[p_sh]

Задача: Колонна размером 600х600. Вертикальная нагрузка 1150т.?
Рассматриваю следующие возможности для реализации:
Арматура.
1. Применение классов высокопрочной арматуры или повышеной прочности. К примеру - А-500.
Бетон.
2.1 Применение высокопрочных бетонов В50, что ЯТД само по себе в построечных условиях довольно сложно и в обеспечении такого класса бетона в конструкции нет никакой уверенности. см сайт Прокуратова.
2.2. Повышение расчетного сопротивления бетона путем введения косвенного армирования. Здесь из В30 получить эквивалент В50 довольно просто. Но вызывает сомнения качество бетонирования колонны с косвенным армированием (сетки d12 с ячейкой 100*100мм и с шагом по высоте колонны 100 мм).

Пока намечено идти по пути 2.2. По предварительным расчетам (была зачетная тема про несущую способность колонны высотой 1м, где был выставлен алгоритм расчета на косое внецентренное сжатие) колонна из В25 с косвенным армированием может иметь место.
Сейчас дорабатываю (изменяю под свою задачу) представленный экселевский алгоритм. (в архиве)

Вопросы пока следующие:
какой путь реализации избрать????

ps. есть еще один вариант решения проблемы взять колонну 700*700 из бетона В30, она тоже несет, но для этого будет необходимо увеличить пролет с 7.2 до 7.3 м (что не смертельно). Но из любви к искуству хочу добить колонну размером 600х600. Причем при расчете параметров материалов косвенного армирования возникают вопросики к нормам. по части учета коэффициентов Гаммаb,i

[p_sh]

Прикидочно. Требуется уголок L250*30 (А=142см2) сталь C345 и бетон В30. - получается замкнутое стальное сечение. вывод: Арматура А-500 работает лучше.

уже пробовал (пост 16) - ничего не получится (с уголками) в таком сечении
Евгений, Екатеринбург при Rsc=400 МПА
и SIGMA_sc.u=500 МПа проверка прочности выполняется тоже.

[DEM]

Ну незнаю что тамс было предложено у меня был вот такой вариант.
[ATTACH]1164130592.dwg[/ATTACH]

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh Евгений, Екатеринбург при Rsc=400 МПА и SIGMA_sc.u=500 МПа проверка прочности выполняется тоже.

Вот объясни зачем тебе вот это самое SIGMA_sc.u=500 МПа кроме нахождения КсиR? Оно задано уже от класса арматуры и далее расчет колонны разделяется на два случая - малых или больших эксцентриститетов, в твоем случае естественно малых (хотя некоторые считают что их надо называть случай 2 и случай 1 соответсвенно, и в этом есть доля истины). Затем по формулам в пособии (хоть старом хоть новом) находишь необходимое армирование (а не делаешь проверку прочности с заданным армированием).
Хотя в такие большие мометы как у тебя я не очень верю и все таки думаю если точно посчитать можно уложиться в эксцентриситет 2 см (момент 1150*0,02=23 тс*м) и посчитать через фи по общему содержанию арматуры в сечении.

[p_sh]

1. предистория.

Я предполагаю что производить расчет в данном случае по формулам п. 3.20 (т.е. исходя из значения высоты сжатой зоны не достаточно)

Сообщение от СНиП 2.03.01-84* п. 3.20 б) при Кси=x/ho>КсиR - также из условия (36), но при этом высота сжатой зоны определяется: для элементов из бетона класса В30 и ниже с ненапрягаемой арматурой классов A-I, A-II, A-III - из формулы (38) где (39) для элементов из бетона класса выше В30, а также для элементов с арматурой класса выше A-III (ненапрягаемой и напрягаемой) - из формул (66) и (67) или (68).

Сообщение от ТСН 102-00 4.2. Расчет по прочности сечений, нормальных к продольной оси элемента 4.2.1. При расчете по прочности железобетонных элементов (согласно п.п.3.10 ... 3.28 СНиП 2.03.01-84*) с арматурой классов А500С и А400С следует учитывать дополнительные указания п.п.4.2.2 ... 4.2.7 настоящих норм. 4.2.2. Значения напряжения в арматуре Sigma_sR в формуле (25) п.3.12 СНиП 2.03.01-84* для определения КсиR принимают равными Sigma_sR= Rs . Значение коэффициента условий работы Gamma_s6 (п.3.13 СНиП 2.03.01-84*) принимают равным Gamma_s6 = 1,0. .... 4.2.4. В расчете внецентренно сжатых элементов из бетона класса В30 и ниже напряжение в арматуре Sigma_s , определяют по формуле (39) п.3.20 СНиП 2.03.01-84*. .... 4.2.6. В расчете железобетонных элементов с учетом косвенного армирования (п.3.22 СНиП 2.03.01-84*) принимают расчетное значение сопротивления арматуры сжатию численно равным расчетному значению сопротивления арматуры растяжению Rsc = Rs , не используя формулу (54) СНиП. 4.2.7. В расчетах железобетонных элементов по общему случаю (п.3.28 СНиП 2.03.01-84*) напряжения в арматуре определяют по формуле (67), не используя формулу (68) СНиП.

Довод 1 (не основной).
Бетон используется В30 и ниже, но Rb.red эквивалентно В50. Этот момент до конца не ясен.
Довод 2 (основной).
Сечение по составу усилий работает на косое внецентреное сжатие. поэтому должен быть также расчитан и по п 3.28*. СНиП 2.03.01-84*

2. зачем SIGMA_sc.u кроме нахождения КсиR?

для нахождения напряжения в i-том стержне по формуле 67 СНиП или 155 Пособия к нему
(пример 39 в пособии)

Поэтому, я полагаю, вырисовывается еще и третий случай расчета - независимый от величины эксцентриситета. - на косое внецентреное сжатие. А он производится только в режиме проверки.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh .... Поэтому, я полагаю, вырисовывается еще и третий случай расчета - независимый от величины эксцентриситета. - на косое внецентреное сжатие. А он производится только в режиме проверки.

расчет на косое внецентреное сжатие производиться только если оба эксцентриситета превышают случайные. Если при твоем-то продольном усилии это действительно так, то имхо что-то не так с компоновкой здания - явно не хватает диафрагм или связей.

[p_sh]

На текущий момент не известны конкретные усилия. - имеется только предварительная планировка. Причем мне с конструктивной точки зрения нравится: шаг колонн равномерный- 7,2*6; ядро жесткости в центре здания + диафрагмы по торцам. Всё как полагается. Сейчас стоит задача определить - возможно ли надежное конструктивное решение для колонн нижнего этажа размером 600*600, поэтому на стадии предварительного расчета на завышение усилий не скуплюсь, дабы впоследствии не встать перед фактом невозможности осуществления решения.
Конечно не менее важным является выяснение у потенциальных производителей их возможности по части должной (т.е. качественной) реализации проектного предложения: смогут ли пробетонировать колонну с косвенной арматурой? размер ячеек и её шаг выбран максимальным.
М.б. стоит произвести пробное изготовление колонны и её испытание (как вы советовали)

[Евгений, Екатеринбург]

1. Если конструктивная схема как ты сказал то моментам там не откуда взяться таким, они не превысят случайные 23 тс*м.
2. Испытать колонну на 1150 тс без пресса нереально, насколько я знаю в Екатеринбурге только в НИИАСе пресс на 1000 тс есть, а в построечных условиях полномасштабную модель испытать неудастся (пригруз такой не найти и домкраты то же).

[4 и 6]

p_sh

Пгостите, а тхубобетон почему Вы не хассматриваете?

[Maro]

По Финским нормам при высоте колонны 3 m и бетоне С25/30(В30) получается момент от случайных отклонений и неточностей M=e0 x N=1150x0,039=45kNm. По ним же требуемая площадь арматуры в симметричном сечении 7200 мм2, то есть 5 32 А500Н с каждой стороны. Это без учета дополнительных моментовю Я бы взял сечение побольше. Или можно композитный столб поставить. Залить бетон в трубу + армирование,... В Европе применяют. Про косвенное армирование ничего не знаю

[p_sh]

Сообщение от Maro Или можно композитный столб поставить. Залить бетон в трубу + армирование,... В Европе применяют.

Я сомневаюсь в применении такого, в виду невозможности контроля качества работ. Т.е. нет возможности контролировать непробетонирование колонны. А при съемной опалубке от этого недуга почти застрахован.

Про косвенное армирование

подробнее в посте 2: из В25 получаю по прочности сопоставимо с В55 ( с учетом коэффициентов условий работы) Rb(50)=30*,9*,85=22,9 МПа, а для В25 с учетом косвенного и тех же коэффициентов Rb.red=26,1 МПа.

4 и 6 - переведите на английский, а то следуя совету: если какое либо слово в техническом тексте вам не понятно - то просто пропустите его, - пропустил всё содержание.

[p_sh]

Бился над алгоритмом (представленным выше) - нашел ряд неточностей в определении геометрических характеристик.
Так и не понял почему автор то включает стержни в работу то не включает.... может кто новичку объяснит.???

В итоге сделал свой расчет.
Кого заинтересует проверьте пжста (особенно вычисление Sby Sbx) - сам проверял вдоль и поперек.

XL книга и макросы открыты для редактирования.
При обнаружении ошибок - звоните в тему. или мыло...
-удалено-

[p_sh]

подправил Sbx Sby для Формы2
+ 26.11.2006 11:00 расчет влияния прогиба
[ATTACH]1164527848.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Уточнил расчет по п. 3.24 (учет влияния прогиба на несущую способность) для сечений армированных косвенной арматурой.
Расчет требуемых параметров см в посте 2.
[ATTACH]1164619603.rar[/ATTACH]

Евгений, Екатеринбург
моменты с учетом влияния прогиба по п 3.22 и 3.24 получаются те еще : 42 т.м. !!!!! т.е. при минимальных упругих.

Сообщение от Maro По Финским нормам при высоте колонны 3 m и бетоне С25/30(В30) получается момент от случайных отклонений и неточностей M=e0 x N=11500x0,039=450kNm.

так что отечественные нормы догнали финские.

[Maro]

Извините там ошибочка 45тм, а не кNм. Путаюсь изредка в еденицах не по СИ.

[p_sh]

Уточнил расчет по п. 3.28

была ошибка с осями.
[ATTACH]1168025059.rar[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от p_sh Задача: Колонна размером 600х600. Вертикальная нагрузка 1150т.?

11500кН/(600х600)=31,94МПа, тут и В50 не поможет (Rb=27.5МПа). И это еще без учета моментов. Сечение должно быть жутко переармировано, а для таких сечений характерно хрупкое разрушение по бетону. (если я правильно понял - процент армирования 7%, это-ж 20d40), когда бетон раздавится -арматура это усилие воспринимать уже не будет. Я бы рекомендовал проверить по деформационной модели по диаграммам бетона и арматуры (как бы беды не вышло).

[p_sh]

тем не менее расчет по модели по предельным усилиям по ТНС 102-00 и СНиП 2.03.01-84* при армировании колонны косвенной арматурой и бетоне в конструкции В25 запас по предельной продольной силе сохраняется при более скромном продольном армировании = 5,3%. (20 d32 А-500)

при расчете по деформационной модели непонятно как назначить характеристики бетона, армированного косвенной арматурой.
не подскажете как???

в архиве расчет по модели по предельным усилиям Бетон В25+ косвенное армирование , арматура А-500.
[ATTACH]1168371570.rar[/ATTACH]

[DTab]

а момент какой нибудь в этой колонне возникает?

[p_sh]

Я предполагаю что больших моментов быть не должно в виду регулярности сетки колонн. Взял с полтолка 50 тм, ЯТД должно хватить.

Рассматриваются средние колонны 3 пролетного здания 16 этажей шаг колонн 6*7,2 (в направлении рамы), нагруза на перекрытие 1,6т/м2. Фундамент плитный.
т.е. с учетом собственного веса колонны
1,6*7,2*6*(16)+2,75*,6*,6*(3*16)=1153,44 т.
хотя с 1,6т/м2 это я загнул в запас, в самом деле 1,2т/м2 .

И все-ж какие деформационные характеристики взять для армированного косвенной арматурой бетона.??? Если взять за основу решение по модели по предельным усилиям то характеристики w(омега) и с ней предельная высота сжатой зоны подрастает под влиянием косвенного армирования.

[DTab]

Сообщение от p_sh И все-ж какие деформационные характеристики взять для армированного косвенной арматурой бетона.??? Если взять за основу решение по модели по предельным усилиям то характеристики w(омега) и с ней предельная высота сжатой зоны подрастает под влиянием косвенного армирования.

,
Пока не знаю, в СП по этому поводу ни чего не нашел. Знаю только что чем больше класс бетона, тем диаграмма выше, но короче. Что грозит почти мгновенным хрупким разрушением.
А вот момент для крайних колонн может быть по более.
Кстати σsc,u=400, а не 500 (п.3.60 стр.60 пособия к снип2.03.01-84).
И еще - чем больше арматуры , тем хуже качество бетонирования, а при учете косвенного армирования это крайне важно.