[depak]

Как поведет себя фундаментная плита при недостаточном количестве продольной арматуры. Рассчет показал что максимальные моменты в плите под диафрагмами и ядрами жесткости доходят до 72 т*м. Предельный изгибающий момент воспринимаемый фундаментной плитой равен 34,7 т*м. Как будет себя вести такая конструкция?
P.S. Здание уже наполовину построено.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Меня удивляет, что к Вам все время попадают двух-трех-кратно перегруженные конструкции. Их что, за углом на коленках проектируют?

видимо их не проектируют,а срузу строят,либо у автора КСН равен 3

[Tym]

1. VVN59, согласен, информации определенно не достаточно...
2. на сколько понял данный момент у вас возникает у торца диафрагмы (меньшего) и действует в плоскости большей стороны диафрагмы.

Сообщение от Ильнур Их что, за углом на коленках проектируют?

Сообщение от depak пенсионер который дома сидит, бывший главный конструктор военпроекта

3. Если фантазировать и очень грубо оценивать на коленках:
а) По эскизу компоновки каркаса: Шаг колонн 3,6 м в обоих направлениях, ФП где-то 30-30, фасады 28х28.
Шаг колонн для жилья распространенный, хотя можно и больше...
б)

Сообщение от Constantin Shashkin По плану диафрагм создается впечатление, что жесткости там мало.

Согласен, диафрагм не мало, скорее всего приняты в предположении связевой работы каркаса.
в)Проверим кол-во: если принять III ветровой район, то ориентировочное количество диафрагм (размеры 0,3х6) по моменту из условия ограничения прогиба верха диафрагмы - 6 шт, по требуемой жесткости - 3 шт, принято скорее всего в запас 6 шт.
г) По ФП (геологии нет, про осадки умолчим):
Если принять осредненно вес 1м3 объема здания в 5кПа - Gзд=211680 кПа. P=Gзд/(30*30)=235 кПа.
При толщине плиты в 800 мм, при пролете 3,6 м ФП можно считать достаточно жесткой - выгиб не определяем.
Грубо:
Мопзр=ql2/11=235*3,6*3,6*3,6/12=998 кНм, теперь опорный момент в надколонной полосе, с учетом 20% перераспр. моментов Мопкп=998*0,75*0,8=599 кНм. Надколонная полоса 1,8 м получаем в натяг 9хd18A400 (шаг200), при В25 и Ho=760 мм.
Мпрзр=ql2/16=235*3,6*3,6*3,6/16=686 кНм, теперь пролетный момент в надколонной полосе, с учетом 20% перераспр. моментов Мпркп=686*0,7*1,2=576 кНм. Надколонная полоса 1,8 м получаем 9хd18A400 (шаг200), при В25 и Ho=760 мм.

Сообщение от depak Пока полет нормальный, никаких жалоб от заказчика не поступало о том что дом разваливается.

3. О диафрагмах:
а) Плита должна воспринять момент от диафрагмы, если армирована не достаточного, то усилия будут перераспределяться вплоть до появления недопустимых деформаций надфундаментных конструкций каркаса;
б) Если слушать мнение Мэтров, то ФП в первом приближении можно считать без учета совместной работы с надфундаментными коснтрукциями. Вообще, в книгах расчет диафрагм ведется по прочности бетона сжатой зоны, прикидочный момент от ветра (III р-н) на одну диафрагму 13,6 МНм, учитывая вертикальные нагрузки можно определить высоту сжатой зоны Х диафр. в нижнем сечении (предположить что ДЖ на растяжение не работает) ну и прикинуть усилия в ФП при увеличении смежного пролета на величину Lдж-X.
Как-то так...

[Otets]

Сообщение от VVN59 Предлагаю воздержаться от дальнейшего обсуждения темы вплоть до получения полной информации об объекте.

Так уже 2 года не обсуждали до твоего поста)))))))))))))) Всё ждут.......))))))))))))

[VVN59]

Да... Ты прав... тема стара (как и наш бренный мир).
Раскопал её не Я, а tym. Я посмотрел только на дату его сообщения.
Сам - копаться в прошлом не привык.
Прочитал сообщения - высказал Своё мнение. (Считаю, что оно правильное).
Очень хорошо, что всё закончилось благополучно (иного и быть не могло).

P.S.
Впреть буду внимательнее смотреть на даты.
Но...
Тема актуальна и сейчас...(спустя 2 года). Автор темы за это время, видимо, не изменился. Опять у него появляются "вот-вот собирающиеся упасть здания". Давайте не будем всё это обсуждать.

[depak]

VVN59, Я специально не ответил на ваше сообщение, вы похожи на очередного дилетанта на dwg.ru, который задает вопросы типа "а зачем Вам это нужно?"
По поводу схемы, я уже писал что не могу предоставить ни планов ни разрезов из соображений конфиденциальности. Хотя вы и сами могли бы об этом догадаться.

"Вопрос к железобетонщикам. При большом дифиците продольного армирования возможен ли срез по нормальному сечению? Были ли такие случае в практике?"
Уважаемый. По этому вопросу Вы пишете чепуху, не знаю где Вы учились, но вы пишите о поперечной арматуре не в силах отличить наклонную трещину от среза по нормальному сечению, эта ситуация описана например у Байкова в учебнике для строительных вузов.

[Tym]

Сообщение от VVN59 Тема актуальна и сейчас...

Сообщение от VVN59 Сам - копаться в прошлом не привык.

То прошлое для застройщика этого здания - настоящее, а для жильцов - будущее... И, надеюсь, счастливое...

[VVN59]

Для depak (#65).

Уважаемый.
Хотел-бы отметить...
Прежде чем оперировать такими терминами, как "чепуха" и "дилетант"... попытайтесь понять следующее:
- Никакая ситуация со срезом по нормальному сечению ж.б. конструкций от влияния Q в действующих на данное время нормативных документах не рассматривается. Почитайте еще раз СП (да и старые СНиПы тоже).
- К таким первоисточникам, как Байков-(Сигалов) при обсуждении технических вопросов Вы можете обращаться с таким-же успехом, как и
обращаясь к собр. сочинений А.С.Пушкина или А.Грина.(последний, для Вас, видимо, более предпочтителен).

Вопрос типа "А зачем Вам это нужно" Я в данном случае не задавал. Ответ понятен и без вопросов. Срубить бабки...

Дальше можете не читать - это уже не для Вас.

Вопрос - казалось-бы пустяковый... Нет...
Присутствие таких людей, как автор этой темы, в строительсте (как таковом) - весьма опасно и сказывается очень отрицательно. Не имея определённых знаний, постоянно перестраховываясь (главное - не упало-бы) - они принимают неадекватные решения (если имеют право голоса, ещё хуже - если они решают всё). Никакие доводы профессиональных проектировщиков учитываться такими людьми не будут. Но даже. если всё будет спроектировано ПО ИХ представлению (мнению, видинию, заблуждению и т.д.) они никогда не возьмут на себя ответственность (что, кстати, и отличает дилетанта от профессионала) - отсюда и идёт ссылка на "конфиденциальность" информации. (Оч..о играет).
Из-за таких - перерасход арматуры в некоторых зданиях доходит до 75% (моё мнение - можете не соглашаться), а упасть такие здания всё-таки могут - там, где нужно - арматуры (а иногда колонн и фундаментов) недостаточно.

[Tyhig]

Сообщение от depak По поводу схемы, я уже писал что не могу предоставить ни планов ни разрезов из соображений конфиденциальности. Хотя вы и сами могли бы об этом догадаться.

depak грамотный специалист, знает когда можно нагнуть спецов на исходные данные.
Шутки шутками, но дыма без огня не бывает.

VVN59 сейчас посмотрел пособие к старому СНИПу по ЖБ, а он прав... Чего в СП не помню, но нормальные сечения в пособии Rsc затрагивают только косвенно...

Товарищи, нельзя же так наезжать на репутации соседей. Давайте жить жружно ?

[depak]

VVN59, Теперь я понимаю что Вы абсолютно неадекватны. Т.к. не зная меня как специалиста бросаете непонятные доводы о моей квалификации. 75% перерасхода арматуры, бугагагага это надо будет сообщить моим заказчикам, что есть в Москве паренек который может сократить мои привычные 70-110 кг/м3 аж на 75%, интерестно как это возможно, мне прям захотелось с Вами познакомиться.
По поводу среза по нормальному сечению. В снипах подобная ситуация и не рассматривается как раз потому что предполагается, что продольная арматура в опорном сечении подобрана правильно, т.е. она способна воспринимать не менее 70% упругого момента. В моем случае она воспринимает 40-45% от упругого момента, и это при том что пролетная арматура работает на пределе.

70 кг/м3 - недурно

[depak]

Сообщение от Ал-й 70 кг/м3 - недурно

Да, был недавно домик у меня одна из секций которого имеет пролеты 4,5х3,5м. Плита 160мм, арматура с учетом всех деталек 72 кг/м3. Но я хочу пойти дальше, хочу чтоб товарищ VVN59 научил меня еще на 75% сократить расход арматуры.

Сообщение от depak Но я хочу пойти дальше, хочу чтоб товарищ VVN59 научил меня еще на 75% сократить расход арматуры.

Наверное он тему читал меж строчек, был в плохом настроении и написал не подумав.

[VVN59]

К depak (#71).
Хорошо... Давайте попробуем...

Уточним данные.
Имеем - плита перекрытия толщиной 16 см при сетке 4,5х3,5 (нагрузка правда не указана - видимо этот пустяк не столь уж и важен). При этом получен расход ар-ры 72 кг/м3 бетона (оптимальный по мнению экономиста). Я правильно понял?
Дайте нагрузку (если это не очень секретная информация) -поверьте -Я об этом никому не расскажу...
Но на первый взгляд и для такой плиты (исходя из предполажения, что это всё-таки какой-то жилой дом) могу сказать:
-толщина плиты - завышена (правда немного)
-перерасход арматуры - около 50%

Вы - уточняете нагрузку...
Я - доказываю свои слова расчётом...

Согласны?

Сообщение от VVN59 -перерасход арматуры - около 50%

А если дом ООчень высокий? Классом бетона будите вывозить? У нас обычно высота очень сильно влияла - росло армирование сжатых элементов...

[depak]

VVN59, Согласен.
Вы говорите про перерасход арматуры в 50%. Т.е. вы с легкостью можете обеспечить 35 кг/м3 в плите?
Как я выше написал это жилой дом, поэтому нагрузки вы сами могли прикинуть если у вас есть хотя бы маломальски опыт проектирования.
Вот что было у меня:
Плита 440 кг/м2
Полы 180 кг/м2
Перегородки 450 кг/м2
Временная 200 кг/м2
ИТОГО 1270 кг/м2
Нагрузки расчетные. Только давайте не будем оспаривать их значения дабы не создавать лишний флуд. Сейчас уточнил пролеты, они там были поменьше 3,6х3,9м, колонны сечением 300х600, предел огнестойкости 90.
Пожалуйста. Доказавайте свои слова расчетом.

[VVN59]

Между строчек - в отличае от Вас читать не умею...
Возникают вопросы - пытаюсь уточнить.
В данном случае - речь об армировании плиты перекрытия (насколько Я понял). Пытаюсь получить дополнительную (и необходимую) информацию. (Пока безуспешно).
Информация о высоте дома (т.е. кол-ве его этажей) - в данном случае, имеет такое-же значение, как наличие смычка при игре на рояле (тем более. если нет музыкального слуха).

[depak]

VVN59, Я вам упрощу задачу. Считайте просто одиночную плоскую плиту без учета ветровых моментов с динамикой и прочих вещей. Просто раскидайте арматуру под ту нагрузку которую я дал. Хочу увидеть 35 кг как вы обещали.

[VVN59]

Между строчек - в отличае от Вас читать не умею...
Возникают вопросы - пытаюсь уточнить.
В данном случае - речь об армировании плиты перекрытия (насколько Я понял). Пытаюсь получить дополнительную (и необходимую) информацию. (Пока безуспешно).
Информация о высоте дома (т.е. кол-ве его этажей) - в данном случае, имеет такое-же значение, как наличие смычка при игре на рояле (тем более. если нет музыкального слуха).

[depak]

VVN59, Так Вы докажите свои слова расчетом, или будете повторять свои же посты?

[vedinzhener]

на самом деле вопрос в расходе арматуры не только в расчете но и в конструировании...к примеру укладывается верхняя арматура в пролете или нет...унифицируется диаметр арматуры или четко делается того диаметра и шага где это требуется,с капителями колона или нет(если не проходит по продавливанию,то в опорной зоне поперечная арматура) и т.д.,вопщем нюансов много возникает и как правило "перерасход" арматуры может возникнуть вовсе и не из-за расчета.