[Equilibrium]

Доброго времени суток, коллеги!
Проектируется плитный ростверк под 24 этажное здание. Здание с монолитными перекрытиями по монолитным несущим поперечным стенам и пилонам. Толщина плиты ростверка принята 1м. По расчету (ручному по п.3.96(3.42) пособия к СНиП 2.03.01-84, п.8.1.47 СП 63.13330.2012, п.2 пособия по проектированию железобетонных ростверков свайных фундаментов под колонны зданий и сооружений и в STARK_ES) в районе пилонов требуется поперечная арматура, либо увеличение толщины плиты минимум до 1,2м. Толщину всей плиты увеличивать на 20% из-за нескольких локальных участков не хочется, а поперечное армирование в плитных ростверках, по крайней мере раньше, экспертизой не приветствовалось.
СП по этому поводу говорят следующее:

СП 50-102-2003 ПРОЕКТИРОВАНИЕ И УСТРОЙСТВО СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ.
8.5 Плитные ростверки применяют для зданий с каркасом из монолитного железобетона или с металлическим каркасом. При этом высоту ростверка определяют с учетом необходимой заделки арматурных выпусков или анкерных болтов.
Для тяжелых каркасных зданий и сооружений применяют, как правило, большеразмерные плитные ростверки (при размерах в плане 10х10 м и более). При этом высоту плитного ростверка определяют из расчета возможности восприятия поперечных сил без установки поперечной (вертикальной) арматуры.

СП 24.13330.2011 СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ.
8.5. Для тяжелых зданий и сооружений применяют, как правило, большеразмерные плитные ростверки. При этом высоту плитного ростверка определяют из расчета возможности восприятия им поперечных сил (по расчету на продавливание).
Плитные ростверки армируют верхними и нижними сетками из арматуры, которые укладывают на поддерживающие каркасы. Большеразмерные плитные ростверки изготавливают из бетона, укладываемого на бетонную подготовку.

Как видно, в последнем СП про обязательное отсутствие поперечной арматуры ни слова.

Вопрос такой: проходил ли кто-либо экспертизу плитных ростверков, с поперечной арматурой? Велика ли вероятность нарваться на замечание по этому поводу, или все-таки лучше увеличить толщину плиты?

Вдогонку еще один вопрос.
Нагрузка на пилоны размером 0,5х1,2м составляет от 600 до 820тс (пилоны есть и на краю плиты). Под плитой в районе пилонов сплошное свайное поле из забивных свай 30х30см с минимальным шагом (90см).
В п.2.5 пособия указано, что реакции свай, находящихся в пределах площади нижнего основания пирамиды продавливания, не учитываются. Если их учесть, то продавливающая сила резко уменьшится, и никакого поперечного армирования не потребуется. Учитывается ли вообще как-либо при расчете на продавливание наличие свай непосредственно под нагруженной частью плиты (кроме незначительного уменьшения нижних границ зоны продавливания по граням свай), или для СП все равно что рассчитываем: плитный фундамент или ростверк?

[Axe-d]

Сообщение от Equilibrium Вопрос такой: проходил ли кто-либо экспертизу плитных ростверков, с поперечной арматурой?

Проходили. Вопросов не было.

Сообщение от Equilibrium или все-таки лучше увеличить толщину плиты?

Можно увеличить локально - в зоне продавливания

[Equilibrium]

Сообщение от Axe-d Можно увеличить локально - в зоне продавливания

Спасибо за ответ, а по поводу последнего: нельзя ли какой-нибудь пример с армированием локального увеличения толщины плиты?

[alisa]

Плитные ростверки с поперечкой бывают у нас в экспертизе постоянно, ни разу эксперты не придирались к этому. Не знаю, почему бы они должны это делать, тем более приведенный вами пункт из актуализированного СП напрямую отсутствия поперечной арматуры не требует; не вижу смысла увеличивать из-за этого высоту. И городить плиту переменной высоты тоже не хочется, проще заармировать на продавливание там, где надо.

Посмотрите на это еще с другой стороны: СП 52-103-2007 на монолитные конструкции "9.11 В толстых фундаментных плитах помимо продольной арматуры, устанавливаемой у верхней и нижней граней плиты, следует предусматривать продольную арматуру, располагаемую в средней зоне по толщине плиты."

Вот тут и бывали бодания с экспертом: какую плиту считать толстой - нигде не прописано, и некоторые требовали средний слой поставить, - а представьте себе расход арматуры на еще один ковер, если плита немалой площади... Поэтому толщина плиты у нас всегда минимальна с учетом арматуры на продавливание.

[Equilibrium]

Сообщение от alisa Не знаю, почему бы они должны это делать, тем более приведенный вами пункт из актуализированного СП напрямую отсутствия поперечной арматуры не требует; не вижу смысла увеличивать из-за этого высоту.

Спасибо, ответ обнадеживающий. Просто старый СП это однозначно требовал, а в новом этот вопрос тактично обошли: ни да, ни нет. Тем более раньше натыкался тут на пост с подобной проблемой: http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=47992

[playgamer]

Сообщение от Equilibrium нельзя ли какой-нибудь пример с армированием локального увеличения толщины плиты?

Локальные увеличения толщины фунд. плиты - банкетки - заливаются совместно с плитой. Выставляется опалубка (даже из досок), фиксируется над верхней арматурой плиты. Банкетки можно не армировать, главное - обеспечить непрерывность бетонирования. Частенько применяю такое решение.

[alisa]

Знаете, и при старом СП как-то не возникало таких проблем в экспертизе. Видимо, в Питере эксперты разумные
По-моему, ограничение это высосано из пальца.

[swell{d}]

1. 1000мм под 24этажа?! я бы в 600-800 уложился
2. сплошное свайное поле под 24эт?! ну я не знаю...
3. да конечно можно учитывать поперечку, ни разу никто не придирался.
4. локально увеличивать толщину плиты намного проще не вверх, Offtop: как советуют тут некоторые товарищи, а вниз.
5. и естественно надо уменьшать продавливающие усилие на значение реакций свай, попадающих в пирамиду продавливания.

[playgamer]

Offtop:

Сообщение от swell{d} локально увеличивать толщину плиты намного проще не вверх, а вниз.

Не факт.
1) Необходимо вручную дорабатывать грунт под банкетки. Обеспечивать откосы/стенки по контуру...
2) Если банкетка - под плитой, она попадает в растянутую зону плиты, необходимо ее армировать.

[Equilibrium]

Сообщение от swell{d} 1. 1000мм под 24этажа?! я бы в 600-800 уложился

При расчете в Stark_ES с учетом податливости свай как опор конечной жесткости (обычно принимаю перемещение от 1 до 5 см на 100 тс) нижняя арматура выскакивает около 50 см2/м, да и верхняя местами до 40 см2/м. Заказчик просит применять арматуру не больше 32 диаметра, не более чем в один слой и с просветами между стержнями достаточными, для укладки жесткого бетона. Исходя из опыта устройства плит, основная арматура диаметром 16 с шагом 200 и дополнительная 32 с шагом 200 - это оптимальный вариант, а для меньшей толщины плиты такое армирование уже не подходит.

Сообщение от swell{d} 2. сплошное свайное поле под 24эт?! ну я не знаю...

Несущая способность 12-ти метровой сваи по результатам зондирования - около 40 тс (это средняя, минимальная - менее 30тс). Даже при грубом ручном подсчете веса здания и полезных нагрузок с понижающими коэффициентами сочетания получается не меньше 650 свай, а с учетом реального распределения нагрузок при расчете в Srark_ES - до 690 свай на плиту площадью 670 м2, так что местами (под несущими стенами и пилонами) предусмотрено сплошное свайное поле с минимальным шагом.

Сообщение от swell{d} 5. и естественно надо уменьшать продавливающие усилие на значение реакций свай, попадающих в пирамиду продавливания.

Вот этот вопрос как раз и интересовал. Может быть есть ссылка на какой-либо нормативный документ, подтверждающий сей вполне разумный подход? Просто в п.2.5 пособия по проектированию железобетонных ростверков свайных фундаментов под колонны зданий и сооружений (к СНиП 2.03.01-84) говорится:
2.5. При многорядном расположении свай (черт. 3) помимо расчета на продавливание колонной по пирамиде продавливания, боковые стороны которой проходят от наружной грани колонны до ближайших граней свай, должна быть проведена проверка на продавливание ростверка колонной в предположении, что продавливание происходит по поверхности пирамиды, две или все четыре боковые стороны которой наклонены под углом 45°; при этом реакции свай, находящихся в пределах площади нижнего основания пирамиды продавливания, не учитываются.
Видимо, считается, что ростверк должен обеспечивать работу на продавливание и с учетом выхода из работы свай, находящихся непосредственно под колонной?

[Axe-d]

Сообщение от playgamer Если банкетка - под плитой, она попадает в растянутую зону плиты, необходимо ее армировать.

Offtop: Так это в чем-то и лучше. Арматура банкетки "принимает" на себя наибольшие растягивающие усилия, тем самым позволяя уменьшить площадь нижней арматуры плитной части и, соответственно, расход арматуры на большей части плиты.

[swell{d}]

Сообщение от Equilibrium При расчете в Stark_ES с учетом

а вы учитываете фактическое сечение сваи и фактическое сечение колонны в своём расчёте? я имею ввиду АЖТ, как при моделировании опирания плиты на колонну. мне кажется, что если учтёте, цифры сразу станут вполне себе корректными.

Сообщение от Equilibrium Несущая способность 12-ти метровой сваи - около 40 тс

возьмите сваю подлиннее. 40тс - это детский сад какой-то. свая 30х30 должна нести тон 90, и это при том, что по материалу она несёт ~130тс.

п.с. легко конечно так говорить, не представляя всей картины в целом. просто у меня сейчас 25этажей на ужасных грунтах - у меня ростверк 800мм и сваи 22м 40х40 несут 150тс

[Equilibrium]

Сообщение от swell{d} а вы учитываете фактическое сечение сваи и фактическое сечение колонны в своём расчёте? я имею ввиду АЖТ, как при моделировании опирания плиты на колонну. мне кажется, что если учтёте, цифры сразу станут вполне себе корректными.

Такой вариант тоже рассматривался, POS-проект в старке учитывает в разбивке размеры колонн и свай. Но это больше влияет на поперечное армирование, на горизонтальное обычно мало. Сначала тоже принял ростверк 800мм, но в некоторых местах при раскладке арматуры возникли проблемы с размещением (в т.ч. с поперечной) поэтому пришлось увеличить до 1000мм. А в чем считаете, если не секрет? Какую жесткость свайной опоры принимаете?

Сообщение от swell{d} возьмите сваю подлиннее.

Я бы рад, но заказчик настаивает именно на сваях 12м. Вся надежда только на испытания, сам прекрасно понимаю что такое забить свайное поле с минимальным шагом...

[Engineer SV]

Сообщение от swell{d} и сваи 22м 40х40 несут 150тс

По грунту? По материалу не более 135т.

[swell{d}]

Сообщение от Engineer SV По материалу не более 135т.

бетон B25 - 14,5МПа - это 1450 тс/м2.
0,4х0,4х1450 = 232тс по бетону только, без арматуры. откуда 135? у меня испытания на 180тс были...

А в чем считаете, если не секрет? Какую жесткость свайной опоры принимаете?

считаю в скаде, проверяю ручками. про жёсткость - тут

[Equilibrium]

Сообщение от swell{d} считаю в скаде, проверяю ручками. про жёсткость - тут

Методика понятна, интересует конкретное значение, просто для сравнения.

[swell{d}]

от 1000 до 8000 тс/м. обычно ближе к 1000.
в вашем случае жёсткость свай должна быть в ~12 раз ниже, чем при расчёте одиночной сваи.

[Engineer SV]

Сообщение от swell{d} бетон B25 - 14,5МПа - это 1450 тс/м2. 0,4х0,4х1450 = 232тс по бетону только, без арматуры. откуда 135? у меня испытания на 180тс были...

Для составных свай предел 135 тонн. По серии.
22 метра цельных не бывает свай. Поэтому 135 тонн на сваю составную -предел по материалу. А прочность бетона В25 мы знаем)

[playgamer]

Сообщение от Axe-d Так это в чем-то и лучше. Арматура банкетки "принимает" на себя наибольшие растягивающие усилия, тем самым позволяя уменьшить площадь нижней арматуры плитной части и, соответственно, расход арматуры на большей части плиты.

Offtop: Это справедливо и при банкетках вверх - рабочая высота сечения для арматуры под банкеткой увеличивается тоже... При этом, вся арматура используется по максимуму (все стержни - у растянутой грани, нет стержней в средней части сечения).

[swell{d}]

Сообщение от Engineer SV Для составных свай предел 135 тонн. По серии.

а, да? я и не в курсе =) буду знать на будущее. заказчику тока моему не говорите =)

Сообщение от playgamer Это справедливо и при банкетках вверх

а как их сделать-то за раз. я себе слабо представляю. зато вот это - сплю и вижу

[Engineer SV]

Сообщение от swell{d} а, да? я и не в курсе =) буду знать на будущее. заказчику тока моему не говорите =)

Я выкладываю лист из серии. Интересно было бы еще чье-то мнение узнать по поводу максимальной нагрузки,допускаемой на составную 22 метровую сваю.

[playgamer]

Сообщение от swell{d} а как их сделать-то за раз

Offtop: Ставятся бортики из фанеры/досок поверх верхней арматуры, фиксируются в устойчивом положении. Заливается совместно, а если бетон с бОльшей осадкой конуса - то с небольшим отставанием от замоноличивания плиты (на 0,5-1 час, во избежание выпирания бетона из-под щитов). Банкетки не армировал (работал массивом сечения).
Делалось не раз, ездил на авторский надзор, проблем не было.

[swell{d}]

Сообщение от Engineer SV Интересно было бы еще чье-то мнение узнать по поводу максимальной нагрузки,допускаемой на составную 22 метровую сваю

части сваи стоят одна на одной без зазора. теоретически, должны нести точно не меньше прочности по бетону. даже если стык несёт 135тс, то ещё сколько-то тон наберётся по грунту на верхнюю секцию...

Сообщение от playgamer Делалось не раз, ездил на авторский надзор, проблем не было.

это интересно. надо будет попробовать где-нибудь. но вообще я стараюсь делать ленты и тонкую ж/б плиту между лентами.

[Axe-d]

Сообщение от playgamer Это справедливо и при банкетках вверх - рабочая высота сечения для арматуры под банкеткой увеличивается тоже

А я имел в виду не эффект увеличения рабочей высоты. Просто при назначении диаметра нижней арматуры, которая на большей части плиты по расчету не нужна, для плит с плоской нижней гранью приходится ориентироваться на её комбинацию с дополнительной арматурой на опоре. Если на опоре требуется много арматуры, приличные диаметры приходится назначать и для основной арматуры и тащить эти "лишние" квадратные сантиметры в пролет. А при банкетках вниз основную нижнюю арматуру плитной части можно назначить по минимуму.

[Equilibrium]

Сообщение от swell{d} от 1000 до 8000 тс/м. обычно ближе к 1000. в вашем случае жёсткость свай должна быть в ~12 раз ниже, чем при расчёте одиночной сваи.

Позвольте с Вами не согласиться.
Давайте немного поразмыслим.
В 12 раз меньше 1000 тс/м, это 833 кН/м. При минимальном расположении свай с шагом 0,9х0,9м, на каждые 0,81 м2 приходится одна свая, т.е. при моделировании такой плиты со сваями по МКЭ, это одна опора жесткостью 833 кН/м.
Теперь давайте смоделируем теми же методами эту же фундаментную плиту, но без свай.
Модуль деформации для песков мелких средней плотности или суглинков тугопластичных (Табл. Б.1 и Б.3 СП 22.13330.2011) - 30 Мпа.
Глубину сжимаемой толщи приблизительно примем 30м (можно больше, можно меньше, но порядок останется тем же).
По Горбунову-Посадову коэффициент постели для однопараметрической модели грунта (типа Винклера) К=Е/(1-v*v)H, или (для глубины сжимаемой толщи 30м и грунта с v=0.35) К=30000/(1-0.35*0.35)*30=1140кН/м3, соответственно жесткость пружинки, представленной столбиком грунта сечением 0,9*0,9м (т.е. жесткость опоры в месте бывшего расположения сваи) составит 1140кН/м3*0,81м2=923кН/м.
Итого, выходит что для рассмотренного случая основание без свай будет жестче, чем основание со сваями.
Какой тогда смысл бить сваи?)

[swell{d}]

Сообщение от Equilibrium В 12 раз меньше 1000 тс/м, это 833 кН/м.

в 12 раз меньше жёсткости одиночной сваи, но не взятой с потолка, а посчитаной по вашим конкретным грунтам с конкретными значениями физико-механических характеристик.
и не со мной вы не соглашаетесь, а с авторами сп 50-102, я только скриншотик выложил

[Equilibrium]

Сообщение от swell{d} и не со мной вы не соглашаетесь, а с авторами сп 50-102, я только скриншотик выложил

Источник скриншотика известен, я просто пытался продемонстрировать, в какую ситуацию можно попасть, бездумно применяя написанное в СП (чего в свое время только стоил способ определения границ условного фундамента через угол внутреннего трения, не имеющий под собой никаких реальных предпосылок, но тем не менее долго использовавшийся в СНиП).
Данная методика применяется для оценки общей осадки всего свайного поля с жестким ростверком (что и показано в следующих за таблицей пунктах), но непригодна для оценки неравномерности деформаций ростверка конечной жесткости, которая как раз и используется для расчета параметров армирования.
В данном случае под плитой деформируется не поле из одиночных в 12 раз более деформативных свай, а весь массив грунта, "проармированный" сваями. Сам целиком он осядет, возможно, в 12 больше, чем одиночная свая, но в целом внетри границ свайного поля он будет значительно жестче, чем фундамент из несвязанных между собой опор, в 12 раз менее жестких по отдельности.
Поэтому лично я считаю, что применение такого варианта (т.е. уменьшать жесткость свай в 10 и более раз) приводит к необоснованным запасам по армированию ростверка.
В общем: понижать жесткость свайной опоры при расчете армирования ростверка - да, нужно. В 10 и более раз согласно СП - нет, это перебор.

[swell{d}]

Сообщение от Equilibrium Поэтому лично я считаю, что применение такого варианта (т.е. уменьшать жесткость свай в 10 и более раз) приводит к необоснованным запасам по армированию ростверка.

мой опыт показывает, что чем "мягче" основание, тем меньше получается армирование ростверка (нагрузка на сваи более равномерная). и наоборот. можете сами проверить на своей модели и подтвердить или опровергнуть мои слова.

[Equilibrium]

Сообщение от swell{d} мой опыт показывает, что чем "мягче" основание, тем меньше получается армирование ростверка (нагрузка на сваи более равномерная). и наоборот. можете сами проверить на своей модели и подтвердить или опровергнуть мои слова.

Занимался подобным вопросом еще лет 10 назад, когда писал диссертацию)
Картина НДС свайного ростверка при абсолютно жестких опорах сферична, как конь в вакууме, и не имеет ничего общего с его реальной работой. При переходе от абсолютно жестких опор к опорам конечной жесткости рассеиваются местные локальные концентрации напряжений и общая картина НДС ростверка несколько выравнивается. При дальнейшем ослаблении деформации в районе наиболее нагруженных участков нарастают, соответственно там же увеличиваются и напряжения (это закон Гука, тут ничего не попишешь). Нагрузка по сваям перераспределяется из-за более полного включения ростверка в работу, что обязательно вызывает увеличение напряжений в нем. Проверено не раз: значительное увеличение деформативности опор (в 10 и более раз) однозначно приводит к увеличению неравномерности деформаций и усилий в ростверке.

[swell{d}]

я стараюсь расставлять сваи так, чтобы при любой их жёсткости не возникало неравномерных деформаций.

[Equilibrium]

К этому конечно должен стремиться каждый проектировщик, но если бы такое было возможно, то можно было бы обходиться вообще без ростверков

[swell{d}]

ростверки нужны ещё и потому, что сваи неровно забивают, а не потому, что мы их расставить идеально не можем.
есть варианты с устройством перекрытия 1 этажа по торчащим из земли сваям - пожалуйста, вариант без ростверков.

[Engineer SV]

День добрый!
Интересует все-таки вопрос в части мах.допускаемой нагрузки на составную сваю.
Для меня пока ответ один-135 тонн по графику серии. Да, это ограничение связано со стыком. По цельной свае по материалу в типовой серии уже выше (естественно )допускаемая нагрузка. Все конечно эти серии видели,но... Отношение к ним разное.
График серии по составным сваям не предусматривает рассмотрение нагрузки на сваю свыше135 тонн. Проверку по прочности и тещиностойкости тоже рекомендуют вести с учетом графика.
Стык свайный расположен ,как правило, ниже зоны, где учитывается вертикальное усилие с моментом. И роль стыка-удержать в проектном положении сваю на момент забивки. Я просчитывал стык,его швы на те усилия,которые действительно там возникают. Достаточно было бы ограничиться только вертикальными швами в накладках. Горизонтальные швы получаются даже лишними. 2 вопроса интересуют.

1. Приходится ли кому-то допускать нагрузку на составную сваю больше чем указано в графиках серии?( Приходилось как-то и 135 тонн аргументировать.Эксперт считал,что график ограничивает 120 тоннами)
2. Для сварного стыка составных свай указываете всегда обварку по периметру накладок,либо согласовываете только вертикальные? Такие просьбы возникают у сваебоев нередко. Сложно отказать ,т.как по расчету вроде бы и вертикальных достаточно.

[swell{d}]

Engineer SV,
могу показать испытания 12 составных свай на усилие в 180тс.

[Engineer SV]

Сообщение от swell{d} могу показать испытания 12 составных свай на усилие в 180тс.

А уменя испытания составных свай прошли на 200 тонн).
Эту нагрузку регламентирует ГОСТ на полевые испытания(в зависимости от типа грунта) Я брал К=1,5. Поэтому от 132 тонн ,умноженных на коэффициент 1,5 и выдал для статики нагрузку 200 тонн. Но 200 тонн статиспытаний только подтверждает возможность принятия допускаемой нагрузки на сваю 135 тонн.Если я не прав,поправьте.
И вопрос у меня несколько иначе поставлен. Интересно кто-то еще из форумчан ограничивает себя графиками серии в части допускаемой нагрузки на составные сваи?
Я понял, что вы учитываете еще и работу грунта по верхней секции.

[swell{d}]

не то, чтобы я учитывал. я вообще не знал про это ограничение до того, как вы мне об этом сказали.

[Engineer SV]

Сообщение от swell{d} не то, чтобы я учитывал. я вообще не знал про это ограничение до того, как вы мне об этом сказали.

Я наверное не совсем верно выразился. Конечно висячая свая рассчитывается по грунту (по всей глубине загружения,за исключением ,указанным в пунктам нормативов) и по материалу. Так вот при расчете по материалу и есть это ограничение. И если по грунту составная несет 180 тонн, то по материалу...

Обратите внимание на графики в сериях по цельным сваям. Там уже другие цифры.

[piratos]

Всем привет. Подниму тему.
Как быть? Что-то туплю. Если в ростверке по расчету требуется поперечка от продавливания сваями, но при этом контура продавливания "налазят" друг на друга. Как разместить каркасы? Они же "налазить" друг на друга будут, да и есть ли вообще в этом смысл?

[Кореш]

ИМХО нужно считать по общему контуру, усилия же возникают одновременно в сваях.

[v.psk]

Какая-то схема нерегулярная.
Местные уширения (аналог капителей / банкеток) возможны как вариант? Раз уж не сделать толще плиту или чаще сваи.

[piratos]

Сообщение от Кореш ИМХО нужно считать по общему контуру, усилия же возникают одновременно в сваях.

Это имеете ввиду под общим контуром?

Усилия суммировать с трех?

Сообщение от v.psk Какая-то схема нерегулярная.

"Вы не видите картину в целом"

[Кореш]

Если плита не пройдет по продавливанию, выколется же кусок, который будет лежать на всех трех сваях, поэтому расчет нужно проводить по пирамиде, построенной по контуру локальных пирамид каждой сваи. Локальные пирамидки каждой сваи можно проверить на разность вертикальных нагрузок на сваи. Это неточные методы, но думаю в запас. К общей пирамиде можно приложить также моменты, возникающие от разницы нагрузок на сваи, т.е. собрать момент относительно ц.т. пирамиды от рассматриваемых свай.
На рисунке красным - пирамидка одной сваи, зеленым - общая пирамида.

В пособие по расчету ростверков под колонны было о продавливании ростверка сваей, когда пирамида по конструктивным причинам имеет наклон к вертикали менее 45 градусов.

По плитному ростверку - лучше бы конечно толщину ростверка назначить по классической пирамиде так, чтобы армирования не требовалось, ИМХО.
Возможно, габариты верхнего основания пирамиды брать по размеру, равному половине расстояния свай, если угол получается более 45 градусов. Но это не точно.

[piratos]

Сообщение от Кореш Если плита не пройдет по продавливанию, выколется же кусок, который будет лежать на всех трех сваях, поэтому расчет нужно проводить по пирамиде, построенной по контуру локальных пирамид каждой сваи. Локальные пирамидки каждой сваи можно проверить на разность вертикальных нагрузок на сваи. Это неточные методы, но думаю в запас. К общей пирамиде можно приложить также моменты, возникающие от разницы нагрузок на сваи, т.е. собрать момент относительно ц.т. пирамиды от рассматриваемых свай. На рисунке красным - пирамидка одной сваи, зеленым - общая пирамида. В пособие по расчету ростверков под колонны было о продавливании ростверка сваей, когда пирамида по конструктивным причинам имеет наклон к вертикали менее 45 градусов. По плитному ростверку - лучше бы конечно толщину ростверка назначить по классической пирамиде так, чтобы армирования не требовалось, ИМХО. Возможно, габариты верхнего основания пирамиды брать по размеру, равному половине расстояния свай, если угол получается более 45 градусов. Но это не точно.

Спасибо за совет, интересно, надо прикинуть. Только весь прикол в том, что если вы обратили внимание, контура, которые я указал, это 1,5Но от сваи (зона расстановки арматуры), сами расчетные сечения = 1/2Но до Но не пересекаются, или пересекаются с незначительным заходом друг на друга.

Толщину ростверка менять уже не могу, да и признаться, не хочу.

[v.psk]

Сообщение от piratos Усилия суммировать с трех

А почему с трёх?
Тут всё довольно кучно...
Как-то странно... А толщина плиты сколько, сколько усилие от сваи?

[Кореш]

Честно сказать, не обратил. Тогда сплошняком ставить, ИМХО, не задваивая в зонах перекрытия.

[piratos]

Сообщение от v.psk А почему с трёх? Тут всё довольно кучно... Как-то странно... А толщина плиты сколько, сколько усилие от сваи?

Свая ф600мм. Толщина ростверка 800мм. Ho=75см. Бетон B30. Усилие в сваях (средний максимум) N=-220тс, Mx=+-17тсхм, My=+-17тсхм

Ща прикинул в SCAD(Арбат) там все без арматуры прошло, МКЭ модель в ЛИРА-САПР...там требуется арматурка.

[Tyhig]

Интересно на каком месяце ему наконец подскажут.

[Кореш]

Всегда продавливание и поперечку в пластинчатых ручками считаю, потому что скад(мкэ) часто выдает странное.

[piratos]

Сообщение от Tyhig Интересно на каком месяце ему наконец подскажут.

О! А, Вы кто?

Сообщение от Кореш Всегда продавливание и поперечку в пластинчатых ручками считаю, потому что скад(мкэ) часто выдает странное.

Понял. Ну я уже заметил, может где коэффициенты какие не учел.