[M300]

Всем привет

Объясните, пожалуйста, в каких случаях и на сколько надо уменьшать модуль упругости бетона при расчетах железобетонных конструкций. А то этот момент мне не очень понятен. Большое спасибо!

[p_sh]

Жесткость высчитывается для ж.б. конструкций(сечений), и для соответствующих элементов в расчетной схеме она и задается. Таким образом расчетная схема наиболее соответствует проектируемой конструкции. НО...

[Axe-d]

Сообщение от M300 Всем привет Объясните, пожалуйста, в каких случаях и на сколько надо уменьшать модуль упругости бетона при расчетах железобетонных конструкций. А то этот момент мне не очень понятен. Большое спасибо!

Смотря какая расчетная задача перед вами стоит и какая точность результатов удовлетворит.

[M300]

Спасибо за участие.
Задачи пока никакой не стоит, просто я смотрел здесь некоторые темы и там заметил, что вручную понижают модуль упругости в расчетных программах. А для чего и когда не понятно. Я подозреваю, для того чтобы учесть нелинейность деформации...

[Axe-d]

Сообщение от M300 Спасибо за участие. Задачи пока никакой не стоит, просто я смотрел здесь некоторые темы и там заметил, что вручную понижают модуль упругости в расчетных программах. А для чего и когда не понятно. Я подозреваю, для того чтобы учесть нелинейность деформации...

Приведенная в снипах E - это начальный модуль упругости. При длительном действии нагрузки надо учесть хотя бы ползучесть - ну это только уровень выпускного в детском саду для расчетчиков.

[M300]

Сообщение от Axe-d При длительном действии нагрузки надо учесть хотя бы ползучесть

Каким образом? Задавая несколько меньший модуль упругости?

[Axe-d]

Сообщение от M300 Каким образом? Задавая несколько меньший модуль упругости?

ага, высчитывается по формуле 6.3 СП63

ЗЫ не "несколько", а "в разы"

[mainevent100]

M300, ноги у этого растут отсюда:

На первой стадии расчета для оценки усилий в элементах конструктивной системы допускается принимать приближенные значения жесткостей элементов, имея в виду, что распределение усилий в элементах конструктивных систем зависит не от величины, а, в основном, от соотношения жесткостей этих элементов. Для более точной оценки распределения усилий в элементах конструктивной системы рекомендуется принимать уточненные значения жесткостей с понижающими коэффициентами. При этом необходимо учитывать существенное снижение жесткостей в изгибаемых плитных элементах (в результате возможного образования трещин) по сравнению с внецентренно сжатыми элементами. В первом приближении рекомендуется принимать модуль упругости материала равным Ев с понижающими коэффициентами: 0,6 - для вертикальных сжатых элементов; 0,3 - для плит перекрытий (покрытий) с учетом длительности действия нагрузки.

п.6.2.6 СП 52-103-2007

[M300]

mainevent100, спасибо.
Почему расчетные программы, например СКАД или ЛИРА автматически не регулируют модуль упругости в зависимости от напряженно-деформационного состояния. К примеру, в СКАДе если выбрать из выпадающего списка "Бетон кл В25" то его модули-коэффициенты и плотность устанавливаются атоматически. Может он так же автоматически их менять при расчете?

[mainevent100]

Сообщение от M300 Почему расчетные программы, например СКАД или ЛИРА автматически не регулируют модуль упругости в зависимости от напряженно-деформационного состояния.

это нелинейный расчет

[Axe-d]

Сообщение от mainevent100 В первом приближении рекомендуется принимать модуль упругости материала равным Ев с понижающими коэффициентами: 0,6 - для вертикальных сжатых элементов; 0,3 - для плит перекрытий (покрытий) с учетом длительности действия нагрузки.

При этом я лично никак не обнаружил откуда "растут ноги" у 0,6 для вертикальных внецентренно сжатых элементов. 0,3 - примерно похоже на средневзвешенный коэффициент у плит.

[M300]

Спасибо за разъяснения.
Мне не понятно лишь одно.
"При продолжительном действии нагрузки значения модуля деформаций бетона определяют по формуле (6.3)"
Практически всегда на конструкцию действует постоянная нагрузка (собственный вес + вес вышележащих конструкций). То бишь формулой 6.3 надо пользоваться практически всегда?

[mainevent100]

Сообщение от M300 Мне не понятно лишь одно.

если не учитываете в расчете кратковременную полезную нагрузку, то принимаете модуль по ф.6.3.
если учитываете всю нагрузку (включая кратковременную), то другой.
на деле, никто не считает два варианта.
обычно или для всех конструкций принимают начальный модуль, без снижения.
или снижают коэффициентами 0,6 и 0,3

[M300]

Сообщение от mainevent100 на деле, никто не считает два варианта. обычно или для всех конструкций принимают начальный модуль, без снижения. или снижают коэффициентами 0,6 и 0,3

Что то мне подсказывает... что эти два варианта дают разные карты армирования... или не так?

[mainevent100]

Сообщение от M300 или не так?

погоняйте лиру, проверьте.

[SergeyKonstr]

Сообщение от M300 Практически всегда на конструкцию действует постоянная нагрузка (собственный вес + вес вышележащих конструкций). То бишь формулой 6.3 надо пользоваться практически всегда

Если деформации определяешь от пост. и длит. нагрузок.

Сообщение от M300 что эти два варианта дают разные карты армирования... или не так?

Разные.

[skam]

Сообщение от M300 Почему расчетные программы, например СКАД или ЛИРА автматически не регулируют модуль упругости в зависимости от напряженно-деформационного состояния.

Регулируют. Инженерная нелинейности в последней лире 2016 даже показывает изополя сниженных жесткостей.

[M300]

В общем, я на скорую руку произвел расчет в СКАДе. Результаты в приложенном файле ПДФ.
Если в кратце, то я замоделил коробку 6х6х3(h). стенки толщ 250 мм и перекрытие толщ 200 мм. Я произвел расчет в двух вариантах: 1 - все элементы с началным модулем упругости, 2 - стены с коэфф 0,6 а перекрытие 0,3.
При начальных модулях упругости прогиб плиты оказался меньше чем при пониженных почти в 3 раза.
А вот с армированием все гораздо интереснее. Нижнее армирование при начальном модуле упругости вылезло с БОЛЬШИМИ сечениями чем при пониженном модуле упругости примерно в 1,08 раза. А верхнее с меньшими сечениями чем при пониженном модуле упругости примерно в 0,89 раз.
Вот как так???

Прикладываю также сам расчетный файл

[Lymus]

Сообщение от M300 В общем, я на скорую руку произвел расчет в СКАДе. Результаты в приложенном файле ПДФ. Если в кратце, то я замоделил коробку 6х6х3(h). стенки толщ 250 мм и перекрытие толщ 200 мм. Я произвел расчет в двух вариантах: 1 - все элементы с началным модулем упругости, 2 - стены с коэфф 0,6 а перекрытие 0,3. При начальных модулях упругости прогиб плиты оказался меньше чем при пониженных почти в 3 раза. А вот с армированием все гораздо интереснее. Нижнее армирование при начальном модуле упругости вылезло с БОЛЬШИМИ сечениями чем при пониженном модуле упругости примерно в 1,08 раза. А верхнее с меньшими сечениями чем при пониженном модуле упругости примерно в 0,89 раз. Вот как так???

все эти модули как и написано в СП, для расчета в первом приближении, что бы определиться с сечениями конструкций. Не очень понятно что ты ожидал увидеть снизив модуль упругости в 3 раза, получил прогибы в 3 раза больше. Снизишь в 5 раз, получишь в 5 раз больше. Если уж так хочется повозиться с нелинейностью, то считать нужно уже в реальной постановке, с соответствующими диаграммами по бетону и реально заложенный шаг и диаметр арматуры.

[mainevent100]

Сообщение от Lymus Если уж так хочется повозиться с нелинейностью

а зачем?

Сообщение от M300 Вот как так???

а что удивительного? разница в 10% - это практически никакой разницы. можно снижать жесткость, можно не снижать, армирование от этого практически не поменяется.
на опоре чуть меньше, в пролете чуть больше - все это в пределах теории о перераспределении моментов и на безопасности конструкции никак не сказывается

[M300]

Сообщение от Lymus Не очень понятно что ты ожидал увидеть снизив модуль упругости в 3 раза

Я ожидал увидеть соответсвующего увеличения сечения арматуры. А на деле нижней арматуры даже меньше стало.

[Lymus]

Сообщение от M300 Я ожидал увидеть соответсвующего увеличения сечения арматуры. А на деле нижней арматуры даже меньше стало.

на подбор арматуры снижение модуля упругости влияет чуть больше чем никак. Снижением модулей ты ничего не добьешься и не увидишь, в плане армирования. Все что ты хочешь увидеть,, это нужно делать нелинейный расчет.

[mainevent100]

Сообщение от Lymus Все что ты хочешь увидеть,, это нужно делать нелинейный расчет.

нелинейный расчет тоже существенно не изменит армирование плиты.

[vanAvera]

Сообщение от mainevent100 нелинейный расчет тоже существенно не изменит армирование плиты.

Собственно, чтобы нелинейный расчет провести - надо армирование уже знать.

[Lymus]

Сообщение от vanAvera Собственно, чтобы нелинейный расчет провести - надо армирование уже знать.

в точку!

[YuraSiro]

Проводил эксперементы. Эквивалентный модуль упругости (пониженный) при нелинейном расчете получался от 0.18E до 0.4E. Сделал вывод, что 0.3E, как рекомендует СП 52 - есть средневзвешенный для плит.

[Студент_2015]

Существует мнение, что при истинно нелинейном расчете существенно меняется арматура внецетренносжатых элементов в меньшую сторону( колонн подвала и 1го этажа)

[mainevent100]

это мнение чем-то обосновывалось?

Сообщение от Студент_2015 истинно нелинейном расчете

Это что за расчет такой? Физнелин? Монтаж? Реальные переменные нагрузки? Реальная динамика? Осадка во времени? А разве это всё вкупе - не фантастика?

[Студент_2015]

Мнение обосновывалось опытным расчетчиком. Одна и та же задача, считалась как условно упругая(секущий модуль деформаций по сп52) и с заданием генетической и физической нелинейности. На сайте жбк.рф есть хорошее обсуждение на эту тему, было сказано, что условно упругий расчёт даёт запас арматуры, чем при учете нелинейной диаграммы бетона и арматурной стали, причём в нелинейном расчёте можно сразу задавать начальные модули упругости, машина сама в несколько итераций пересчитает жесткости.

[M300]

Сообщение от Студент_2015 причём в нелинейном расчёте можно сразу задавать начальные модули упругости, машина сама в несколько итераций пересчитает жесткости.

Что собственно и сказано в посте №17

[mainevent100]

Сообщение от Студент_2015 условно упругий расчёт даёт запас арматуры, чем при учете нелинейной

очень сомнительно.
не понятно, в чем могут быть запасы упругого расчета? нелинейный расчет влияет на перераспределение усилий в конструкциях, а не их уменьшение.

----- добавлено через ~1 мин. -----
по поводу колонн нижних этажей - еще больше сомнений.
основной вклад в их армирование вносит продольная сила (N). Каким образом она может уменьшиться нелинейным расчетом?

[M300]

Сообщение от mainevent100 не понятно, в чем могут быть запасы упругого расчета?

ну если в перекрытии возникают пластические деформации, возможно это как то разгружает стены...

[mainevent100]

Сообщение от M300 ну если в перекрытии возникают пластические деформации, возможно это как то разгружает стены...

если на перекрытии есть вертикальная нагрузка, она не может никуда деться, кроме как на несущие стены и колонны, какие бы пластические деформации при этом ни возникали в перекрытиях.

[non-live]

Сообщение от M300 Объясните, пожалуйста, в каких случаях и на сколько надо уменьшать модуль упругости бетона при расчетах железобетонных конструкций. А то этот момент мне не очень понятен. Большое спасибо!

M300, первым делом прочитайте хотя бы все своды правил по ж.б., начиная с 2003 года (СП 52-101-2003 и т.д.). Потом загляните в отмененный СНиП 84 года. Найдите разницу. И только потом задавайте вопросы. Мы работаем по Нормам (какие бы они ни были), их надо знать.

Сообщение от mainevent100 если на перекрытии есть вертикальная нагрузка, она не может никуда деться, кроме как на несущие стены и колонны, какие бы пластические деформации при этом ни возникали в перекрытиях.

Тут уже вопрос сколько на какой элемент вертикала придёт. Изменение жесткости сильно влияет на усилия в колоннах.

[mainevent100]

Сообщение от non-live Изменение жесткости сильно влияет на усилия в колоннах.

да ладно? сильно на сколько?

[non-live]

Конкретно по колоннам: моменты из раза в раз по-разному - всё зависит от расположения, пролетов и т.д. А продольная сила сильно меняется (на сколько - не скажу, но процентов 20 может набраться на 20-этажке даже с учетом монтажа)

[mainevent100]

Сообщение от non-live даже с учетом монтажа)

монтаж может сильно сказываться, а вот игра с жесткостями плиты - нет.

[M300]

Что за монтаж? о чем вы? Вы о монтажных нагрузках???

M300, режим "Монтаж". В скаде по крайней мере так зовется. Нагружение здания поэтапно весом отдельных этажей и только затем - эксплуатационными нагрузками. Позволяет более реально описать НДС здания с учетом его возведения. Нижние этажи успевают несколько деформироваться до того, как на них поставят верхние.

http://scadsoft.com/download/2015Kie...i_ne_tolko.ppt - презентация от А.В.Перельмутера об этом деле. Там в начале не очень понятно, ибо презентация должна бы сопровождаться словами автора, может позже найду видео, но на картинки посмотреть все равно можно и даже что-то для себя из них вынести. А если заинтересует - есть у него книжка, вышедшая в 2015 - небольшая, на часок-два чтения - там вот это вот всё расписано с текстом и пояснениями.

https://www.youtube.com/watch?v=oZRqiQpSKTo - о, а вот и видео.

[skam]

Сообщение от Lymus на подбор арматуры снижение модуля упругости влияет чуть больше чем никак.

Мы выполняли расчет высотного здания, сравнивали армирование конструкций при пониженном модуле упругости: 0.3 - горизонтальные конструкции, 0.6 вертикальные с армированием, которое получалось для конструкций с обычным модулем упругости без понижения. Получили логичную картину: усилия в монолитных зданиях распределяются пропорционально жестокстям, соответственно после понижения жесткости, больше усилий распределилось в вертикальные конструкции, что привело к их увеличению армирования по сравнению с задачей без понижения модулей упругости. Армирование горизонтальных конструкций больше получилось в задаче без понижения жесткости.

[Sword]

skam Какое в итоге было принято решение по армированию? Если обобщить, то какой алгоритм расчета с изменяемыми Е?

[M300]

s7onoff, супер! Большое спасибо

[mainevent100]

Сообщение от skam усилия в монолитных зданиях распределяются пропорционально жестокстям, соответственно после понижения жесткости, больше усилий распределилось в вертикальные конструкции

а какие еще в Вашем проекте были конструкции (кроме вертикальных), на которые распределялись усилия? наклонные?
откуда появились усилия больше? если в вертикальных увеличились, значит в каких-то уменьшились?

[мозголом из Самары]

Сообщение от M300 Я ожидал увидеть соответсвующего увеличения сечения арматуры. А на деле нижней арматуры даже меньше стало.

В любом расчете МКЭ выполняется требования равновесия элементов. Перераспределение позволяет убрать арматуру из переармированных сечений ( опора) в менее нагруженный ( пролет), как раз за счет снижения этих участков снижением жесткости.
В вашем случае просто больше момента ушло в стену, а значит в заделку, так как относительная жесткость стены увеличилась в 2 раза.
И правильно понижать зонами, например зону 1/4 пролета где 0 момент снижать меньше всего, макс момент на опоре а значит и снижение там должно быть больше, чем в пролете и тем более чем в зонах с 0 моментом

[non-live]

Вообще мы пришли к такому выводу:
1. если мы хотим подобрать арматуру в колоннах - плиты 0,3Е, стены 0,6Е, колонны 1,0Е
2. если хотим подобрать арматуру в стенах (очень редко) - плиты 0,3Е, стены 1,0Е, колонны 0,6Е
3. плиты считаем отдельно (ещё не встречал случая, при котором усилия в плитах сильно разнились при расчете плиты в составе каркаса или отдельно). Изменение модуля для плит не сильно меняет усилия (в пределах 10-15 % по нашим опытам).

- Если коротко "на пальцах" - вертикальные конструкции разной жесткости, разной сжимаемости, соотношение жесткостей стены и колонны несоизмеримое. Т.к. стены меньше деформируются, то собирают бОльшую нагрузку, чем колонны. Чтобы "догрузить" колонны - нужно сделать модуль у колонн максимально возможным (1,0Е), а у стен наоборот снизить (0,6Е).

- Обязателен расчет с учетом монтажа.

- Понижение модуля у плиты фактически "выключает" её из работы по "перераспределению" усилий.
Пример: колонна больше сжалась, чем стена (пусть Uz колонны = 3 мм, Uz стены = 0,5 мм):
1 случай (у плиты 1,0Е) - через жесткую плиту нагрузка перейдет на стену, т.е. фактически нагрузка уйдет с колонны, что есть плохо.
2 случай (у плиты 0,3Е) - гибкая плита не способна передать нагрузку с колонны на стену, нагрузка на колонне осталась, что есть хорошо.

Offtop: Сумбурно, но надеюсь донёс мысль

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от skam после понижения жесткости, больше усилий распределилось в вертикальные конструкции, что привело к их увеличению армирования по сравнению с задачей без понижения модулей упругости

Что?

Сообщение от мозголом из Самары И правильно понижать зонами, например зону 1/4 пролета где 0 момент снижать меньше всего, макс момент на опоре а значит и снижение там должно быть больше, чем в пролете и тем более чем в зонах с 0 моментом

Вы так делаете? На мой взгляд, это трудоемко и мало что даст в плане результата.

[M300]

non-live, донес, и очень даже не плохо

[мозголом из Самары]

Сообщение от Студент_2015 Существует мнение, что при истинно нелинейном расчете существенно меняется арматура внецетренносжатых элементов в меньшую сторону( колонн подвала и 1го этажа)

Сообщение от mainevent100 очень сомнительно. не понятно, в чем могут быть запасы упругого расчета? нелинейный расчет влияет на перераспределение усилий в конструкциях, а не их уменьшение.

Вы монолитное здание хоть раз считали????
Фундаментная плита и первый над фундаментом этаж работает как безраскосая ферма Виренделя. В колоннах возникают большие изгибающие моменты. Если мы меняем жесткость плит в 0,3 а колонн в 0,6, то этим мы еще повышаем момент в колонне, доходит даже до того что одна грань колонны растянута и арматура чуть ли ставится не по трещиностойкости. В реалии же та грань которая растянута резко снижает жесткость и происходит существенное перераспределение момента, что и подтвердит нелинейный расчет.
И еще растяжение до какого то значения не вызывает чрезмерного раскрытия трещин, можно сказать армирование растет чуть круче чем линейное увеличение момента ( влияет только фактор прочности) , после армирование резко возрастает с увеличением М т.к. начинает сильно влиять трещиностойкойсть и ни какой линейной зависимости арматуры от М не видим. Вот нелинейный расчет нам может помочь убрать часть момента, за счет снижения жесткости треснувшего элемента, причем сняли М1с перегруженной части и добавили М1 в менее нагруженную, Но арматурном эквиваленте надо снять допустим 50 см2, а положить 30см2, разность 20 см2 возникает не из требований прочности, а трещиностойкости.

[non-live]

Сообщение от мозголом из Самары Фундаментная плита и первый над фундаментом этаж работает как безраскосая ферма Виренделя.

Если есть стены подвала, то на колоннах небольшие моменты. Если стен подвала нет, то да, на колоннах "страшные усилия". Мы стараемся всегда делать стены в подвале (имею в виду даже при наличии подземных парковок)

[мозголом из Самары]

Сообщение от non-live Вы так делаете? На мой взгляд, это трудоемко и мало что даст в плане результата.

Так требую от нас нормы.
Я сам неоднократно говорю, ну не снизил я жесткость плиты над колонной ну получил я там 70 т*м момент вместо 50т*м . Ну положил я туда 30 см2 арматуры, вместо 20 см2 по нелинейному расчету, предельная нагрузка на плиту только возросла.

[mainevent100]

Сообщение от мозголом из Самары В колоннах возникают большие изгибающие моменты.

мозголом из Самары, выкладывайте результат расчета реального здания с БОЛЬШИМИ моментами в колоннах нижних этажей!
можно было бы понять, если бы Вы говорили о крайних колоннах верхнего этажа, где маленькая N и большой опорный момент плиты покрытия.
а для нижних этажей при большой N получить момент, который влиял бы на армирование, совсем не просто.

[мозголом из Самары]

Сообщение от mainevent100 мозголом из Самары, выкладывайте результат расчета реального здания с БОЛЬШИМИ моментами в колоннах нижних этажей!

Под рукой нет, да и реальность здания не причем ( не реальное а тестовое не примете?). Можно посмотреть книги по Лире 10 лет давности по расчету здания (вроде Городецкий написал) там эта проблема тоже озвучивалась

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от mainevent100 а для нижних этажей при большой N получить момент, который влиял бы на армирование, совсем не просто.

Любой момент добавляет армирование
Даже N при расчете колонн переводят в М и на этот М армируют

[M300]

Очень интересная дискуссия...
Прям тема для диссертации

[mainevent100]

Сообщение от мозголом из Самары Можно посмотреть книги по Лире 10 лет давности по расчету здания (вроде Городецкий написал)

видел эту книгу, читал про участие вышележащего перекрытия над фундаментной плитой в его работе.

Сообщение от мозголом из Самары Любой момент добавляет армирование

ну не любой.
допустим для колонны сечением 500х500 N=500 тонн, случайный эксцентриситет 16,7 мм. Моменты до 500*0,0167=8,35 тонн вообще никак не сказываются на армировании, а это совсем не маленький момент.

[maks-ufa]

А как программа учитывает влажность воздуха, которую мы задаем при задании групп армирования?
Получается ползучесть она должна сама учитывать, а через нее и модуль упругости бетона?

[p_sh]

Сообщение от mainevent100 а для нижних этажей при большой N получить момент, который влиял бы на армирование, совсем не просто.

фундаментная плита "изгибает" любую колонну "так как ей нужно", через это M и Q внушают

[mainevent100]

Сообщение от p_sh фундаментная плита изгибает любую колонну "так как ей нужно"

ну тогда с Вас пример?

----- добавлено через ~1 мин. -----
покажите колонну подвала высотного дома, которая напрямую не работает на боковое давление, в которой момент вызывал бы растяжение арматуры.

[M300]

Сообщение от mainevent100 в которой момент вызывал бы растяжение арматуры.

мне тоже интересно было бы взглянуть. А то двойная длина нахлеста анкерных выпусков из фундамента с продольной арматурой колонны вызывает у меня сомнения.

[Mistake]

Такой вопрос, к практикующим нелинейные расчеты, вы корректируете арматуру после него ?
Допустим, по деформация проходит, критического разрушения кэ нет, ни что никуда не течет, только перераспределение моментов, но арматуры нужно чуть меньше.
Если корректируете, то как, ручками по полученным моментам? Получается, Лира Арм считает арматуру только в линейной постановке задачи, а жесткость пересчитывается в каждом шаге приложения нагрузки.

[Lymus]

Сообщение от Mistake Такой вопрос, к практикующим нелинейные расчеты, вы корректируете арматуру после него ? Допустим, по деформация проходит, критического разрушения кэ нет, ни что никуда не течет, только перераспределение моментов, но арматуры нужно чуть меньше. Если корректируете, то как, ручками по полученным моментам? Получается, Лира Арм считает арматуру только в линейной постановке задачи, а жесткость пересчитывается в каждом шаге приложения нагрузки.

на реальных объектах, я не встречал еще конструктора кто бы проверял арматуру в нелинейной постановке. Во первых, что бы ее проверить нужно знать что за армирование будет в плите, а во вторых это зря потраченное время, т.к. разница будет минимальна. Ну и уж прогиб плиты посчитанной в упругой постановке, в реальности ну никак не будет в 3.3 раза больше

[skam]

Сообщение от Sword Если обобщить, то какой алгоритм расчета с изменяемыми Е?

По хорошему стоит объединить эти результаты в Вариации моделей (сейчас это модуль Метеор) и брать огибающее армирование.

Сообщение от mainevent100 а какие еще в Вашем проекте были конструкции (кроме вертикальных), на которые распределялись усилия? наклонные?

Я в первом сообщении написал, что в монолитных каркасах, как и в любой неразрезной системе усилия распределяются пропорционально жесткостям. Соответственно если жесткость горизонтальных конструкций мы снижаем на кофф 0.3, а вертикальные на 0.6, то жесткости вертикальных конструкций перетянут на себя большие усилия. Здесь речь идет в основном о моментах т.к. продольные силы в большей степени распределяются по грузовым площадям.
Такой эффект можно наблюдать в ростверках или фундаментнах плитах под высотки, после определенной толщины при увеличении толщины жесткость фундаментной плиты будет увеличиваться, из-за этого в неразрезной системе на нее будут перетягиваться большие усилия, соотв. армирование уменьшаться не будет.

[non-live]

Сообщение от mainevent100 выкладывайте результат расчета реального здания с БОЛЬШИМИ моментами в колоннах нижних этажей!

Да запросто. Вдоль одного края фунд. плиты нет стены (например, примыкание подземного паркинга), колонны стоят на краю фунд. плиты.

Сообщение от mainevent100 покажите колонну подвала высотного дома, которая напрямую не работает на боковое давление, в которой момент вызывал бы растяжение арматуры.

Здесь надо не колонну рассчитывать, а колонну в составе стены.

Сообщение от M300 А то двойная длина нахлеста анкерных выпусков из фундамента с продольной арматурой колонны вызывает у меня сомнения.

Нахлест не принимается, а рассчитывается. Никогда не встречал случай, когда весь ряд стержней вдоль одной грани растянут на расчетное сопротивление.

Сообщение от Mistake Такой вопрос, к практикующим нелинейные расчеты, вы корректируете арматуру после него ?

Offtop: Однажды доигрались, больше не играем

[skam]

Сообщение от Lymus на реальных объектах, я не встречал еще конструктора кто бы проверял арматуру в нелинейной постановке.

Такая задача актуальная при больших пролетах.А точнее при больших соотношениях пролет/высота сечения.

Сообщение от Lymus и уж прогиб плиты посчитанной в упругой постановке, в реальности ну никак не будет в 3.3 раза больше

В зависимости от процента армирования, уровня нагружения плиты, класса бетона, граничных условий. Может и больше получится с учетом ползучести.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Mistake Такой вопрос, к практикующим нелинейные расчеты, вы корректируете арматуру после него

Мы нелинейные расчеты практически во всех случаях выполняем для проверки жесткости конструкции (прогибы). Корректировкой армирования, конечно же никто не занимается. Обычно если конструкция не проходит по прогибам принимается решение об ее утолщении, увеличении высоты балки или вводе новых.

[Mistake]

Сообщение от non-live Однажды доигрались, больше не играем

В каком смысле ?
Тогда не пойму смысла со всеми этими плясками, посмотреть на картинку разрушения материала(трещины), поставить галочку "расчет по СП выполнен в полной мере" и потратить при этом немалую часть времени на расчет ? Никто ничего не корректирует, разница в расчетах минимальная, зачем тогда прописывать это мероприятия в нормах, чтобы каждый эксперт мог требовать нелинейный расчет ?

[Lymus]

Сообщение от skam Мы нелинейные расчеты практически во всех случаях выполняем для проверки жесткости конструкции (прогибы).

и как, на сколько больше от упругого прогиба?

[Mistake]

skam, При большой необходимости уточнения деформаций всегда можно выполнить аналитический расчет. Не спорю - это многодельно, если конструкций много.

[mainevent100]

Сообщение от Lymus это зря потраченное время

золотые слова.
практическая польза нелинейного расчета только в определении прогиба.

[мозголом из Самары]

Сообщение от mainevent100 покажите колонну подвала высотного дома, которая напрямую не работает на боковое давление, в которой момент вызывал бы растяжение арматуры.

Сообщение от mainevent100 можно было бы понять, если бы Вы говорили о крайних колоннах верхнего этажа, где маленькая N и большой опорный момент плиты покрытия. а для нижних этажей при большой N получить момент, который влиял бы на армирование, совсем не просто.

Выкладываю пример

[skam]

Сообщение от Lymus и как, на сколько больше от упругого прогиба?

В зависимости от процента армирования, уровня нагружения плиты, класса бетона, граничных условий, наличия сжатой арматуры, процента сжатой арматуры от растянутой, учета ползучести. В своей магистерской сравнивал переход от упругого прогиба к нелинейному (вручную по снип, сп, деформационной моделе и в лире) получал такие графики. Это графики для шарнирного опирания опор. При жестком опирании переход от упругого прогиба к неупругому можно снизить на 25-30%. Еще на работе у меня есть старые советские коэффициенты снижающие жесткость, если найду, прикреплю сюда.

Снижение жесткости в 5 раз (к-т 0,2) получал до процента армирования 0,3 при кратковременном загружении и до процента армирования 0,6 при длительном нагружении с учетом ползучести. Это для класса бетона В20 и для нагрузки равной 0,7-0,8 от разрушающего момента (эксплуатационная нагрузка), характеристики материала по 2 ГПС.И в том случае если к-ция армируется только растянутой арматурой в разрезных схемах.

[Лоскутов Илья]

Сообщение от skam В зависимости от процента армирования, уровня нагружения плиты, класса бетона, граничных условий, наличия сжатой арматуры, процента сжатой арматуры от растянутой, учета ползучести. В своей магистерской сравнивал переход от упругого прогиба к нелинейному (вручную по снип, сп, деформационной моделе и в лире) получал такие графики. Это графики для шарнирного опирания опор. При жестком опирании переход от упругого прогиба к неупругому можно снизить на 25-30%. Еще на работе у меня есть старые советские коэффициенты снижающие жесткость, если найду, прикреплю сюда. Снижение жесткости в 5 раз (к-т 0,2) получал до процента армирования 0,3 при кратковременном загружении и до процента армирования 0,6 при длительном нагружении с учетом ползучести. Это для класса бетона В20 и для нагрузки равной 0,7-0,8 от разрушающего момента (эксплуатационная нагрузка), характеристики материала по 2 ГПС.И в том случае если к-ция армируется только растянутой арматурой в разрезных схемах.

Это совпадает с результатами реальных испытаний?

[M300]

Сообщение от мозголом из Самары Выкладываю пример

Что может вызвать в колонне изг момент 110 т*м??? при шаге колонн 6 м. Может сейсмика?

[skam]

Сообщение от Лоскутов Илья с результатами реальных испытаний?

Хотели провести испытания, чтобы сравнить с теорией, но работы много, не до научной деятельности сейчас)

[Лоскутов Илья]

Сообщение от skam Хотели провести испытания, чтобы сравнить с теорией, но работы много, не до научной деятельности сейчас)

Посмотрите в прищепке информацию.

[M300]

Сообщение от Лоскутов Илья Посмотрите в прищепке информацию.

Спасибо! очень интересно.

[p_sh]

Сообщение от non-live Да запросто. Вдоль одного края фунд. плиты нет стены

Да.
Бывает что и средние колонны наделяются хорошими моментами (когда неудачно расположены)

на рис колонны подвала и 1 этажа. Моменты в подвале сильно больше и существенно влияют на армирование.

[skam]

Сообщение от Лоскутов Илья Посмотрите в прищепке информацию.

Большое спасибо! Интересно сопоставить экспериментальное увеличение прогиба от ползучести с теоретическим.

[Lymus]

Сообщение от skam Большое спасибо! Интересно сопоставить экспериментальное увеличение прогиба от ползучести с теоретическим.

для монолитных плит, как раз уменьшение прогиба относительно теоретического

[skam]

Сообщение от Lymus для монолитных плит, как раз уменьшение прогиба относительно теоретического

Поэтому поводу читал статью http://pk.napks.ru/library/compilati...11/p_28_32.pdf где сраванивали прогибы монолитных плит в лире в нелинейно постановке с экспериментом. В лире прогиб получился больше в 1.8 - 2 раза. Автор объяснил это тем, что в нелинейной лире не учитывается арочный эффект, что приводит к завышению прогибов.

[Lymus]

Сообщение от skam Поэтому поводу читал статью http://pk.napks.ru/library/compilati...11/p_28_32.pdf где сраванивали прогибы монолитных плит в лире в нелинейно постановке с экспериментом. В лире прогиб получился больше в 1.8 - 2 раза. Автор объяснил это тем, что в нелинейной лире не учитывается арочный эффект, что приводит к завышению прогибов.

просто знаю конструкторов которые считают в упругой постановке прогибы, потом умножают на 3, либо сразу снижают модуль упругости до 0.3 и твердят что это истина , и ничего им не доказать

[skam]

Сообщение от Lymus потом умножают на 3, либо сразу снижают модуль упругости до 0.3 и твердят что это истина

Это еще не самый худший случай)) Встречал конструктора, который на 8 умножал!) аргументировал тем, что посчитал прогиб шарнирно-опертой плиты 200мм армированной 10кой по снип получил прогиб, разделил его на упругий прогиб для такой плиты и теперь повсюду применяет этот коэффициент.

[мозголом из Самары]

Сообщение от M300 Что может вызвать в колонне изг момент 110 т*м??? при шаге колонн 6 м. Может сейсмика?

В схеме только вес конструкций и равномерно распределенная на верхний этаж.
А максимальный изгиб именно на первом этаже - пространственная работа каркаса, если посмотреть 2 этаж то момент на порядок меньше.

[Лоскутов Илья]

Сообщение от skam Поэтому поводу читал статью http://pk.napks.ru/library/compilati...11/p_28_32.pdf где сраванивали прогибы монолитных плит в лире в нелинейно постановке с экспериментом. В лире прогиб получился больше в 1.8 - 2 раза. Автор объяснил это тем, что в нелинейной лире не учитывается арочный эффект, что приводит к завышению прогибов.

Про плиты https://dwg.ru/lib/1449

[M300]

Подытожу. При расчете монолитного каркаса, понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения. То есть проверить по 2 ГПС. Если деформации превышают предельные, то увеличением армирования ситуацию не исправить. Надо либо добавлять связи, либо увеличивать сечение.
Грубо говоря, прежде чем производить подбор арматуры, надо определиться с расчетной схемой и жесткостями с пониженным модулем упругости.

[mainevent100]

мозголом из Самары, это реальный проект или наспех созданная схема для примера?
посмотреть повнимательней не было времени, бросилась в глаза вертикальная нагрузка 1930 тонн на колонну 800х800 мм. Сколько этажей? какой класс бетона и армирование?

Сообщение от M300 При расчете монолитного каркаса, понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения.

Да. Вроде как. Но https://dwg.ru/b/lis/95 - вот сюда посмотрите на всякий случай.

Сообщение от M300 То есть проверить по 2 ГПС

Не совсем точно. В ЖБ к 2ГПС относятся и трещины тоже. Плюс крены, осадки и т.д.

Сообщение от M300 Если деформации превышают предельные, то увеличением армирования ситуацию не исправить

Неверно.

Сообщение от M300 Надо либо добавлять связи

что? Какие именно связи? Связи с условным диском-землей или связи для увеличения жесткости здания? Возможно, вы имели ввиду "ставить дополнительные опоры, уменьшая пролеты"?

Сообщение от M300 либо увеличивать сечение

Либо снижать нагрузку. Подробности там же - в блоге Ильи.

[Lymus]

Сообщение от M300 понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения

понижая модуль упругости, ты прямо пропорционально получаешь увеличение прогибов - это даже из твоих схемок видно.
Подвести итог, в моем понимании, можно такой - считать в упругой постановке и не терять время на весьма сомнительные нелинейности. А с пониженным модулем упругости, плита пролетом метров 10-12 будет иметь форму "простыни", хотя в реальности этого и рядом нет, при адекватной толщине.

[skam]

Сообщение от Lymus ты прямо пропорционально получаешь увеличение прогибов

Зависимость есть, но там не совсем прямая пропорциональность.

Сообщение от Lymus Подвести итог, в моем понимании, можно такой - считать в упругой постановке и не терять время на весьма сомнительные нелинейности.

Согласен, но например при больших пролетах лучше выполнить расчет в нелинейной постановке для определения прогибов. А для высотного здания рассмотреть вариант с 0.3 для гор-ных и 0.6 для вертикальных кций, чтобы получить перераспределение.

[M300]

Сообщение от s7onoff Возможно, вы имели ввиду "ставить дополнительные опоры, уменьшая пролеты"?

И это тоже.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Lymus А с пониженным модулем упругости, плита пролетом метров 10-12 будет иметь форму "простыни", хотя в реальности этого и рядом нет, при адекватной толщине.

Выходит, что ненужно обращать внимания на завышенные прогибы и уповать на "арочный эффект"?
А в экспертизе не заставят проверить прогиб с жёсткостью 0,3Eb?

[Rane]

Сообщение от non-live Вообще мы пришли к такому выводу: 1. если мы хотим подобрать арматуру в колоннах - плиты 0,3Е, стены 0,6Е, колонны 1,0Е

Прошли экспертизу, жилая секция, колонны сборные, ДЖ и плиты монолитные. Одним из пожеланий эксперта было понизить жесткости по СП 52 в плите и ДЖ, в колоннах не понижать так, как она сборная. Тут нет противоречия? Разве с сборном бетоне не протекают те же процессы, что и в монолитном, вынуждающие нас применять секущий модуль деформаций?

[mainevent100]

Сообщение от Rane так, как она сборная

вот все-таки, как плохо, когда люди начинают думать придумывать вместо того, чтобы читать

[Lymus]

Сообщение от M300 Выходит, что ненужно обращать внимания на завышенные прогибы и уповать на "арочный эффект"? А в экспертизе не заставят проверить прогиб с жосткостью 0,3Eb?

в doc файле Ильи Лоскутова расписано все с примерами из реальной практики по монолитным плитам.
В экспертизу принести можно что угодно, главное самому понимать что и как делал , а эксперты в большинстве своем проверить не могут им главное вывод написать что все окей и это их вполне удовлетворяет

[Лоскутов Илья]

Посмотрите еще эти темы. Уже обсуждались подобные вопросы.
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33903
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33609
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=4990
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101558

[Манифест]

Сообщение от Rane понизить жесткости по СП 52 в плите и ДЖ, в колоннах не понижать так, как она сборная. Тут нет противоречия?

формально противоречия нет (не знаю как с научніх точек зрения), єто требование прописано только в СП по монолиту, видел аналогичное замечание в расчетах по панельному дому

[мозголом из Самары]

Сообщение от mainevent100 мозголом из Самары, это реальный проект или наспех созданная схема для примера? посмотреть повнимательней не было времени, бросилась в глаза вертикальная нагрузка 1930 тонн на колонну 800х800 мм. Сколько этажей? какой класс бетона и армирование?

Это не реальный проект. В рассмотрении угловые колонны в разных углах 400*400, 500*500,700*700 и 800*800 , усилия меньше 500 т для колонны 500*500, 700*700 и 800*800 это приемлемые усилия, а вот момент в колонне 700*700 уже вызывает растяжение грани. И чем больше сечение тем больше момент и растяжение.
В колонне:
400*400 N=431 кН М=15 кНм е=1/11.5h
500*500 N=454 кН М=34 кНм е=1/6.68h
700*700 N=484 кН М=83 кНм е=1/4.1h
800*800 N=494 кН М=110 кНм е=1/3.6h
Растяжение грани начинается при превышение эксцентриситета 1/6h.
В реальных многоэтажных зданиях колонны нижнего этажа особенно крайние и угловые испытывают моменты гораздо большие чем от случайного эксцентриситета и не правильно утверждать, что этого нет.
А вот учет трещиностойкости нелинейным расчетом или ручным снижением Е уменьшать момент в них и армирование.

[mainevent100]

Сообщение от мозголом из Самары Это не реальный проект.

Предполагаю, что в Вашем не реальном проекте задано слабое основание и разности осадок фундаментной плиты не вписываются в нормы (иначе откуда взяться таким моментам).
К тому же, обычно фундаментная плита имеет консольный свес относительно крайних колонн, если добавите его, моменты в этих колоннах должны значительно упасть.

[gazon]

Сообщение от Rane Одним из пожеланий эксперта было понизить жесткости по СП 52

Так-то СП 52-103 вообще уже никуда не входит и может быть использован наравне с урочным положением графа де-Рошефора

Проблема-то наших норм в том, что описан алгоритм расчета, который практически невозможно осуществить. Если внимательно почитать, то СП 52-103 (и новый СП 63) нам говорил о том, что в принципе неважно какие жесткости назначать изначально: начальные или пониженные, все равно мы должны прийти к одному результату, так как после первой итерации пересчитаем все жесткости с учетом неупругих свойств ж.б. К сожалению, вторую итерацию можно сделать разве только для небольших зданий и в рамках НИР или специального поверочного расчета, а не в рамках процесса проектирования нового здания.

Таким образом, бодаться с экспертом действительно вряд ли нужно, так как закажет еще расчет с учетом реального армирования, ползучести (которая в СП дана на уровне того же детсада без привязки ко времени), нелинейности бетона. Я бы понизил бы модули как они хочут, и сделал бы красивые картинки. А если не проходит, то все равно сделал бы красивые картинки

[Daniil'85]

на реальных объектах, я не встречал еще конструктора кто бы проверял арматуру в нелинейной постановке

Элементарно, Ватсон. Получаем в расчетной модели опорный момент в 3 раза больше пролетного для плиты. Кладем на опоре ручками d10/200, наблюдаем как она течет, очевидно. Смотрим как перераспределяется момент в пролет, докидываем туда арматуры до d10/200. Ловим баланс и радуемся нормальному армированию плиты.
И не забываем что все это считается на огнестойкость.

[SergeyKonstr]

Ширину раскрытия трещин то же бдите?

[Daniil'85]

Сообщение от SergeyKonstr Ширину раскрытия трещин то же бдите?

В перекрытии - нет, только прогиб.

[SergeyKonstr]

А нормы разрешают нелинейный расчет без контроля ширины раскрытия трещин?

[Daniil'85]

Трещны относятся к 2ПС и должны всегда считаться.

[SergeyKonstr]

На фига я тогда буду любоваться как течет арматура, если не знаю, проходит по нормам ширина раскрытия трещин или нет.

[Бахил]

Сообщение от SergeyKonstr На фига я тогда буду любоваться как течет арматура, если не знаю, проходит по нормам ширина раскрытия трещин или нет.

Серёжа, наплюй на трещины.

[Валакин]

Сообщение от Lymus все эти модули как и написано в СП, для расчета в первом приближении, что бы определиться с сечениями конструкций. Не очень понятно что ты ожидал увидеть снизив модуль упругости в 3 раза, получил прогибы в 3 раза больше. Снизишь в 5 раз, получишь в 5 раз больше.

Будет ли правильным такой способ расчета напряжений в объемном теле (для линейной зависимости)? Взять любой Е, а потом напряжения пересчитать с учетом отношения реального модуля упругости и того что был взят для расчета(Е).

[Бахил]

При силовом нагружении модуль на напряжения не влияет.

[seregaxxl]

Народ, вот продолжая эту тему... Кто-нибудь может мне популярно объяснить почему при понижении модуля упругости в плите, сильно увеличивается изгибающий момент в металлических балках на которые она опирается?! Момент Му тобишь вдоль оси балки - пролётный.

----- добавлено через ~1 мин. -----
ТУт в теме многого написали, но ведь вроде понижается модуль только лишь для того чтобы прогибы проверить. От чего вдруг усилия меняются? В моём случае 3тм против 5тн в балках.

[DonMof]

Сообщение от seregaxxl Кто-нибудь может мне популярно объяснить почему при понижении модуля упругости в плите, сильно увеличивается изгибающий момент в металлических балках на которые она опирается?! Момент Му тобишь вдоль оси балки - пролётный.

Легко. Модуль плиты понизили, уменьшилась её изгибная жесткость. При этом балка как была одной изгибной жесткости так и осталась. Именно поэтому плита стала на себя "брать" меньше.

[Svarog]

Сообщение от seregaxxl Народ, вот продолжая эту тему... Кто-нибудь может мне популярно объяснить почему при понижении модуля упругости в плите, сильно увеличивается изгибающий момент в металлических балках на которые она опирается?! Момент Му тобишь вдоль оси балки - пролётный. ----- добавлено через ~1 мин. ----- ТУт в теме многого написали, но ведь вроде понижается модуль только лишь для того чтобы прогибы проверить. От чего вдруг усилия меняются? В моём случае 3тм против 5тн в балках.

Выше все верно написали. А вот правильно ли вы балки в этом случае считаете? Если вы не связываете надежно балки с ж.б. плитой (делаете сталежелезобетонную конструкцию), то не правильно их совместно считать. Бакли будут не догружены по факту. Если соединения балок и плиты не выдержат сдвиг, то ваша конструкция вместо Т-образной балки высотой (hб+hпл), один из составляющих момента сопротивления которой будет (далее очень упрощено, только принцип) (hб+hпл)^2, станет hб^2+hпл^2. По факту будет все не так печально, но может и не хватить несущей способности. Уже какой раз наблюдаем картину, когда приносят расчет балочной клетки перекрытия по профлисту по стальным балкам. Балки при большом довольно пролете очень маленькие получаются. Спрашиваешь - говорят, что балки держат все, ж.б. перекрытие работает само по себе на пролет равном шагу второстепенных балок. Причем армирование перекрытия посчитано отдельно, из схемы даже не смотрят. Просишь вывести армирование плиты из схемы, которое, во первых, в два направления, во вторых, совсем не то, что вручную посчитали. Отсылаешь моделировать так как задумано...

[seregaxxl]

Сообщение от Svarog А вот правильно ли вы балки в этом случае считаете? Если вы не связываете надежно балки с ж.б. плитой (делаете сталежелезобетонную конструкцию), то не правильно их совместно считать.

Если честно, то не всё понял У меня дело такое, что плита к приваренным закладным внутрь двутавра заливается. Это не по профлисту. Но мне надо балки посчитать, а шоб нагрузку распределить, то я делаю фиктивную плиту с модулем упругости 100000. Короче, правильно ли я понял, что при обычном модуле упругости часть усилий остаются в плите? А при маленьком мод.упр. правильная нагрузка на балки, или я ещё чего-то не учёл?

[Svarog]

Сообщение от seregaxxl Если честно, то не всё понял У меня дело такое, что плита к приваренным закладным внутрь двутавра заливается. Это не по профлисту. Но мне надо балки посчитать, а шоб нагрузку распределить, то я делаю фиктивную плиту с модулем упругости 100000. Короче, правильно ли я понял, что при обычном модуле упругости часть усилий остаются в плите? А при маленьком мод.упр. правильная нагрузка на балки, или я ещё чего-то не учёл?

Я бы в запас считал все же отдельно стальные балки, к которым приложен вес плит и остальные нагрузки. Делается это не так уж и долго. Любая жесткость оказывает влияние - чем больше, тем и влияние больше. Если сильно занизить жесткость плиты, то начнутся проблемы с динамикой (устойчивость, ветер, сейсмика и т.д.). У вас плиты разрезаны балками, если вы прямо не заморачиваетесь с конструктивным обеспечением неразрывности арматуры. В расчете то это учтено как-то?

[Бим]

Сообщение от seregaxxl Короче, правильно ли я понял, что при обычном модуле упругости часть усилий остаются в плите? А при маленьком мод.упр. правильная нагрузка на балки, или я ещё чего-то не учёл?

Распределяется нагрузка между плитой и балкой в зависимости от соотношения их жесткостей. А они от модуля упругостей зависят. Повторил пост 107 ))).

[seregaxxl]

Сообщение от Svarog У вас плиты разрезаны балками, если вы прямо не заморачиваетесь с конструктивным обеспечением неразрывности арматуры. В расчете то это учтено как-то?

неразрывности? Где? что?
Я помню что вы любите абстрактно по-старинке по площадям мерить нагрузки на балки

Сообщение от Бим Повторил пост 107

да написано как-то не по-русски ) Понятно, но нипанятна шо оно на практике означает.

[Tyhig]

Ну шо непонятного.
Пишут экстремист ты.
Бить будут.
Считай сталь без бетон, бетон нагрузками.
Бетон во второй схеме с балками и понижением ие. И вручную. И запас.
А по закладным - это ваще надо сразу расстрелять. Если я не могу, то куда ж ты бежишь в тюрягу. Там же хрен сконструируешь армирование на опоре правильно.

Если это лесенка, то ещё ладно. Шо ты там роняешь.

[seregaxxl]

Сообщение от Tyhig Пишут экстремист ты.

инженерный экстрим

Сообщение от Tyhig А по закладным - это ваще надо сразу расстрелять.

а можно тут поподробнее?

Сообщение от Tyhig И вручную. И запас.

Я не разделяю шо раньше было лучше. Мне бы так как сегодня чтобы правильно было

[Tyhig]

Так а что подробнее.
Дай узел, я тебе насую.

Не. Тут конкретно раньше было лучше. 100%.
Считай в арбате.

Раньше так делали из бомжизма и отчаяния. Денег в стране было нема. Война, все дела.
В общем, похожая ситуация. Но ты так не делай.
Клади на балки сверху. Натягивай ар.

[seregaxxl]

Сообщение от Tyhig Так а что подробнее.

Ну в смысле что за нелюбовь к закладным? Так-то арматура просто к балкам приваривается

Сообщение от Tyhig Натягивай ар.

Их итак эксперты обижают Со зданиями культурного наследия всё не просто.

[Tyhig]

Сообщение от seregaxxl у в смысле что за нелюбовь к закладным? Так-то арматура просто к балкам приваривается

Видел такое на лесенках древних.
И там уже порно.
А что будет на перекрытиях.

Так не суй перекрытие в балки. Оно от этого прочнее не будет.
Поседеешь потом. Зачем тебе приключения.

Все там делают плиту по профнастилу 180 мм.
Ты чего торчишь - забьют же.

Например требуется анкеровка раб. Арм.
Как ?
Требуется обеспечить устойчивость балок. Как ?

А будет это так: заплачет ночь дискантом...

[vedinzhener]

Сообщение от Tyhig Дай узел, я тебе насую.

шалуны однако

[seregaxxl]

Сообщение от Tyhig требуется анкеровка раб. Арм. Как ?

Говорю же приварка к балке

Сообщение от Tyhig Требуется обеспечить устойчивость балок. Как ?

а какие тут проблемы? Тем более что плита как бы раскрепляет балки

Сообщение от Tyhig заплачет ночь дискантом...

инженер-поэт жгучее сочетание

[Бим]

Сообщение от seregaxxl Понятно, но нипанятна шо оно на практике означает

Тогда в школу закон Гука вспоминать... У составной конструкции прогиб составляющих элементов под нагрузкой одинаковый, потому более жесткая часть воспринимает больше чем гибкая - не дает той прогнутся свободно, чтоб по полной включится в работу. На практике это понимать инженеру обязательно ))).

[Tyhig]

Сообщение от seregaxxl Говорю же приварка к балке

Не могу словами выразить.
Надо бить.

Это должен быть всем узлам спецузел тогда. Ты это не понимаешь.
Потом поймёшь, когда будет половина приварена.
Но заметь, твоя седина - это лично твой выбор. Я тебе говорил так не делать. Хочешь седеешь, не хочешь не седеешь.

Как ты там остальное то фигачишь. Бедные люди.

[vedinzhener]

а так можно было?

[Tyhig]

vedinzhener, это сварка трением ?
Не, так тоже нельзя. Нет норм на эту технологию. По русским нужен визуальный осмотр швов и их выборочный НК.
Надо сразу варить их к балкам.
А к тому же и профнастил тут какой-то заморский, экзотичный. Низенький. Рабочий в него упадёт или бетон выльется.

[vedinzhener]

это перове что папалось в интернет про стадболты. Угу нет, открываем СП 266 раздел 8 и внимательно читаем(считаем) и т.д. Контроль и качество помоему не совсем проблема проектировщиков, специалистам платить нормальным надо, тогда и качество будет верное

[dima_kuzminki]

Сообщение от Tyhig vedinzhener, это сварка трением ? Не, так тоже нельзя. Нет норм на эту технологию. По русским нужен визуальный осмотр швов и их выборочный НК. Надо сразу варить их к балкам.

не трением, там дуга и плавление
уже в нормах есть, применяют широко,
для банальных перекрытий зданий нечасто, думаю (не уверен) дороговато
но это именно совместную работу плиты с балкой гарантирует,тут,как выше писали, плиту нужно аккуратно считать, армирование

[seregaxxl]

Сообщение от Tyhig Надо бить. Это должен быть всем узлам спецузел тогда. Ты это не понимаешь. Потом поймёшь

Тыж не объясняешь
И я это не первый придумал, ещё так с десяточек лет назад видел. Так что чем конкретно не нравится приварка, стоило бы пояснить.

[Tyhig]

Выложи узел приварки.
Ну там пальцем в паинте набросай.

[dima_kuzminki]

https://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1090124&postcount=1
тут фото в натуре

[seregaxxl]

Сообщение от Tyhig пальцем в паинте набросай.

Да в гугле есть

[Tyhig]

Наклонную трещину считаешь ? Как ?
Читал СП 63, что наклонную трещину можно считать только для заанкерованных рабочих продольных стержней ?

Я смотрю, нижняя арматура у тебя заанкерована сваркой. Или нет ?

А что мешает балкам разъехаться ? Совесть и сварка стержней ? А если стержни отогнутся...

[seregaxxl]

Сообщение от Tyhig Читал СП 63, что наклонную трещину можно считать только для заанкерованных рабочих продольных стержней ?

да вот как-то запамятовал что это плита и что наклонная трещина даже та что по моменту имеет место быть при соответствующих нагрузках или пролёте, а вы нагоняете страху на плиту 100 мм толщиной.

Сообщение от Tyhig А что мешает балкам разъехаться ? Совесть и сварка стержней ? А если стержни отогнутся

Сила всемирного тяготения общей устойчивости балок

----- добавлено через ~2 мин. -----
Спасибо за вопросы. Я как на экзамене