[Stap]

Ситуация такая: двухэтажное здание монолитный каркас, эксплуатируемая кровля. По расчету армирование верхних колонн выше, чем у нижних, все мне говорят, что это бред и никто так не делает, у меня на этот счет есть свое аргументированное мнение, но сначала хотелось бы услышать Ваше, уважаемые инженеры. Заранее спасибо!

[SerStar]

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

[proteirei]

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

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

[prohFEsor]

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

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

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

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

[yarrus77]

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

не так,

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

, а вот так.

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

[belmende]

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

[BoT]

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

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

[prohFEsor]

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

[BoT]

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

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

[prohFEsor]

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

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

[BoT]

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

[SerStar]

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

[yarrus77]

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

уже во всех расчетных ПК есть режим МОНТАЖ.

[BoT]

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

[yarrus77]

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

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

[Розмысл]

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

[SerStar]

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

[issiknon]

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

[SHURF]

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

[str747]

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

Или я совсем забыл как армировать, или что то я не понимаю?А если их 8 на стороне, а не 2.Раскажите, зачем анкеровать арматуру средней колонны? Всегда анкеровал крайние колонны и только крайние стержни.Если убедите. Внедрю у себя в проектном институте.

[igr]

Вот бы схемку посмотреть где продольная сила убываетсверху вниз