)?. Пока могу высказать такое предположение – так делать нельзя, потому-что:
Расчет производится на более высоком уровне, чем расчет сечений – производится расчет сжатых ЭЛЕМЕНТОВ.

Сообщение от СНиП 3.22*. Расчет элементов сплошного сечения из тяжелого и мелкозернистого бетонов с косвенным армированием следует производить…

ставлю многоточие...

Прошу wjea отреагировать.

[YakovSN]

p_sh, я конечно не Wjea, но попробую вставить свои 5 копеек .
При расчете на продавливание бетон колонны никакого участия не принимает. Основополагающими факторами являются: 1.сечение колонны, а соответственно пирамида продавливания; 2.бетон перекрытия и его же армирование; 3.рабочая высота перекрытия.
Значит косвенное армирование на этот параметр не влияет.
Идем дальше.
Подбор сечения и армирования колонн начинается с нижнего этажа и уменьшается по высоте здания с уменьшением нагрузки. Если следовать желанию сохранить сечение верхних колонн на нижних этажах-нарвемся на запредельный процент армирования (и, как результат, хомуты Ф16 :wink: ).
Остается прочность колонн в местах соединения с перекрытием.
Дисскуссию на счет разных классов бетона в колоннах и перекрытиях помните (на паралельной ветке)?
Цитирую п.3.93 "Пособия по ж.б.":
При расчете на местное сжатие (смятие) эл-тов без поперечного армирования должно выполняться условие
N<=эпсилон*Rb,loc*Aloc1.
Если условие не удовлетворяется, рекомендуется применять косвенное армирование в виде сварных сеток и ...
Вот если бы вместо слова "рекомендуется" стояло слово "необходимо", тогда бы было все ясно. А так, вопрос остается открытым ....

[p_sh]

Сообщение от YakovSN p_sh, я конечно не Wjea, но попробую вставить свои 5 копеек . При расчете на продавливание бетон колонны никакого участия не принимает. Основополагающими факторами являются: 1.сечение колонны, а соответственно пирамида продавливания;

здесь есть попытка оптимального назначения сечений конструкций по всему зданию - вот в таком контексте рассматриваю. (сечение)

Сообщение от YakovSN Цитирую п.3.93 "Пособия по ж.б.": При расчете на местное сжатие (смятие) эл-тов без поперечного армирования должно выполняться условие N<=эпсилон*Rb,loc*Aloc1.

здесь вы как и я, в свое время попались на неудачный термин (смятие)

в сообщении 89

Сообщение от alisher По поводу косвенной арматуры на концевых участках колонн. Я считаю, что в монолитных колоннах местного смятия не происходит в местах опирания плиты. Но даже если оно есть, проведем расчет на местное смятие конструкции Concrete30b (безбалочная плита 20 см, сетка колонн 6х6 м, расчетная нагрузка 6 кПа, колонна 0,5х0,5 м, бетон В30, высота колонны пусть будет 4 м) П. 3.39 СНиП гласит: При расчете на местное сжатие (смятие) элементов без поперечного армирования должно удовлетворяться условие N<=y Rb,loc Aloc1 (101) где N - продольная сжимающая сила от местной нагрузки; Aloc1 - площадь смятия (при колонне 0,5х0,5=0,25 кв.м) y = 0,75 -при неравномерном распределении нагрузки (под концами балок, прогонов, перемычек) – хотя в данном случае надо принимать y =1, ну да черт с ним. Rb,loc=a jb Rb (102) здесь a jb>=1,0; (примем 1). Rb принимаются как для бетонных конструкций; для бетона В30 (c коэффициентом 0,9 – для бетонных конструкций, и коэффициентом 0,9 (гамма Б2) Rb=17000*0,9*0,9=13770кПа) Rb,loc=1*13770=13770кПа y Rb,loc Aloc1=0,75*13770*0,25=2582 кН При плите толщиной 0.2 м, объемном весе железобетона 25 кН/куб.м, расчетной нагрузке 6 кПа, грузовой площадке 6*6=36 кв.м, получаем N=0.2*25*36*1.1(плита) +0,05*1,3*20*36(бетонный пол толщиной 5 см) +0,5*0,5*1,1*25*4(колонна)+6*36 (расчетная нагрузка от людей и т.п.)=488,3 кН. С учетом коэффициента 0,95 N=488,3*0.95=464 кН. Если здание имеет 5 перекрытий, то нагрузка в заделке колонны в фундамент не превысит 5*464=2320 кН<2582 кН. Даже так никакие сетки не нужны. ЗЫ Некоторые символы отобразились не как в СНиП

на что был дан ответ.

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

-Вы взяли не тот раздел (3.39)-
все здесь, цитирую себя

Сообщение от p_sh : расчет по 1гпс разделен на группы: 1 расчеты -элементов- и их сечений , 2 расчеты элементов на -местное- действие нагрузок. 3. расчет на выносливость.

дак вот расчет на смятие - это расчет группы 2.
а расчет элементов с косвенным армированием это расчет группы 1 :wink:

[p_sh]

вместо "смятие", самим wjea был озвучен термин "перенапряжение"
- здесь его применение считаю уместнее.

[YakovSN]

Попытаюсь сделать вывод.
Если сечение колонны подобрано из условия оптимального процента армирования, то с местными напряжениями д.б. все в порядке, и соответственно наоборот. Высокий процент армирования повлечет за собой (скорее всего) расчетную установку косвенного армирования.


p_sh, хотелось бы услышать ваше толкование термина "перенапряжение".

в концах же элементов, в узлах, в местах максимальных усилий происходят местные перенапряжения, в назначенных марках бетона ( см СНиП ж/б п.3.9-3.22), и нормами решено, лучше затратить десяток килограмм стали на усиление бетона в местах концентрации напряжений , чем гнать повышенную марку бетона на всё здание или увеличивать сечения сцелью обеспечить восприятие напряжения.

где конкретно это написано???????? :?:
есть расчет элементов с косвенным арм-ем и есть без него. Если не проходит без косв. арм., значит ставим сетки и считаем с ним.
Все, больше я ничего не нашел (может вы читаете между строк?).

[p_sh]

YakovSN

это написано в сообщении № 79,
начало дискуссии - сообщение №77
(закачайте всю тему)

перенапряжение - значения напряжения более Rb (но менее Rb.red по п. 3.22*).

Сообщение от YakovSN есть расчет элементов с косвенным арм-ем и есть без него. Если не проходит без косв. арм., значит ставим сетки и считаем с ним. Все, больше я ничего не нашел (может вы читаете между строк?).

вы сейчас близки к тому чтобы прийти к аналогичному выводу.
пример чисто виртуальный: здание 15(20-неважно) этажей
представьте - "многоэтажная" колонна. Сечение колонны по каким-либо требованиям постоянное. (для определенности 500*500) усилия в колонне таковы, что с 4 по 15(20) этаж по расчету. с нормальным процентом армирования колонна может быть запроектирована по п.3.20. А с 1 по 3-й этаж проектирование колонны такого сечения согласно п.3.20 не представляется разумным (не проходит). Для того чтобы сохранить сечение колонны есть возможность повысить несущую способность колонны путем установки косвенной арматуры по п. 3.22, сохраняя конструктивные требования. и т.п.
То есть "многоэтажная" колонна на 1-3 этажах усилена косвенным армированием. - все как вы сказали.

все же хочется услышать мнение самого автора - wjea.

[wjea]

P_sh

С величайшим трудом, заставил себя вернуться к осточертевшей теме. Речь шла об условиях устройства, сеток косвенного армирования. В колоннах, от плиты и выше, или от плиты и ниже при значительных напряжениях. И говорили не о теории, которую кто то придумал , а я лично говорил о лично, моём понимании указаний СНиПа, и только об этом. Конечно, в контексте моих возможностей проектировать.
А суть моего понимания вот в чём, если мы имеем напряжения в концах колонн которые выходят из регламента эпсилон R, т.е. случая, когда в арматуре и бетоне не одновременно наступает предельное состояние, а когда в бетоне наступает раньше, то есть, бетон перенапряжён и находится за пределами своих прочностных возможностей. ( Речь идёт не о случае, когда процент армирования вообще зашкаливает и требуется другое сечение) Тогда у нас есть три опции:
а) увеличить марку или площадь арматуры, при том, для того, чтоб усилить бетон на сжатие ( только в конце колонны).
б)увеличить сечение или марку бетона, для того ,чтобы обеспечить прочность ,(только в конце колонны)
в) увеличить несущую способность бетона , путём устройства косвенного армирования по месту напряжения, т. е. только в конце колонны.
Нормы нам не советуют, что выбрать, они нам представили требование в п3.9 и возможности, проектируйте по пунктам 3.19 –3.21 хотите более разумный и экономичный подход пожалуйста, вот вам пункт 3.22.
Это моё понимание постановки сеток косвенного армирования в колоннах. Мне больше не хотелось бы участвовать в обсуждении этого вопроса. У меня есть чем почитать и послушать, но совершенно нечего больше сказать )))

ЗЫ, Мне кажется, здесь не стоит смешивать вопросы продавливания, они не имеют отношения к сути дела.
И ещё в посте 152 , когда у Вас будет желание, время и настроение, растолкуйте пожалуйста, что означает реплика …..здесь вы всех запутали…….
Желаю удачи.

[p_sh]

wjea

понимаю на сколько вам это было нелегко.

еще раз благодарю вас за постановку вопроса, что дало мне, совсем не лишний раз, обратиться к СНиПу с таким неподдельным интересом.

ваше понимание данной проблемы теперь для меня предельно ясно.

позволю себе объясниться.
выше видинул несколько предположений, из которых выбрал за развиваемое-
p_sh :
расчет по 1гпс разделен на группы: 1 расчеты -элементов- и их сечений , 2 расчеты элементов на -местное- действие нагрузок. 3. расчет на выносливость.

в связи с этим и проскочила не совсем удачная фраза
…..здесь вы всех запутали…….
потому что, согласно данному предположению происходит философское разделение категорий расчетов на категорий содержания и формы. развивая мысль дальше в снипе в п 3.20 и 3.22 прописаны расчеты формы, Элементов (категории несколько выше)

на это меня натолкнули следующие тексты снипа
-название темы перед п.3.19-3.22: Внецентренно сжатые элементы прямоугольного и кольцевого сечений
- п 3.21*. Расчет внецентренно сжатых элементов кольцевого сечения
- п 3.22*. Расчет элементов сплошного сечения из тяжелого
но вот в п "3.20. Расчет прямоугольных сечений внецентренно сжатых элементов" речь явно идет о сечениях элементов. - явно указывается категория сечений.
дальше прерываю нить моих рассуждений, потому как сейчас нахожу их неверными.., еще более внимательно перечитав все названия разделов.

прихожу к очевидному выводу что п. 3.20 и 3.22 относятся к одной категории - расчет сечений элементов.

переосмысливаю предположение.

расчет по 1гпс разделен на группы: 1 расчеты -элементов- и их сечений , 2 расчеты элементов на -местное- действие нагрузок. 3. расчет на выносливость.

в связи с этим многоуважаемый wjea настаиваю на правоте ваших рассуждений.

в начальном понимании я рассматривал колонну как элемент который был просто обязан весь запроектировать по п 3.20 ил по п 3.22,
а мог бы, а сейчас полностью убежден в том, что будет одинаково правомерно решение о усилении косвенным армированием (где нужно) и, допустим увеличению класса бетона или диаметров рабочей арматуры. (ну только если она не испытывает сильного растяжения), т.е. я явно могу использовать данный тип сечения (с косвенным армированием) в случае малых эксцентриситетов.

_________________________________
я смотрю, удача мне еще понадобится.

[student_PZ]

Добрый день, дяденьки. Разбавлю ваши споры глупым вопросом.

Вкратце изложу ситуацию: являюсь студентом, будующим инженером-архитектором. Делаю курсовой проект жилого дома средней этажности. Задумка сложная, этажи смещены по оси относительно друг друга и, как следствие, планировка этажей различна. Порекомендовали систему безбалочного каркаса КУБ 2,5. Много времени провел в интернете, нашел кучу информации, но не все то, что хотелось.
Впрос: можно ли сделать такие монолитные участки на КУБе, показанные на рисунке? И если можно, то какова максимальная величина "L"?.
Важно!!! На этих монолитных участках будут располагаться не балконы, а стена. - (комната выпирает)


Заранее премного благодарен!!!!!!!!!!!!!![/b]
[ATTACH]1130096764.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от student_PZ Впрос: можно ли сделать такие монолитные участки на КУБе, показанные на рисунке? И если можно, то какова максимальная величина "L"?. Важно!!! На этих монолитных участках будут располагаться не балконы, а стена. - (комната выпирает) [ATTACH]1130096764.jpg[/ATTACH]

вообще L от грани колонны до края стены 1,5-2м, если точнее я бы озвучил как 10 толщин перекрытия., судя по картинке, на одних колоннах сделать не получится. необходимы дополнитеьлные элементы (балки и т.п.) - > в сборном варианте маловероятно.
ps. консоль вы заэскизировали сопоставимую с пролетом - очень смело.
наиболее рационально заиметь на углу колонну. а там смотрите как вам соотношение безопасноть/эстетика.

[Engineer IA]

История любить "спиралить". Задаю вопрос, с которого началась эта тема.

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

Очень прошу помочь.
aklassen@mail.tomsknet.ru

[p_sh]

Сообщение от Engineer IA Коллеги, никто не знает где стащить пример армирования безбалочного перекрытия при сетке 6х7.5 с целью проверки своего проекта по аналогу? Или, может, есть у кого? Очень прошу помочь. aklassen@mail.tomsknet.ru

в даунлоаде есть, но вообще говоря сложно сопоставить 2 проекта ввиду:
1 класс бетона
2 класс арматуры
3 толщина перекрытия
4 неравномерность сетки колонн
...

попробуйте закинуть свои решения сюда и подождите справедливых замечаний

[Engineer IA]

Искал в даунлоуде. Не нашел. Может кто подскажет как имя вожделенного файла.

[p_sh]

в чертежах:
Жилой дом. Конструкции.

http://dwg.ru/dwg/index.php?id=45

[Engineer IA]

Весьма благодарен!

[mel]

Большая просьба! Отправте и мне чертежи по безбалочному перекрытию. Разрабатываю стык колонна-перекрытие, какие тут есть опробованные варианты кроме каркасов в теле плиты?
dash14@mail.ru

[Engineer IA]

Так вот же! По-моему работает.
http://dwg.ru/dwg/index.php?id=45

[mel]

Это конечно все хорошо, посмотрела уже, мы делали перекрытие примерно по такому же типу. А есть, говорят, вариант с каким-то замоноличенным металлическим столиком, может кто видел такое?

[apxap]

Уважаемые коллеги, подскажите пожалуйста вариант утепления места отмеченного на чертеже вопросами. Перфорацию сделать нет возможности, слишком маленький вылет консоли плиты, да и опорный узел около колонн резать не хотелось. Или может все-же увеличить консоль плиты. (Просто изначально был вентфасад и проект уже готов, а переделывать сами понимаете не очень)
Заранее благодарен
[ATTACH]1144829752.dwg[/ATTACH]

[Engineer IA]

mel
Советую заглянуть сюда http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=4897

Сообщение от apxap Уважаемые коллеги, подскажите пожалуйста вариант утепления места отмеченного на чертеже вопросами. Перфорацию сделать нет возможности, слишком маленький вылет консоли плиты, да и опорный узел около колонн резать не хотелось. Или может все-же увеличить консоль плиты. (Просто изначально был вентфасад и проект уже готов, а переделывать сами понимаете не очень) Заранее благодарен [ATTACH]1144829752.dwg[/ATTACH]

Это место можно утеплить напыляемым ППУ(Пенополиуретан) - он обладает пока что самыми лучшими теплотехническими свойствами из утеплителей. Но его пока нельзя применять по всей площади фасада(можно фрагментами или с рассечками) из-за того что он горит и при этом токсичен.

[apxap]

То Engineer IA
Тему прочитал, но ответа на свой вопрос не нашел. Там обсуждается конструкция стыков, а меня интерисует именно утепление этих участков сопряжения колонн с плитой.

[`LX]

http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=958
Тут посмотрите. С 15 поста

[Аshаs-ка]

По ходу прочтения всех постов возник вопрос.
Колонны, скажем, 9х9 метров. Офис, скажем, без затей.
По прогибам надо бы толщину 280-300мм. Вес плиты при этом - под 60 тонн... здание, в основном, занимается несением самого себя. И бетон, понятно, где-то загружен, а где-то - не очень, и арматура тож...
Внимание, вопрос: А нельзя ли из плиты весь условно неработающий бетон выкинуть? Видел я как-то на англоязычном сайте, как индийцы (!) используют неизвлекаемые пенопластовые вкладыши и делают ребристое перекрытие типа кесонного... применительно к нашим реалиям ЭТО могло бы выглядеть так, как в приаттаченном файле. Прикинул - бетона на 40% меньше... Расскажите, почему так не делают повсеместно? Потолок-то ровным остается, а если кое-где вкладыши выковырять. так и фэнкойлы засунуть можно есть куда..
[ATTACH]1144927213.dwg[/ATTACH]

[rakshin]

потому что редкая строительная организация возьмется это делать. им платят за кубы бетона, а такую трудоемкую и непростую работу с небольшими объемами выполнять никто не захочет.

[Аshаs-ка]

Это понятно. Я про прочность и как считать. Это наши за куб берут, а во всем мире- контракт за квадрат, и чем дешевле квадрат, чем больше навар... Если я столь существенно могу экономить вес здания, то и колонны, и фундаменты...транспорт, наконец - кругом экономия. Раньше при использовании сварных каркасов, понятно, запинали бы мяня. Щас каркасы вяжут- зачастую на месте. При использовании предлагаемой схемы возможно широкое применение отогнутых стержней в приопорных зонах ригелей и балок... Где я не прав, почему у индийцев эти номера канают - а у нас нет?

[@$K&t[163RUS]]

Видел подобное у себя в городе! Но там дело коснулось только козырьков над лоджиями верхних этажей, что было с плитой чердака не видел, на стройку не пустили... Но там пенопласт на всю высоту плиты...

[rakshin]

Аshаs-ка, тдык и я про то же) вы абсолютно правы в своих рассуждениях, кессонное перекрытие гораздо выгоднее плоской плиты. Но у нас пока за это никто не возьмется, ибо....(читай выше)

[Аshаs-ка]

Я ж не просто так затеял. Инвестор- канада, подрядчик - тож не нашенский, здание 18 эт+ присторй - театр... 4 этажа (спасибо Лужку!) в землю...Грунты -каша. Стена в грунте, вверх и вниз будем строить одновременно...Хоттица кессон, да побаиваюсь, вот и спрашиваю, как бы кто посчитал. Вот. Давайте, советуйте, вместе помозгуем - а потом, глядишь, везде пойдет, не только в жарких странах...

[taras]

Во первых пенопластовые вставки как согласуются
с пожарной безопасностью
возростает трудоемкость армирования да и бетонирования тоже
я считаю оптимальный вариант плоская плита с капителями
желательнол шаг бы уменьшить
к тому же при ребристом перекрытии главная балка
навряд ли получится такой высоты как ты нарисовал

[Аshаs-ка]

To Taras: Капители, возможно, по расчету делать придется. Или скрытые металлические консоли. Потолки снизу предполагается обшить гипсокартоном - для этого сразу закладывать направляющие в нижнюю часть плиты, пожарники и отцепятся. Разводку вентсистем архитекторы мылятся делать открытыми, а вот провода придется сразу закладывать, до бетонирования. Vova, кажется, говорил про такое у них. По поводу высоты - тоже считать надо, размеры предварительные. ДЛя плиты 1/30 вроде как неплохо, а если как жесткие балки рассматривать - тогда канешна. Промежуточная какая-то схема. Вот какие особености у расчета будут, не знаю... подсказал бы кто...

[`LX]

У нас стоял вопрос о возможности проектирования дома с кессонными перекрытиями. Вздумалось одному подрядчику купить в России специальную опалубку и поставить изготовление подобных домов в Минске на поток. Вроде потом отказался он от подобной идеи. Заполнять пустоты думали газосиликатом - для крепления в нижней части ребер устраиваются специальные выступы, а газосиликат укадывается в опалубку до бетонирования. Когда думали над методикой расчета, ничего лучше сетки из балок, смоделированных с использованием жестких вставок, придумать не смогли.

[Аshаs-ка]

'LX: -А на какие пролеты считали?

[Xo66iT]

2 Аshаs-ка
А зачем такие мучения с утеплителем сделать плиту перекрытия с надколонными полосами (метра так 2-2,5 шириной и высотой 280-300) только плиту не 80мм, а 160мм и считать эту плиту опертой по 4м сторонам и экономия и без гемороя с кучей мелких балочек.

[p_sh]

Сообщение от Xo66iT 2 Аshаs-ка А зачем такие мучения с утеплителем сделать плиту перекрытия с надколонными полосами (метра так 2-2,5 шириной и высотой 280-300) только плиту не 80мм, а 160мм и считать эту плиту опертой по 4м сторонам и экономия и без гемороя с кучей мелких балочек.

Позвольте узнать из первых уст. Расчет ригеля(полосы) с учетом полок или без, ЯТД особой разницы не будет???

[Xo66iT]

2 p_sh

Нет разница будет, но эта разница пойдет в запас.
При таких широких ригелях я считаю без полок, но естественно 6 толщин еще никто не отменил и эти 6 толщин пойдут в запас.

[`LX]

Сообщение от Аshаs-ка 'LX: -А на какие пролеты считали?

Реально не считали, просто думали как будем, если придется . Подбор оптимального шага ребер и их толщины это уже шаманство. В талмудах думаю ЦУ найти можно.

[Аshаs-ка]

Да... наезженные асфальтированные дороги как то очень быстро кончаются... чую я, что дело кончится обычной плитой в 300 мм. Стремно как-то. Ведь моно лучше и красивее сделать!

[Vlamos]

Предел огнестойкости для безбалочного перекрытия - кто как определяет? Особенно важно и интересно - при I степени огнест-ти!

[Аshаs-ка]

Вот-вот. Жалко Но терять. Никто не делал снизу защитную подшивку из гипсокартона? Возможно ли это? В моем случае подвесные потолки архитекторы делать не хотят, хотят открытую разводку вентсистем, а потолок что- шпаклевать и штукатурить? А если гипсачем обшить - не удастся ли что- нибудь заэкономить?

[Аshаs-ка]

Нет, правда, какие мнения по поводу защиты перекрытия снизу от пожара обшивкой гипсокартоном? Ну, не 2.5 часа, но хоть час можно натянуть?

[DTab]

Сообщение от Аshаs-ка Нет, правда, какие мнения по поводу защиты перекрытия снизу от пожара обшивкой гипсокартоном? Ну, не 2.5 часа, но хоть час можно натянуть?

Все есть в МДС21-2.2000 Методические рекомендации по расчету огнестойкости и огнесохранности железобетонных конструкций.
Обычно достаточно иметь определенный защитный слой арматуры, но если и его не достаточно, то там есть еще конструктивные мероприятия по дополнительной защите.

[Banzai]

Сообщение от Аshаs-ка Да... наезженные асфальтированные дороги как то очень быстро кончаются... чую я, что дело кончится обычной плитой в 300 мм. Стремно как-то. Ведь моно лучше и красивее сделать!

Мы проектировали кесонные, правда один раз :? . Подрядчик плакался, но все сделал ОК, опалубку городили с извлекаемыми вкладышами. Здание 22 этажа+4 подземных со сборно-монолитной стеной в грунте.

По поводу противопожарной защиты: брали увеличенный защитный слой бетона + противоусадочная сетка.

http://www.stimulgroup.ru/content/?id=16

[Vlamos]

Все есть в МДС21-2.2000 Методические рекомендации по расчету огнестойкости и огнесохранности железобетонных конструкций.

По безбалочным перекрытиям там ничего не нашел,только по балочным схемам,может невнимательно смотрел?

По поводу противопожарной защиты: брали увеличенный защитный слой бетона + противоусадочная сетка.

Принцип понятен,а вот как величины определить?
Вот интересная ссылка -
http://www.informost.ru/fire/1-2006.php
У кого есть доступ к журналу - посмотреть бы весь текст..

со сборно-монолитной стеной в грунте.

Неужели их сейчас применяют?А сборную часть сам подрядчик изготавливал?

[Engineer IA]

Хочу возобновить тему. Опять СОПРЯЖЕНИЕ КОЛОННЫ И ПЛИТЫ. Помогите разобраться. Мы запроектировали армирование стыка колонны и плиты (прилагаю рисунок), а строители упираются. Говорят, что им так неудобно и предлагают свой вариант (на этом же рисунке). Они хотят изготавливать крестообразные каркасы с хомутами на площадке, а затем монтировать их на место, укладывая на основную нижнюю арматуру. Смущает, что поперечная арматура, призванная нести нагрузку от продавливания (в данном случае это хомуты), УКОРАЧИВАЕТСЯ. Сжатый бетон - снизу, и хомуты как раз укорачиваются из этой зоны.
Может кто-нибудь что-то умное скажет по этому поводу? Успокойте, братцы!
[ATTACH]1150765001.jpg[/ATTACH]

[OlegM]

Ну и хитрецы. Я бы не согласился, хотя бы потому, что нет надежного закрепления.

Вопрос, а почему у тебя рабочие стержни снизу располагаются на 50 мм от низ, и по чертежу стержни в одной плоскости с расстановкой h0/3, а в другой 100мм? И чем обосновано применение такого "кругового" хомута, да и к тому же из арматуры A-III c углом загиба >90 градусов.

[Xo66iT]

Чистый бред))(У строителей) Раскладывается нижняя сетка в перпендикулярном каркасу направлении, укладывается каркас(готовый) и потом уже сетка в другом направлении. АIII с загибом в 90 градусов помоему можно применять с учетом потери несущей способности стержня.

[Engineer IA]

С арматурой АIII - глюк в чертеже. Крутят АI. При диаметре 8, как помниться, можно и болше 90. 50мм - из-за пожарной безопасности, внизу гаражи. Хомуты идут с шагом 80мм.

[OlegM]

Engineer IA

50мм - из-за пожарной безопасности

А, где прописано такое ограничение?

[Engineer IA]

Гм. Посмотрю на работе. Есть документ. Сообщу.

[Engineer IA]

Я бы не согласился, хотя бы потому, что нет надежного закрепления.

Ну, как бы закрепление есть. Ведь хомуты повязаны на продольную арматуру. Только длина их короче становится.

[OlegM]

Одно, дело завести, другое повязать поверху.
Короче, когда был мастером, тогдашний ГИП согласовал, использование обычных П, вместо всех этих хомутов, главное, чтоб якобы поперечная арматура доходила до низа плиты.
[sm1635]

[Engineer IA]

тогдашний ГИП согласовал, использование обычных П, вместо всех этих хомутов, главное, чтоб якобы поперечная арматура доходила до низа плиты.

Концы П располагались снизу или сверху?

[OlegM]

Ха-Ха, П-шка, осуществляет роль поперечной арматуры, и ложится на верхнюю арматуры - концы вниз.
Правда дурь.
:twisted:

[vv_77]

Ну если П-шка из периодички, то дурь еще не совсем полная.

[Циник]

Сообщение от OlegM Engineer IA 50мм - из-за пожарной безопасности А, где прописано такое ограничение?

Это оооочень важный вопрос. Но его почему-то никто не замечает.
Ограничение это прописано следующим образом:
1. Снип "Пожарная безопасность"предписывает огнестойкость конструкций. Для перекрытия, отделяющего автостоянку от жилых этажей эта огнестойкость весьма значительна.
2. Существует руководство по определению огнестойкости конструкций (ясное дело, название не помню- красненькая такая). Так вот там и прописан этот злосчастный защитный слой для арматуры.

Однако, сдается мне, Engineer IA не совсем внимательно его изучал (если изучал вообще)- там существуют два коэффициента, уменьшающие этот защитный слой до привычных 20мм.

[Циник]

Сообщение от OlegM Ха-Ха, П-шка, осуществляет роль поперечной арматуры, и ложится на верхнюю арматуры - концы вниз. Правда дурь. :twisted:

Пардон- пардон.
Хомут (как и П-шка) играют роль вовсе не поперечной арматуры, а скорее конструктивной для скрытой балки.
На поперечную силу работают С-ки, устанавливаемые ВОКРУГ колонного стыка..
Однако, сути это не меняет- хомут есть хомут- должен охватывать все стержни скрытой балки. Никаких тут П-шек.

А вот вы, Engineer IA, скажите, внутренние 6 стержней, охватываемых хомутом, у вас какого диаметра?
И хомуты вы ставите на всю длину скрытой балки?

[micle5]

Сообщение от Аshаs-ка По ходу прочтения всех постов возник вопрос. Колонны, скажем, 9х9 метров. Офис, скажем, без затей. По прогибам надо бы толщину 280-300мм. Вес плиты при этом - под 60 тонн... здание, в основном, занимается несением самого себя. И бетон, понятно, где-то загружен, а где-то - не очень, и арматура тож... Внимание, вопрос: А нельзя ли из плиты весь условно неработающий бетон выкинуть? Видел я как-то на англоязычном сайте, как индийцы (!) используют неизвлекаемые пенопластовые вкладыши и делают ребристое перекрытие типа кесонного... применительно к нашим реалиям ЭТО могло бы выглядеть так, как в приаттаченном файле. Прикинул - бетона на 40% меньше... Расскажите, почему так не делают повсеместно? Потолок-то ровным остается, а если кое-где вкладыши выковырять. так и фэнкойлы засунуть можно есть куда.. [ATTACH]1144927213.dwg[/ATTACH]

Вообщето в киевском ЦНИИЭП занимались подобной темой. Монолитные пустотные перекрытия - в плиту закладывали закладывали ПВХ трубы. Вроде бы они там даже пару объектов построили с такими перекрытиями.

[OlegM]

Циник

Однако, сути это не меняет- хомут есть хомут- должен охватывать все стержни скрытой балки. Никаких тут П-шек.

Я, же сказал:

ГИП согласовал, использование обычных П, вместо всех этих хомутов, главное, чтоб якобы поперечная арматура доходила до низа плиты.

Я был не согласен, но кому, тут докажешь.
И еще, может "вспомнишь" название руководства, противо пожарка, для меня, как темный лес.

[Циник]

Пособие по определению пределов огнестойкости конструкций, пределов распространения огня по конструкциям и групп возгораемости материалов (к СНиП II-2-80)

Все переврал разумеется- книжечка синяя)))

[OlegM]

Может, кто – ни будь выложит этот СНиП и пособие к нему?

[Potockiy]

Сообщение от micle5 Сообщение от Аshаs-ка По ходу прочтения всех постов возник вопрос. Колонны, скажем, 9х9 метров. Офис, скажем, без затей. По прогибам надо бы толщину 280-300мм. Вес плиты при этом - под 60 тонн... здание, в основном, занимается несением самого себя. И бетон, понятно, где-то загружен, а где-то - не очень, и арматура тож... Внимание, вопрос: А нельзя ли из плиты весь условно неработающий бетон выкинуть? Видел я как-то на англоязычном сайте, как индийцы (!) используют неизвлекаемые пенопластовые вкладыши и делают ребристое перекрытие типа кесонного... применительно к нашим реалиям ЭТО могло бы выглядеть так, как в приаттаченном файле. Прикинул - бетона на 40% меньше... Расскажите, почему так не делают повсеместно? Потолок-то ровным остается, а если кое-где вкладыши выковырять. так и фэнкойлы засунуть можно есть куда.. [ATTACH]1144927213.dwg[/ATTACH] Вообщето в киевском ЦНИИЭП занимались подобной темой. Монолитные пустотные перекрытия - в плиту закладывали закладывали ПВХ трубы. Вроде бы они там даже пару объектов построили с такими перекрытиями.

честно говоря закладка ПВХ труб в перекрытия имеет определенные минусы. В Санкт-Петербурге пытались использовать такие перекрытия. Но при бетонировании возникли такие трудности как:
При вибрировании бетона трубы начали всплывать и выгибать арматуру... Т.е. данные трубы невозможно было зафиксировать в проектном положении. К щитам опалубки их не прикрепить да и если прикрепить щиты сами по себе выгибаются... Закон архимеда Ч.П.

Я в своей диплопломной работе разрабатывал вариант применения шарообразных пустотообразователей. Шары выполнялись из полиэтилена и фиксировались специальными пространственными каркасами. При этом такое перекрытие намного лучше работает в обоих направлениях и при этом за счет снижения собственного веса экономия идет не только по бетону, что ерунда само по себе так бетон не так много стоит, но и по арматуре и на устройстве фундаментов. При этом становятся возможны большие пролеты, хотя тольщина перекрытия слегка больше. Но проблема с всплытием все равно остается и на такой случай отличная идея существует по использованию сборно-монолитных перекрытий.. Отличная идея и проще на стройке выполнять и отметает проблемы с фиксацией полостей.

А вообще интересно узнать кто этим еще занимается... Так как хочется продолжить данную тему.
И еще сейчас в России усердно пытаются пропихнуть данную тему облегченных монолитных перекрытий. И на сколько знаю НИИЖБ уже планируют разрабатывать рекомендации по проектированию и конструированию.

[Peter]

Ув. коллеги. подскажите как на практике прикладывается кротковременная полезная нагрузка на перекрытие. Вопрос стоит в проблеме учета того , что кратковременная нагрузка бегает. Задать нагрузку в каждую клетку в свое загружение и в РСУ- получается много комбинаций ( у меня 350 временных). Какой есть принцип их задавания на примере хотя бы регулярного шага колон ( например в шахматном или лесенкой ). Спасибо

[OlegM]

Peter
А, где в СНиПе «Нагрузки и воздействия» сказано, что кратковременная нагрузка бегает?
По логике понятно, но я делаю сочетания в РСУ, как для кратковременной, так и для длительной с пониженным коэффициентом раздельно. Нагрузки располагаются на перекрытиях либо полностью, либо частями по пролетам.
:wink:

[p_sh]

Сообщение от OlegM Peter А, где в СНиПе «Нагрузки и воздействия» сказано, что кратковременная нагрузка бегает?

Сообщение от СНиП 2.01.07-85 1.10. Расчет конструкций и оснований по предельным состояниям первой и второй групп следует выполнять с учетом неблагоприятных сочетаний нагрузок или соответствующих им усилий. Эти сочетания устанавливаются из анализа реальных вариантов одновременного действия различных нагрузок для рассматриваемой стадии работы конструкции или основания.

Сообщение от OlegM По логике понятно, но я делаю сочетания в РСУ, как для кратковременной, так и для длительной с пониженным коэффициентом раздельно. Нагрузки располагаются на перекрытиях либо полностью, либо частями по пролетам. :wink:

зачем??? только лишний геморрой

[Peter]

Извините за сленг - "Бегает" имел ввиду , что она может быть приложена в разных частях плиты. Что реально изменяет величуну момента в той же колонне. p_sh -""из анализа реальных вариантов"" -именно про это вопрос , как учитываются наихудшии реальные комбинации приложения кратковременной нагрузки. Ответ- что нагрузку прикладываем в каждую ячейку и в РСУ. Но для большего здания это очень много , а как упростить?

[EUDGEN]

Peter

как учитываются наихудшии реальные комбинации приложения кратковременной нагрузки. Ответ- что нагрузку прикладываем в каждую ячейку и в РСУ. Но для большего здания это очень много , а как упростить?

1. По многолетнему опыту изложу свое мнение:
а). наихудшим теоретическим загружением временной нагрузкой перекрытий является загрузка шахматкой.
б). приемлемым вариантом млжет быть и сплошная загрузка временной нагрузкой.
2. Доля временной нагрузки в общей незназительна. Тем более, что она входит в РСУ с понижающими коэф-тами.

[p_sh]

Сообщение от Peter а как упростить?

имеются следующие рекомендации.

Сообщение от СНиП 3.1. Нормы настоящего раздела распространяются на нагрузки от людей, животных, оборудования, изделий, материалов, временных перегородок, действующие на перекрытия зданий и полы на грунтах. Варианты загружения перекрытий этими нагрузками следует принимать в соответствии с предусмотренными условиями возведения и эксплуатации зданий. Если на стадии проектирования данные об этих условиях недостаточны, при расчете конструкций и оснований необходимо рассмотреть следующие варианты загружения отдельных перекрытий: сплошное загружение принятой нагрузкой; неблагоприятное частичное загружение при расчете конструкций и оснований, чувствительных к такой схеме загружения; отсутствие временной нагрузки. При этом суммарная временная нагрузка на перекрытия многоэтажного здания при неблагоприятном частичном их загружении не должна превышать нагрузку при сплошном загружении перекрытий, определенную с учетом коэффициентов сочетаний , значения которых вычисляются по формулам (3) и (4).

а также указания по расчету в различных справочниках.

Сообщение от РУКОВОДСТВО ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ С БЕЗБАЛОЧНЫМИ ПЕРЕКРЫТИЯМИ 2.3. Безбалочную конструкцию рекомендуется рассчитывать на нагрузки, равномерно распределенные по всему перекрытию или его части. Нагрузки, действующие на перекрытия, могут быть приближенно приведены к эквивалентным равномерно распределенным нагрузкам по изгибающим моментам, поперечным силам или деформациям в зависимости от предельных состояний, по которым производится расчет. При расчете отдельных частей конструкции (например, на продавливание и т. п.) необходимо учитывать действительный характер нагрузки. Поскольку каркас состоит из продольных и поперечных рам, вертикальные нагрузки на ригели принимаются по закону равнобедренного треугольника с максимальной ординатой в середине пролета (квадратная сетка колонн каркаса), или трапеции и треугольника (прямоугольная сетка колонн каркаса). При определении усилий, действующих на элементы перекрытия, учитываются невыгоднейшие комбинации загружения рам. При определении усилий, действующих на колонны каркаса, также учитываются невыгоднейшие комбинации загружения рам, но при отсутствии временной нагрузки или сплошном загружении временной нагрузкой перекрытия и пределах квадрата (прямоугольника), ограниченного линиями сетки колонн каркаса (рис. 5).

соотвентственно для расчета усилий в колоннах следует воспользоватся рекомендациями для расчета рам каркасов и пр.

напрмер пример в том же руководстве

Рис. 30. Схемы загружения каркаса а - полосовое загружение всех перекрытий временной длительной нагрузкой; б - полосовое загружение перекрытия первого этажа и сплошное загружение перекрытий всех верхних этажей временной длительной нагрузкой; в - загружение перекрытий временной длительной нагрузкой; г - загружение перекрытия первого этажа и сплошное загружение перекрытий всех верхних этажей временной длительной нагрузкой; д - сплошное загружение всех перекрытий временной длительной нагрузкой; qвр - временная нагрузка; qсн - снеговая нагрузка

[Tym]

Сообщение от Concreteb30 Хорошо скину, я так думаю если господин модерратор разрешит я все в разделе чертежей выложу. [sm167]

А можнешь ссылочку кинуть и ли на мыло tym_kgd@yahoo.com

[Ivanыч]

250 мм минимум

[Ram]

Скажите пож, при сетке колон 7,5х7,5м перекрытие 200мм с капителями 1,8х1,8м hкап=400мм.под расч нагрузку до 600кг/м2 В крайних колоннах возникают большие моменты, капители на продавливание без поперечки уже не проходят. Может быть тогда обвязочную балку пустить по периметру 400х500мм. Тогда и прогиб в пролете увеличивается за счет разгрузки капителей в крайних пролетах. Как сделать правельнее подскажите пожалуйста??

[yarrus77]

Сообщение от Ram Скажите пож, при сетке колон 7,5х7,5м перекрытие 200мм с капителями 1,8х1,8м hкап=400мм.под расч нагрузку до 600кг/м2 В крайних колоннах возникают большие моменты, капители на продавливание без поперечки уже не проходят. Может быть тогда обвязочную балку пустить по периметру 400х500мм. Тогда и прогиб в пролете увеличивается за счет разгрузки капителей в крайних пролетах. Как сделать правельнее подскажите пожалуйста??

Может плитную часть у капители сделаете? Да и толщина плиты маловата 1/35=215 мм для вашего типа капителей.

[Ram]

Может плитную часть у капители сделаете?
По краям анологичные капители прямоугольного типа в высоту с учётом тол плиты 400мм и размером в плане 1,8х1,8м. Момент по крайним колоннам по 250кН*м в поперечном направлении только.

[constructorl]

Сообщение от Ram Скажите пож, при сетке колон 7,5х7,5м перекрытие 200мм с капителями 1,8х1,8м hкап=400мм.под расч нагрузку до 600кг/м2 В крайних колоннах возникают большие моменты, капители на продавливание без поперечки уже не проходят. Может быть тогда обвязочную балку пустить по периметру 400х500мм. Тогда и прогиб в пролете увеличивается за счет разгрузки капителей в крайних пролетах. Как сделать правельнее подскажите пожалуйста??

Скажи какое сечение колонн, при данной сетке и нагрузке???
Аналогичной задачкой занимаюсь

[yarrus77]

2Ram
я подразумевал капитель 3 типа

[wlonda]

Есть вопрос. Здание сложной геометрической формы, имеет розворот под 45 градусов. Нужно сделать армирование безбалочного перекрытия, а у меня нечево в голову не приходит, кроме как сделать в месте разворота балку. Можэт у ковото есть готовое решение.

Сообщение от wlonda Есть вопрос. Здание сложной геометрической формы, имеет розворот под 45 градусов. Нужно сделать армирование безбалочного перекрытия, а у меня нечево в голову не приходит, кроме как сделать в месте разворота балку. Можэт у ковото есть готовое решение.

При всей моей толерантности не могу молчать.
можЕт, нИчего, рАзворот, коГо-то
По теме - схемку выложите, чтобы понятней было

[wlonda]

Додал схему с архитектурой. Много чево там поменял. Но меня интересует только вопрос об армирование плиты в месте разворота. Как там сделать нахлест ар-ры.

[designer]

В твоем случае просто армировал бы горизонтально и вертикально (0 и 90 град).
Зоны дополнительного армирования тоже прямоугольные.
В моем случае крылья были длиннее, арматуру обрывал и стыковал сваркой с помощью изогнутых накладок (ГОСТ14098-91 / С23-Рз / - ГОСТ на сварку).

[designer]

Почему так много монолита в середине здания?
Достаточно лестнично-лифтового блока.

[designer]

см. пример с поворотом.
Нижняя арматура без поворота. Верхняя стыкуется накладками

ФАЙЛ ГЛЮЧНЫЙ

[designer]

заменяю глючный файл

[wlonda]

Сообщение от designer Почему так много монолита в середине здания? Достаточно лестнично-лифтового блока.

это то что мне дали. почти все диафрагмы кроме лесничного блока, я и убрал. Сечас просто делаю стадию проэкт. А со мной только были чертежэы АР.

designer спасибо.

[Andyman]

Сообщение от designer В твоем случае просто армировал бы горизонтально и вертикально (0 и 90 град). Зоны дополнительного армирования тоже прямоугольные. В моем случае крылья были длиннее, арматуру обрывал и стыковал сваркой с помощью изогнутых накладок (ГОСТ14098-91 / С23-Рз / - ГОСТ на сварку).

Аналогично, армируем всегда и везде так же.

[Цветлая]

Скажите возможно ли устройство безбалочного перекрытия при опирании на кирпичную стену. Заказчик требует, ребристое его не устраивает. Перекрыть необходимо пролет 24х14м??..)

[Romka]

Цветлая
Нереальные пролеты для ж/б, тем более для безбалочного перекрытия.
При таких пролетах только металлические фермы: главные в направлении 24м, второстепенные в направл 14м, по ним тонкое ж/б перекрытие милиметров 70-100 в зависимости от пролетов второстепенных ферм. Балки не желательно, т.к. в них тяжелее пропускать коммуникации

[konnitiva]

Цветлая, без балок не обойтись, да.

[YuraSergio]

Добрый день. Я являюсь новичком на данном форуме. Очень интересно и полезно пообщаться с инженерами на профессиональные темы. У меня тоже возникли вопросы по сопряжению монолитной ж.б. плиты перекрытия и колонн. Хотелось бы увидеть как эти узлы решаются у разных разработчиков. Не могли бы Вы и мне выслать пример такого проекта (пример проекта безбалочного перекрытия) с целью проверки своего по аналогу(e-mail: yurasergio@mail.ru). Интересует поперечное армирование у колонн, а также анкеровка плиты с консолью порядка 3,5м.
Заранее благодарен!

[Tym]

Сообщение от YuraSergio анкеровка плиты с консолью порядка 3,5м. Заранее благодарен!

рисунок/чертеж в студию...

[YuraSergio]

Вот расчетная схема. Что посоветуете, господа?

[SerStar]

У меня следующая ситуация. Рассматривается монолитное безбалочное безкапительное перекрытие. По контуру здания балки также отсутствуют, стоят только колонны. Вдоль контура здания предусматриваю усиленное продольное армирование между колоннами. Пролеты 3,5-5,5 метров, толщина плиты 180мм.

вопрос. В направлении внутренней колонны работа перекрытия на стыке с крайней (а также с угловой) колонной считается шарнирным?? если нет, то как плиту защимить между ниже- и вышележащей колонной?

[Svolo4]

Уважаемые! Вышлите и мне, пожалуйста, пример безбалочного перекрытия. В основном интересен узел колонна-плита.
svoh@bk.ru
Заранее спасибо.

[kapitelinet]

Всем добрый вечер
Вот решил поупражнятья с безбалочным перекрытием.

Создал схему: сетка колонн 6 на 6м, два этажа, толщина плит 200мм, h0-170мм,
колонны 600 на 600мм,консоль - 1,2м за грань колонны.
Поперечное армирование в зонах подавливания - равномерное А400 Д8 шаг 5см.
Бетон В25

Нагрузки: 1)с.в. 2)пол и покрытие -150кг/м2 ,3)полезная - 360кг/м2,4) снежок -100кг/м2


Вопрос: как добиться выполнения условия п.6.2.46 СП52-101-2003 (см. картинку ниже)для крайних и угловых колонн.
У меня для крайних колонн М/Мult=0.36, F/Fult=0.21, а для угловых - М/Мult=0.38, F/Fult=0.19,

Неужели консоль ещё увеличивать?

у Вас все нормально, если верить представленным цифрам. Условие означает, что вклад моментов в гипотетическое разрушение опорной зоны не может быть большим, чем вклад продавливающей силы. Т.е. в Вашем случае для крайней колонны М/Мулт=Ф/Фулт=0.19, итого сумма = 0.38 - все проходит с большущим запасом )

[kapitelinet]

Запас есть, коэфф. использования равен 0.38+0.19=0.57.
Но условие 6.2.46 не выполнено: M/Mult=0.38 > F/Fult=0.19 !!!

kapitelinet, хм, ну если не верите форумчанину, то почитайте пособие к СП внимательно, а также книжку Кодыша по новым нормам, могу даже странички подсказать, но лучше будет если сами найдете...
смысл условия именно такой как я написал - если получается, что М/Мулт больше, чем Ф/Фулт, то мы автоматически первое выражение опускаем до второго... Таким образом если Ф/Фулт < 0,5, то опорная зона проходит по нормам при любом значении момента, т.к. сумма уже не будет больше 1.

[kapitelinet]

Ал-й, спасибо, нашёл

Не за что!

[crosandr]

Добрый день, вопрос по безбалочному перекрытию.
Необходимо выполнить отверстие под вентшахту в осях М/3-4 рядом с монолитной стеной (см. схему). Нагрузку планирую передать на балку по оси 4, которая в свою очередь передаст нагрузку на стену. Вопрос: как корректно собрать нагрузку на эту балку? Если собирать с грузовой площади 3*6, то очень большой момент получается, хотя скад в этом месте не показывает значительной прибавки арматуры.

[Liam]

Так у вас бОльшая часть нагрузки уходит слева от проема за счет большей жесткости перекрытия, а справа от проема мизер совсем набежит.