[Regby]

Помогите разобраться с проблемой.
Необходимо замоделировать свайное поле для расчета плиты, лежащей на этих сваях. Расчет выполняется в SCAD. Сваи предполагается моделировать связями конечной жесткости. Но есть проблема. Есть заключение экспертизы в которой сказано что несущая способность свай не менее 95,5 т. В то же время жесткость связей конечной жесткости задается по Z задается в Т/М.

В руководстах написано что переходить к несущей способности свай нужно от Винклеровского коэффициента пастели С1 в (Т/М3) умножая его на площадь сечения сваи (если я правильно понял) в М2. Все логично. Но не имея геологии я не могу получить С1.

Как же перейти от 95,5 Т к X в Т/М???

Спасибо.

[AMS]

Сообщение от Regby Помогите разобраться с проблемой. Необходимо замоделировать свайное поле для расчета плиты, лежащей на этих сваях. Расчет выполняется в SCAD. Сваи предполагается моделировать связями конечной жесткости. Но есть проблема. Есть заключение экспертизы в которой сказано что несущая способность свай не менее 95,5 т. В то же время жесткость связей конечной жесткости задается по Z задается в Т/М. В руководстах написано что переходить к несущей способности свай нужно от Винклеровского коэффициента пастели С1 в (Т/М3) умножая его на площадь сечения сваи (если я правильно понял) в М2. Все логично. Но не имея геологии я не могу получить С1. Как же перейти от 95,5 Т к X в Т/М??? Спасибо.

Жесткость сваи - отношение нагрузки на сваю к ее осадке, размерность т/м. Перейти от 95,5 т к жесткости можно, определив осадку одиночной сваи от этой нагрузки - посмотрите раздел 7.4.4-7.4.11 СП "Проектирование и устройство свайных фундаментов". Но для этого необходимо знать Е на уровне подошвы сваи. Без геологии (деформационных характеристик грунта) действительно ничего не определите. Если есть возможность, то наиболее оптимальным является использование для определения жесткости сваи результатов их статических испытаний.

[мозголом из Самары]

А с чего экспертиза взяла несущею способность 95т? Геологию же обязательно сдавали в экспертизу. Жесткость свай может в линейной постановке существенно завысить усилия в одних сваях, но уменьшить в других!

[igorbigor]

AMS, а как из испытания одиночной сваи получить жесткость сваи в составе группы свай, еще и под плитой ?

[AMS]

Коэфицентом увеличения осадки Rs. Жесткость одиночной сваи разделить на его величину, определенную по табл. 7.19. Но это для случая, если расстояние между сваями менее 7d и жесткость ростверка не учитывается (п. 7.4.4.- 7.4.9). При большем расстоянии это будет КСП, п. 7.4.11 - 7.4.12.

[igorbigor]

Сообщение от AMS Коэфицентом увеличения осадки Rs. Жесткость одиночной сваи разделить на его величину, определенную по табл. 7.19. Но это для случая, если расстояние между сваями менее 7d и жесткость ростверка не учитывается (п. 7.4.4.- 7.4.9). При большем расстоянии это будет КСП, п. 7.4.11 - 7.4.12.

Сами бы стали проектировать по этим формулам ?

[AMS]

Сообщение от igorbigor Сами бы стали проектировать по этим формулам ?

Формально для случая ростверка с расстояниями между осями свай< 7d все получается достаточно просто:
из ф. 7.35 СП жесткость одиночной сваи: К = P/S =Esl d/Is
осадка группы свай с учетом их взаимовлияния по 7.37: Sg = SRs где Rs - коэффициент увеличения осадки ( > 1) принимаемый по табл 7.19.
Поскольку в данном случае работа плиты не учитывается и осадка группы свай есть осадка каждой сваи, то разделив на Rs получим Кg = К/Rs.
То что касается КСП - здесь еще думать надо. Вопросов по этому разделу действительно больше, чем ответов.
Как быть в этом случае ?. Самое простое решение - свайное поле распределить по условию <7d (под п. 7.4.4), т.е. по возможности уйти от КСП.
По поводу того, стал бы проектировать по этим формулам. Думаю, что это еще не самый некорректный вариант принимаемых исходных данных в расчетной схеме свайного поля. Да и поддерживаемый формально нормами проектирования.

[igorbigor]

Сообщение от AMS Формально для случая ростверка с расстояниями между осями свай< 7d все получается достаточно просто: из ф. 7.35 СП жесткость одиночной сваи: К = P/S =Esl d/Is осадка группы свай с учетом их взаимовлияния по 7.37: Sg = SRs где Rs - коэффициент увеличения осадки ( > 1) принимаемый по табл 7.19. Поскольку в данном случае работа плиты не учитывается и осадка группы свай есть осадка каждой сваи, то разделив на Rs получим Кg = К/Rs. То что касается КСП - здесь еще думать надо. Вопросов по этому разделу действительно больше, чем ответов. Как быть в этом случае ?. Самое простое решение - свайное поле распределить по условию <7d (под п. 7.4.4), т.е. по возможности уйти от КСП. По поводу того, стал бы проектировать по этим формулам. Думаю, что это еще не самый некорректный вариант принимаемых исходных данных в расчетной схеме свайного поля. Да и поддерживаемый формально нормами проектирования.

А я считаю что лучше посчитать осадку условного фундамента, чем использовать какую-то непонятную методику. Тем более при частом расположении свай. Если основополагающие предпосылки и источники этой методики для вас понятны, то расскажите пожалуйста откуда эти коэффициенты, какие основания им доверять ?

[AMS]

Сообщение от igorbigor А я считаю что лучше посчитать осадку условного фундамента, чем использовать какую-то непонятную методику. Тем более при частом расположении свай. Если основополагающие предпосылки и источники этой методики для вас понятны, то расскажите пожалуйста откуда эти коэффициенты, какие основания им доверять ?

В 7.4.1 СП оговариваются случаи, когда рекомендуется выполнять расчет осадки по методике, учитывающей взаимное влияние свай в кусте (п.7.4.4 - 7.4.9) : "при однородных или улучшающихся по ф/м характеристиках с глубиной грунтах" - речь не идет только о однородных грунтах - Е может изменяться, но с увеличением ( в запас).
В основе ф. 7.35 СП (осадка одиночной сваи) лежит решение задачи о действии сосредоточенной силы, приложеннной внутри однородного упругого полупространства (т.н. задача Миндлина, но с иными граничными условиями). Взаимовлияние группы сосредоточенных сил определялось с использованием принципа независимости действия сил - т.е. наложением НДС от рассматриваемой силы с напряжениями, возникающих от других сил .Учитывалась также деформируемость стержня (сваи). Осадка сваи определялась как "перемещение сваи + сжатие сваи". Аналитическое решение было упрощено путем табулирования ряда соотношений - Е грунта и Е сваи, длины и сечения, при этом учитывалось и число свай (сил).
Корректна ли такая постановка задачи для реальных грунтов - она корректна на столько, на сколько корректно применение теории упругости для решения задач механики грунтов, включая задачи Буссинеска, Фламана, Мичела...
Почему в этой задаче учитывается жесткость ствола сваи. При определенных условиях, например при опирании свай на малосжимаемый грунт при перемещениях головы сваи в милиметрах доля сжатия ствола сваи может составлять существенную величину. Это учитывается соотношением Е грунта и Е сваи и это соотношение может изменяться.
В ф. 7.35 есть параметр Is (коэффициент влияния осадки), зависящий от того какая свая рассматривается - "жесткая" или "сжимаемая". Если условия задачи по соотношениям длины и сечения, Е грунта и Е сваи подпадают под значения в табл. 7.18, то это "сжимаемая" свая. Нет, то Is определяется по ф.7.36 для жесткой сваи.
Приведу пример определения жесткости одиночной сваи (без учета взаимовлияния) в соответствии с СП "Проектирование и устройство свайных фундаментов" п.7.4.4 - 7.4.5:
Свая С9-30,грунт под острием с Esl=1500 т/м2
1. Соотношение модулей упругости бетона сваи и грунта: 3000000/1500 = 2000, отношение длины сваи к диаметру 9/0,3= 30.
По табл. 7.18 СП для "сжимаемой" сваи интерполяцией находим коэффициент Is=0,092
2. Определяем жесткость сваи из ф. 7.35 СП (см.так-же п.7.4.11а)
К1 = P/s = Esl xd /Is = 1500x0.3/0.092 = 4891 тс/м.
Для "жесткой" сваи при этих-же параметрах
по ф. 7.36 СП К1= 5882 тс/м, отличие на 20%.
Т.е. "сжимаемая" свая увеличивает усилия, возникающих в ростверке. Дает ли возможность учитывать это обстоятельство "условный" фундамент?.
В МГСН по ОиФ есть изложение методики расчета свай в рассматриваемой постановке а так-же КСП и более, как мне кажется подробнее.

[igorbigor]

Я начал дискуссию потому, что человек сам не понял чего спрашивал, а с этой методикой еще больше бы запутался. А теперь видно, ему самому уже не интересно. Вопрос звучал в стиле "красный крокодил полетел на налево а большой крокодил на юг, какой из них быстрее прилетит". По большому счету к-т постели ведь не имеет отношения к несущей способности, тем более в группах свай. Методика вами предложенная - спорная. Откуда информация о том что легло в основу ? Кто-то в НИИОСП считал эти задачи или просто понравилась зарубежная статья (например poulos) ?

1) Решение задачи миндлина даст деформации полупространства от приложенных сосредоточенных нагрузок, а каким образом она позволяет учесть сжатие свай ? Поделив нагрузку на модуль деф. бетона ? Я так могу и в условном ф-те забабахать. Потом теория упругости для свай при шаге свай больше 3d и в случае с КПСФ - это что-то с чем-то.

2) Как быть с краевыми зонами ? Усл. ф-т + метод угловых точек реализованный например как в КРОСС позволит учесть и геологическую неоднородность так и повышение жесткости свай в краевых зонах в упругой стадии.

3) На эти методики многие жалуются что свай получается больше чем при расчете свайного фундамента.

4) Нормы - не святое писание, их тоже пишут люди, а люди бывают разные. Так что для рядовых расчетов - усл. фундамент - апробирован и дает похожие результаты. Для сложных расчетов МКЭ+нелинейность+голова.

[AMS]

Сообщение от igorbigor Методика вами предложенная - спорная. Откуда информация о том что легло в основу ? Кто-то в НИИОСП считал эти задачи или просто понравилась зарубежная статья (например poulos) ? 4) Нормы - не святое писание, их тоже пишут люди, а люди бывают разные.

Методика определения жесткости свай предложена не мной, а следует из п. 7.35 и 7.4.11 СП. Насколько это соответствует реальному грунту, повторюсь - настолько насколько корректно применение теории упругости для решения задач механики грунтов в линейной постановке.
Нормы не святое писание, тем более раздел по определению осадок свайных фундаментов. Вопросов, особенно к разделу КСП много. Здесь я его и не рассматривал.

Сообщение от igorbigor 4) Так что для рядовых расчетов - усл. фундамент - апробирован и дает похожие результаты. Для сложных расчетов МКЭ+нелинейность+голова.

Согласен, но проблема в том, что между МКЭ и "головой" есть еще такая категория как "нелинейность", где одной головы не достаточно. Что за нелинейность, какой ее механической модели соответствуют условия конкретной задачи ?. В этой области механика процесса теоретиками еще больше формализована. Возможно, что когда будут у нас в свободном и широком пользовании расчетные комплексы типа FM-models, Plaxis и достаточно надежные эмпирические методы определения параметров моделей, тогда можно будет и забыть это старомодное словосочетание "в линейной постановке".

[Regby]

Сообщение от igorbigor Я начал дискуссию потому, что человек сам не понял чего спрашивал, а с этой методикой еще больше бы запутался. А теперь видно, ему самому уже не интересно. Вопрос звучал в стиле "красный крокодил полетел на налево а большой крокодил на юг, какой из них быстрее прилетит". По большому счету к-т постели ведь не имеет отношения к несущей способности, тем более в группах свай. Методика вами предложенная - спорная. Откуда информация о том что легло в основу ? Кто-то в НИИОСП считал эти задачи или просто понравилась зарубежная статья (например poulos) ?

Дело в том что не обладая такими мощными знаниями в области грунтов оснований как представленные здесь господа, я решил идти по пути наименьшего сопротивления. Хочу обрисовать ситуацию.

был участок, собирались на него ставить здание, разработали проект свайного поля. Начали бить сваи, но били их "кусочно" - 6 шт. здесь, 8 шт. там...потом остановились (может финансирование прекратилось - не в курсе). Спустя какое то время мои архитекторы решили поставить на это место свое здание - 5-ти этажный жилой кирпичный дом. Свайное поле хоть и существует кусочно, но не подходило естественно под новую конфигурацию здания. Проектировщики решили объеденить все существующие сваи одним огромным ростерком - плитой и на нее поставить дом. Заказали экспертизу, обследовали сваи получили минимальное значение несущей способности 95.5 т, посчитали общую нагрузку от здания сложили несущую способность всех свай, получилось что сваи легко "тянут". Сделали проект. Расчетчик, выполнявший расчет этой фундаментной плиты в SCAD (впервые в своей жизни) допустил ряд ошибок моделирования. К примеру задал сваи стержнями , закрепив их у подошвы сваи. В лучшем случае такая модель отражает сваи-стойки, естественно там реально никакие не сваи-стойки. "Сваи" в местах где их "плотность" меньше деформировались сильнее, в результате здание накренилось и все усилия перераспределились, были и другие ошибки. Перестраховываясь толщину плиты взяли 800 мм (на 5-ти этажный дом с мансардой), в модели не учтены грунтовые условия. Доверие по неопытности к результатам расчета (ну а как же считали же в SCAD) сказалось. Результаты расчета отдали на экспертизу и никто не посмотрел на бредовые результаты. В экспертизе (а экспертиза очень захолустная) похоже то же ошалев от слова SCAD никто посомотреть не додумался. Начали строительство. Плиту залили, возвели 2 этажа. Незнаю в связи с чем, но проект увидел кто то умный и сказал "ребята проверьте свои бредовые расчеты". В организации глянули и увидели... в этом месте дело пришло ко мне. Я помогаю расчетчику производить новый расчет. Стал вопрос как моделировать сваи - тут прозвучал и мой вопрос про то как найти значение. Геологии мы - организация проектировщик в глаза не видели, потому учесть грунтовые условия не представляется возможным. Единственное что я смог предложить это смоделировать сваи просто связями по Z в точке соединения с плитой. В этом случае удастья избежать крена здания и получить реакции в данных точках. Если они составят менее 95,5 Т, то расчет можно считать приблизительно верным (на мой взгляд). Хотя я понимаю всю абсурдность данного тезиса, но ничего другого я придумать не могу. Плиту давно залили, возвели 2 этажа, как сейчас можно заказывать геологию - уму непостижиму. Единственное что меня успокаивает, что реально в здание заложен огромный запас прочности. Ну представьте себе плита высотой 800 мм, да еще и на сваях, а при расчете ее армирования не были учтены грунтовые условия, т.е по сути "высокий ростверк".

вот такая байда. "Ужас" скажете вы? согласен.. а что делать? Вот такой у нас уровень проектировщиков...

[AMS]

Regby - на ситуацию, приведшею к постановке задачи есть один ответ - те, кто решил использовать забитые ранее сваи и объединить их в монолитную плиту для 5-ти этажного кирпичного здания в первую очередь ограбили заказчика. Срубить забитые сваи ниже отметки ленточного ростверка вновь проектируемого здания - более разумно, чем объединять их с новым свайным полем в ростверк, даже с учетом потери уже забитых свай. Если забитые сваи по привязке на расстоянии менее 3d от свай вновь возводимого здания, но они не объеденены в один ростверк,соответственно на забитую сваю нет нагрузки и они не работают совместно.
Ситуации, когда в результате производственной забивки сваи имеют различную жесткость знакомы, но из такой ситуации при "нормальных" проектировщиках выходят путем перерасчета армирования ростверка по исполнительной схеме свайного поля и фактическим жесткостям свай.
Но поезд, как говорят ушел...
Если это 5-ти этажный кирпичный дом, то проблем с "креном" по определению быть не может. Проблема с неравномерными осадками и как эти осадки воспримет ростверк-плита и надземная часть здания. Еще раз необходимо просчитать плиту с жесткостями свай в линейной постановке и это будет более корректно, чем моделировать сваи "стержнями, закрепив их у подошвы" (ростверк-плита под 5-ти этажку при осадке в мм не уйдет за линейную стадию).

[Regby]

Сообщение от AMS еще раз необходимо просчитать плиту с жесткостями свай в линейной постановке

Как это конкретно? Как можно смоделировать "висячую" сваю не имея геологии? Меня аж передергивает от мысли - что делать если в результате расчета модели где вместо свай стоят ограничения по Z реакция в какой нибудь опоре превысит 95.5 т?????????

[AMS]

Сообщение от Regby Как это конкретно? Как можно смоделировать "висячую" сваю не имея геологии?

Никак. Для решения вопроса у Вас должны быть: исполнительная схема свайного поля с обозначением на ней ранее забитых и "новых" свай, специфиация свай, геологический разрез(или колонки) как минимум с деформационными характеристиками.
Как иначе можно ставить и решать подобную задачу, не имея исходных данных ?.
По поводу опасений реакций свай - выполните сначала расчет, потом проанализируете.

[igorbigor]

Сообщение от AMS Методика определения жесткости свай предложена не мной, а следует из п. 7.35 и 7.4.11 СП. Насколько это соответствует реальному грунту, повторюсь - настолько насколько корректно применение теории упругости для решения задач механики грунтов в линейной постановке. Нормы не святое писание, тем более раздел по определению осадок свайных фундаментов. Вопросов, особенно к разделу КСП много. Здесь я его и не рассматривал.

Да уж, не рассматриваете! пункт 7.4.11, куда вы отсылаете, сидит как раз в разделе КСП фундаментов. Я спросил как перейти от жесткости одиночной к жесткости в группе, вы сослались на этот способ расчета. Согласен, придумали его не вы, но вы предлагаете Regby его использовать. Я могу понять использование теории упругности для фундамента шириной от 1.2м хотя бы. Там мы, посчитав расчетное сопротивление имеем право использовать гипотезу о линейном деформировании. Ради интереса посчитал бы кто-нибудь для сваи как для фундамента 0,3м*0,3м. Свая в пределах свой "нормальной нормативной работы" при нормальных грунтах сначала испытывает пластический сдвиг по грунту по стволу сваи, а лишь затем по пяте. Не знаю как там миндлина пользовать, с сосредоточенной силой, которая - как известно - дает бесконечные напряжения в точке. Если еще для поля методом суперпозиции все наложить, так наверное условный фундамент и выйдет.

Согласен, но проблема в том, что между МКЭ и "головой" есть еще такая категория как "нелинейность", где одной головы не достаточно. Что за нелинейность, какой ее механической модели соответствуют условия конкретной задачи ?. В этой области механика процесса теоретиками еще больше формализована. Возможно, что когда будут у нас в свободном и широком пользовании расчетные комплексы типа FM-models, Plaxis и достаточно надежные эмпирические методы определения параметров моделей, тогда можно будет и забыть это старомодное словосочетание "в линейной постановке".

Plaxis итак у пол-Москвы уже, вкупе с упругопластической моделью с условием прочности Кулона-мора. Данная модель нормативная. Методы определения её параметров "phi, c" уже лет 50 существуют (кроме некоторых, например таких как ko и т.п., без которых с определенными допущениями можно обойтись) . Можно считать и по другим моделям, но тут уже нужны хотя бы трехосные испытания. Проблема пока в головах. Тут появляется вопрос: Для данной задачи нужно работать в трехмерной постановке, а временные рамки и доступ к расчетным комплексам ограничен. В данных условиях требуется надежная инженерная методика, каковой и является "условный фундамент".

Еще вы говорите срубить. Ну срубили, а дальше что ? Считать не надо ?

Сообщение от Regby Дело в том что не обладая такими мощными знаниями в области грунтов оснований как представленные здесь господа, я решил идти по пути наименьшего сопротивления. Хочу обрисовать ситуацию. был участок, собирались на него ставить здание, разработали проект свайного поля. Начали бить сваи, но били их "кусочно" - 6 шт. здесь, 8 шт. там...потом остановились (может финансирование прекратилось - не в курсе). Спустя какое то время мои архитекторы решили поставить на это место свое здание - 5-ти этажный жилой кирпичный дом. Свайное поле хоть и существует кусочно, но не подходило естественно под новую конфигурацию здания. Проектировщики решили объеденить все существующие сваи одним огромным ростерком - плитой и на нее поставить дом. Заказали экспертизу, обследовали сваи получили минимальное значение несущей способности 95.5 т, посчитали общую нагрузку от здания сложили несущую способность всех свай, получилось что сваи легко "тянут". Сделали проект. Расчетчик, выполнявший расчет этой фундаментной плиты в SCAD (впервые в своей жизни) допустил ряд ошибок моделирования. К примеру задал сваи стержнями , закрепив их у подошвы сваи. В лучшем случае такая модель отражает сваи-стойки, естественно там реально никакие не сваи-стойки. "Сваи" в местах где их "плотность" меньше деформировались сильнее, в результате здание накренилось и все усилия перераспределились, были и другие ошибки. Перестраховываясь толщину плиты взяли 800 мм (на 5-ти этажный дом с мансардой), в модели не учтены грунтовые условия. Доверие по неопытности к результатам расчета (ну а как же считали же в SCAD) сказалось. Результаты расчета отдали на экспертизу и никто не посмотрел на бредовые результаты. В экспертизе (а экспертиза очень захолустная) похоже то же ошалев от слова SCAD никто посомотреть не додумался. Начали строительство. Плиту залили, возвели 2 этажа. Незнаю в связи с чем, но проект увидел кто то умный и сказал "ребята проверьте свои бредовые расчеты". В организации глянули и увидели... в этом месте дело пришло ко мне. Я помогаю расчетчику производить новый расчет. Стал вопрос как моделировать сваи - тут прозвучал и мой вопрос про то как найти значение. Геологии мы - организация проектировщик в глаза не видели, потому учесть грунтовые условия не представляется возможным. Единственное что я смог предложить это смоделировать сваи просто связями по Z в точке соединения с плитой. В этом случае удастья избежать крена здания и получить реакции в данных точках. Если они составят менее 95,5 Т, то расчет можно считать приблизительно верным (на мой взгляд). Хотя я понимаю всю абсурдность данного тезиса, но ничего другого я придумать не могу. Плиту давно залили, возвели 2 этажа, как сейчас можно заказывать геологию - уму непостижиму. Единственное что меня успокаивает, что реально в здание заложен огромный запас прочности. Ну представьте себе плита высотой 800 мм, да еще и на сваях, а при расчете ее армирования не были учтены грунтовые условия, т.е по сути "высокий ростверк". вот такая байда. "Ужас" скажете вы? согласен.. а что делать? Вот такой у нас уровень проектировщиков...

Пусть хоть рядом дырку пробурят или прозондируют. Если совсем туго, то можно просто отбрать нарушенные образцы и по таблицам снип определить мех. свойства по физ. х-кам.

По заделке, конечно вопрос открытый. Тут надо смотреть как сваи заделаны. Если жестко - момент передается и посчитать ствол надо бы. Если шарнирная заделка, то величины моментов малы и не расчетны. А еще один большой открытый вопрос, это расчет сваи по прочности ствола. Если делать как рекомендует наш Снип/СП, то при расчете прочности по стволу сваю следует рассматривать как защемленный в грунте (на расчетной глубине) стержень. Считать со стержнем вместо опоры в принципе можно, главное правильно стержню задать жесткость и условия закрепления.

Показали бы картинку св. поля, подвала здания и какой грунт под плитой. Журнал забивки свай тоже можно посмотерть. Архивную геологию поискать. Может и нет поводов для волнения.

[Regby]

картинка вот такая

[igorbigor]

Сообщение от Regby картинка вот такая

Можно и остальные показать.

[AMS]

Regby - если то, что показали и есть суть вопроса ( раз на это количество свай, как указали выше и "легла" нагрузка), то это однозначно не вписывается в расчетную схему условного фундамента. Ближе к КСП, но группы свай с расстоянием между ними 3d к нему не подходят . Более того, кусты свай с нерегулярным расположением. Одним словом КСПГ - гибрид (точнее бред), достойный темы БСК !.
Что делать - вопрос интересный и здесь уже не до дискусий по поводу моделей.
Но тем не менее, если в конкретном случае необходимо жесткости свай, то через осадку условного фундамента их не определить - нет его здесь.
По поводу п.7.4.4 -7.4.9 СП - расчетная схема в рамках линейной задачи здесь все-же достаточно проста и логична.
Внутри линейно-деформируемого полупространстве приложена нагрузка Р, есть решение задачи о ее перемещении (ф.7.35 СП), из которой жесткость сваи P/S = Еd/Is. Если известы все входящие в правую часть параметры, то тем самым определяется жесткость сваи. Взаимовлияние свай в кусте учитывается делением жесткости одиночной сваи на коэффициент увеличения осадки Rs по табл. 7.19. Формула 7.35 есть аналог ф-лы 8.1 Приложения 8 СП о осадке одиночной сваи, но с несколько иными граничными условиями. Там-же в Приложении 8 расписаны основные предпосылки решения частного случая задачи Миндлина. Получена она для значений нагрузок, при которых на контакте сваи и грунта не реализуется предельные значения сопротивления сдвигу.
Жесткость одиночной сваи, полученная из ф. 7.35 используется в расчетах КСП Фундамента( п.7.4.11а).

Основной вопрос - условия и границы применимости данной задачи. Не смотря на то, что это оговорено в п.7.4.1 СП согласен, что может являться предметом дискусии не смотря на то, что этот раздел прошел через Ученый Совет НИИОСП и уверен, что имел положительные заключения от сторониих организаций, с некоторыми замечаниями, которые "...будут учтены при дальнейшей работе над совершенствованием раздела ".

[AMS]

Сообщение от igorbigor Можно считать и по другим моделям, но тут уже нужны хотя бы трехосные испытания. Проблема пока в головах.

В свое время там-же (потому и знаком с особенностями процедуры прохождения НИР ) занимался достаточно интересной прикладной задачей с использованием ассоциированного закона пластического течения для физически анизотропной среды. И реальное внедрение было.
А то, что в механике деформируемого тела существует превеликое множество моделей - упругопластических, вязкоупругих, релаксационных и прочих со сложными поверхностями нагружения, реологическими моделями это известный факт. Именно о таких моделях, условиях их применения для грунтов, проблемах определения входящих в них параметров и имелось в виду. Не одним и не всегда только Кулоном можно описать механику процесса взаимодействия фундамента с основанием и свай с окружающим ее грунтом.

[igorbigor]

Сообщение от AMS Regby - если то, что показали и есть суть вопроса ( раз на это количество свай, как указали выше и "легла" нагрузка), то это однозначно не вписывается в расчетную схему условного фундамента. Ближе к КСП, но группы свай с расстоянием между ними 3d к нему не подходят . Более того, кусты свай с нерегулярным расположением. Одним словом КСПГ - гибрид (точнее бред), достойный темы БСК !. Что делать - вопрос интересный и здесь уже не до дискусий по поводу моделей. Но тем не менее, если в конкретном случае необходимо жесткости свай, то через осадку условного фундамента их не определить - нет его здесь. По поводу п.7.4.4 -7.4.9 СП - расчетная схема в рамках линейной задачи здесь все-же достаточно проста и логична. Внутри линейно-деформируемого полупространстве приложена нагрузка Р, есть решение задачи о ее перемещении (ф.7.35 СП), из которой жесткость сваи P/S = Еd/Is. Если известы все входящие в правую часть параметры, то тем самым определяется жесткость сваи. Взаимовлияние свай в кусте учитывается делением жесткости одиночной сваи на коэффициент увеличения осадки Rs по табл. 7.19. Формула 7.35 есть аналог ф-лы 8.1 Приложения 8 СП о осадке одиночной сваи, но с несколько иными граничными условиями. Там-же в Приложении 8 расписаны основные предпосылки решения частного случая задачи Миндлина. Получена она для значений нагрузок, при которых на контакте сваи и грунта не реализуется предельные значения сопротивления сдвигу. Жесткость одиночной сваи, полученная из ф. 7.35 используется в расчетах КСП Фундамента( п.7.4.11а). Основной вопрос - условия и границы применимости данной задачи. Не смотря на то, что это оговорено в п.7.4.1 СП согласен, что может являться предметом дискусии не смотря на то, что этот раздел прошел через Ученый Совет НИИОСП и уверен, что имел положительные заключения от сторониих организаций, с некоторыми замечаниями, которые "...будут учтены при дальнейшей работе над совершенствованием раздела ".

Бедные проектировщики всего СССР до 97-го года (когда в наших нормах появилась так защищаемая вами методика) не могли посчитать осадку куста из 4-6 свай ! Ведь нет его здесь ...

[AMS]

Сообщение от igorbigor Бедные проектировщики всего СССР до 97-го года (когда в наших нормах появилась так защищаемая вами методика) не могли посчитать осадку куста из 4-6 свай ! Ведь нет его здесь ...

А как можно для случая Regby определить осадку по методу условного фундамента отдельных кустов свай, объединенных единым жестким ростверком?. Отдельно - нет проблем, если сначала перераспределить нагрузку от здания на каждую группу свай. Потом определить ее как среднюю осадку здания или сооружения и по ней определить "обобщенную" жесткость сваи. Но для этого сначала необходимо выполнить статрасчет в любом расчетном ПК, для которого необходимы жестости свай....
В свайном поле из отдельных кустов свай (каждый из которых работает как условный фундамент), объединенных единым жестим ростверком есть разновидность КСП фундамента, но не подходящий к изложенному в п.п. 7.4.11-7.4.14 СП (растояние между сваями в кустах менее 7d).
И еще один аргумент против совершеннства методики расчета КСПФ. В конце п.7.13 намекается "....осадку то вы по по модели КСП фундамента посчитаете, но проверьте потом пожалуста ее величину по схеме условного фундамента ". Вот так - ни много ни мало. Сидел, к примеру, два дня считал по КСП и вдруг - в конце расчета прочитал это замечательное примечание . И какой методике и вобще кому потом верить ?.
Но тем не менее при дальнейшей работе над этим разделом НИИОСП безусловно учтет замечания к методу расчета (в том числе и наши ), расширит область применения методики в том числе на случай БСК и уберет или это примечание или методику расчета осадки комбинированного свайного-плитного фундамента до лучших времен.

[ASЪ]

Если есть вопрос в решении задачи с помощью скад то да это интересно, а если все же запроектировать фундамент под 5!!!! этажный дом, то плита 800мм даже на самом слабом груте правильно заармированная это уже ого го го. Я родом из города в котором строить дома выше 5 этажей запрещено из за грунтовых вод, а также подзменых рек. Мож слыхали Кашин. Так вот там запроектированны 5 этажки "Хрущевки" на обычных блоках да подушках, с деф швами и все. Тогда не было еще ПК Скад, так что все что тут сказано можно отнести к разделу фантастики, если сравнивать с моей историей. А если сделать так чтобы эти сваи не работали, а работала только плита, т.е. не замоноличивать сваи с плитой оставить зазоры между плитой и сваями, есть возможность равномерной осадки, и отсутствия крена. А? По мне так лучше бы добили сваи где нужно. Хотя теперь то поздновато.

[Constantin Shashkin]

Посмотрел я картинку свайного поля и пришел в тихий ужас. Тут разговор о моделях, кажется, немного не к месту. Вопрос проще: здание стоять будет, или нет? На чем его углы висеть будут? Я не верю, что 5 этажей стен слева на рисунке будут висеть просто так. Вообще план несущих стен бы не помешал. Кирпичный дом даже в 2 этажа может трещать - мама не горюй. Поэтому план действий:
1. Пугаем заказчика до полусмерти (как говорит мой шеф - есть 2 пути: просить, или пугать, первое - бесполезно).
2. Делаем геологию (хоть одну - две скважины, но как следует, глубиной на 10 м ниже острия свай и с определением параметров в нормальной лаборатории). Параллельно ищем геологию рядом, хотя бы представление о грунтах (скажем, модуль 5МПа или 50 МПа?).
3. Считаем плиту с этими бредовыми сваями. Плиту лучше считать с конструкциями здания (а то моменты вообще не туда пойдут). Плита 800 мм - это все равно немного. Особой жесткости она зданию не придает. Жесткость создают стены. Беда вся в том, что даже если бы тут здание получилось просто на плите (без свай), сваи, торчащие где попало, могут начать колоть это здание. Поэтому считаем здание на плите (я бы подобрал сжимаемую толщу по СНиП и взял бы массив упругих КЭ) с различной жесткостью свай-пружинок (чтобы не возиться со всякой нелинейщиной).
4. Смотрим, что происходит со зданием. Если при различной жесткости пружинок-свай все нормально - можно перекреститься, у Вас хорошие грунты.
5. Если здание начинает ломаться (смотрим напряжения в кирпичной кладке или просто неравномерные перемещения) - усиливаем фундаменты. Соображения, что рядом нормально стоят здания без свай не принимаются. Здесь наличие свай может разломать здание, т.е. это может быть хуже. Сделать дыры между сваями и плитой не выйдет. Сваи все равно включатся в работу (хотя бы как "армирование грунта")
Ваша ситуация сложная. Гораздо проще все сразу сделать правильно, чем исправлять ошибки.

[ASЪ]

ТАк что теперь после нового расчета эти построенные ранее 2 этажа будут сносить? Или вам нужно просто проверить несущую способность сущ. фундамента. Сразу видно Россия, "сначала дороги строят потом их разрывают для прокладки труб )"

[Regby]

2 Constantin Shashkin

Спасибо что включились в обсуждение.
Прочитал я то что вы написали и никак понять не могу
1 чем пугать то? что МЫ неправильно спроектировали здание?
3 Считать с конструкциями.... интересный вариант... как вы предлагаете задавать
- кирпичные стены???
- каждую плиту и монолитный участок (в принципе реально, но потребуется на это времени столько сколько построить дом)
- сумашедьшую деревянную кровля (детище архитекторов) ???

тем более что совместная работа здания с основанием возможна только в случае монолитных зданий, в данном случае этого не произойдет

4 не верю я в реальную модель работы кирпичного здания со сборными перекрытиями

А в целом...
1 нет сомнений что плита 800 мм здание понесет
2 армирование плиты подбиралась без учета "пауков" в результате получили явное переармирование над кустами свай, так что в "протыкание" я не верю.

Совсем другое дело совместная работа плиты и свай (см. вложение)
Плита под нагрузкой деформируется и получается следующее
крайняя к пролету свая (во вложении обозначена 3) несет максимальную нагрузку, а крайняя от пролета вообще начинает работать на выдергивание

Все это показывает новый расчет (о модели я писал уже). Введение в модель "грунта" (коэффициенты пастели тупо взяты из чужой работы) сильно меняет картину "сглаживая реакции" возникающие от свай. Немного сглаживает картину и уменьшение жесткости плиты (что то же логично). Мой любимый и ненаглядный ГИП уверена в своей правоте, я уверен в неправильности расчета (в той его части что до ума он не доведен, я бы ввел еще "пауков" и коэффициенты пастели). Что касается "протыкания" сваями, склоняюсь к мысли что свае проще "уйти в грунт" чем проткнуть плиту.

Вывод для себя однозначен - проект БРЕД

[AMS]

Сообщение от Regby ...... совместная работа здания с основанием возможна только в случае монолитных зданий, в данном случае этого не произойдет. 4 не верю я в реальную модель работы кирпичного здания со сборными перекрытиями.....

Здесь Вы не совсем правы. Одно из часто применяемых конструктивных мероприятий по выравниванию неравномерных осадок кирпичных зданий является увеличение его пространственной жесткости путем устройства монолитных ж/б поясов, армированных рабочих швов и т.д. Очень даже помогает предотвратить появление в стенах силовых трещин от неравномерных осадок, т.е. выравнивает их, соответственно и влияет на совместную работу надземной части здания и основания.
В ПК "Мономах" есть расчетный модуль "Кирпич", в котором расчитывается собранная в программе "Компоновка" модель кирпичного здания со всеми конструктивными элементами. По результатам расчета определяется необходимое армирование стен и простенков. Любые изменения в схеме свайного поля, толщине ростверка, грунтах отражаются на результатах расчета армирования стен.
Кстати, в Мономахе жесткости свай задаются через геометрию свай и модуль деформации грунтов (или вводится осадка сваи и нагрузка на нее). Жесткость определяется по п. 7.4.4 и 7.5.5 СП, т.е. по методике, изложенной выше. Не призываю и не агитирую за то, что-бы данную задачу просчитали в Мономахе. "Мономах" да и вообще Лира Софт для многих не показатель, но тем не менее.
Ну и наконец, возвращаясь к основному вопросу из #1 темы. Косвенно определить (оценить) жесткость сваи можно, исходя из ее несущей способности, равной 95,5 тс. Как ? - определенную информацию о грунтах можно вытащить, учитывая, что между н.с. сваи и состояниям грунта, его деформационными характеристиками все-же есть определенная корреляция. Указанную н.с. по опыту расчета и испытаний имеют сваи, забитые на гравелистый песок или на глину с твердой консистенцией. Отказ таких свай при забивке в грунт менее 2-х мм. Скорее всего (а это Приволжье) - имеем дело с аллювиальными отложениями, т.е. гравелистыми или крупными песками, табличное значение Е для которых 30 -35 МПа. По нему и определяйте, если есть еще в этом необходимость жесткость свай. Но то что над сваями максимальное и достаточное по Вашему мнению армирование - это еще не гарантирует того, что в пролетах между группами свай с уменьшением их жесткости армирования будет достаточно.

[Regby]

я не понимаю как методом конечных элементов можно расчитать кирпичное здание, то же слышал о мономахе и его "кирпичном" модуле, но в моей голове никак не сходяться понимания метода конечных элементов, каменный СНиП и кирпичное здание, на этом основании не доверяю Мономах в этом вопросе априори, тем более что не слышал о чем либо подобном зарубежном.

Монолитный пояс штука хорошая - не спорю, но в проекте их нет. К сожалению "опираться" на "примерные грунты для поволжья" не могу, потому как все геологии которые видел имеют существенные отличия. К стати быть может помните тему про сваи для 9-ти этажного жилого дома в г. Елабуга (со сложно геологией, где основная тоща ненесущая, и есть несколько тонких прослоек песка)? так вот это здание находиться на расстоянии 500-600 метров от того о котором идет речь в данной теме.

[Regby]

Плита заармированна

верхняя арматура сетки с шагом арматуры 200 мм в 12, 16 И 20 (В САМЫХ СТРАШНЫХ МЕСТАХ)

нижняя такими же сетками

+ каркасы с продольной арматурой 16 мм и поперечной 12 мм AIII

[p_sh]

Сообщение от Regby как методом конечных элементов можно расчитать кирпичное здание,

СНиП II-22-81 п 3.22
при всем богатстве выбора - хоть как

[AMS]

Сообщение от Regby я не понимаю как методом конечных элементов можно расчитать кирпичное здание, то же слышал о мономахе и его "кирпичном" модуле, но в моей голове никак не сходяться понимания метода конечных элементов, каменный СНиП и кирпичное здание, на этом основании не доверяю Мономах в этом вопросе априори, тем более что не слышал о чем либо подобном зарубежном. Монолитный пояс штука хорошая - не спорю, но в проекте их нет. К сожалению "опираться" на "примерные грунты для поволжья" не могу, потому как все геологии которые видел имеют существенные отличия. К стати быть может помните тему про сваи для 9-ти этажного жилого дома в г. Елабуга (со сложно геологией, где основная тоща ненесущая, и есть несколько тонких прослоек песка)? так вот это здание находиться на расстоянии 500-600 метров от того о котором идет речь в данной теме.

МКЭ применяется в механике деформируемого тела и в условия задачи вводятся параметры среды. Кирпич имеет все необходимые для расчета МКЭ характеристики. В Компоновке действительно ведется МКЭ-расчет и потом полученные усилия экспортируются в модуль "Кирпич", где и производиться расчет армирования. Не доверяете, то посчитайте киричное здание в SCADe - или он еще до таких "глупостей" не додумался?. То что нет аналогичных "зарубежных" - это все-же не показатель того, что этого не может быть. Но тогда лучше обращайтесь за разъяснениями к администраторам техподдержки Лиры Софт. Они уж точно скажут - правильно или нет считает их программа.Затронул похоже тему - мало не покажется.


При таком армировании и толщине ростверка, как указали и таких сваях просите надстроить еще пару этажей . Но армирование стен (оно и так положено через пять рядов) предусмотите, но не ВР, а сетками АI.
А по поводу Елабуги - так и не понял, чем там все закончилось.

[Regby]

Сообщение от p_sh СНиП II-22-81 п 3.22 при всем богатстве выбора - хоть как

Несколько раз пытался поднять тему о кирпичных стенах в расчетах и не получил внятного ответа, а существует ли он?

[Regby]

Сообщение от AMS МКЭ применяется в механике деформируемого тела и в условия задачи вводятся параметры среды. Кирпич имеет все необходимые для расчета МКЭ характеристики. В Компоновке действительно ведется МКЭ-расчет и потом полученные усилия экспортируются в модуль "Кирпич", где и производиться расчет армирования. Не доверяете, то посчитайте киричное здание в SCADe - или он еще до таких "глупостей" не додумался?. То что нет аналогичных "зарубежных" - это все-же не показатель того, что этого не может быть. Но тогда лучше обращайтесь за разъяснениями к администраторам техподдержки Лиры Софт. Они уж точно скажут - правильно или нет считает их программа.Затронул похоже тему - мало не покажется. При таком армировании и толщине ростверка, как указали и таких сваях просите надстроить еще пару этажей . Но армирование стен (оно и так положено через пять рядов) предусмотите, но не ВР, а сетками АI. А по поводу Елабуги - так и не понял, чем там все закончилось.

Сказать они могут все что угодно. Кирпичная кладка - максимально дискретная, а главной сложностью МКЭ (одной из главных) считается переход от вполне континуальной конструкции к вполне дискретной расчетной схеме. Как переходить от дискретного кирпича к совершенно подругому дискретной расчетной схеме, лично мне не очень понятно. Если понимаете буду рад пояснению.

То что нет аналогичных зарубежных - все таки показатель. Они давненько считают и преднапряженный бетон и вообще много чего....

На счет Елабуги... просто я нежданно-негаданно в больницу слег. Без меня тут приезжали геодезисты и геологи. Они заверили что сквозь верхние слои песка сваи пройдут. И к решению тут пришли такому же что и мы - 7-й ИГЭ, но сваи придеться забивать разной длины

как раз сегодня производили окончательный расчеты получаются 12,13 и составные 14-ти метровые сваи в северо западной части... На днях заканчиваю "ниже нуля" по другом объекту (помните быть может где баржу с мазутом нашли когда котлован рыли?) и переключаюсь на 9-ти этажку. Отвлекусь разве что на первый в моей жизни монолит-6 ти этажный, хочу попробовать расчет сделать и сравнить потом с тем который расчитают турки.

[AMS]

Сообщение от Regby Как переходить от дискретного кирпича к совершенно подругому дискретной расчетной схеме, лично мне не очень понятно.

Так-же как дискретный щебень в бетоне, имеющем прочность поболее, чем цементный камень (неоднородная среда) рассматривают как сплошное однородное изотропное тело и применяют МКЭ. Так-же и дискретная кирпичная кладка, имеющая свои определенные физические и механические характеристики рассматривается как сплошное тело, к кторому применяется МКЭ. А о применении МКЭ к грунтам - так это вообще можно сказать притянуто за уши, если уж рассматривать его только с точки зрения ее составляющих - дискретнее не бывает.

[Constantin Shashkin]

Железобетон, как было справедливо замечено, тоже дискретный. И если уж выбирать учитывать кирпич приближенно, или вообще про него забыть - я бы выбрал первый вариант. Жесткость стен в 5 этажей даже с проемами существенно выше жесткости плиты. Поэтому те моменты, которые Вы в плите посчитали, могут даже знак поменять! Мы кирпичные здания много считали, в т.ч. исторические. Вполне адекватный результат. И зоны главных растягивающих напряжений соответствуют реальным трещинам.

Теперь конкретнее. Какие у Вас перемещения плиты, если посчитать ее на сваях, как на жестких опорах, без всякой метафизики вроде коэффициентов постели (если мы грунтов не знаем, какие коэффициенты?). Если большие (скажем, больше 2 см), то сначала треснет кирпич, а потом плита заработает. Я так и не понял, на чем углы здания висят? На плите что ли? С какой консолью? Приведите хоть план стен, хоть пару размеров, тогда можно будет показать, что у Вас и где треснет (не дай Бог). Не переоценивайте жесткость плиты. При расчете коробок зданий ее вообще, как правило, не заметно.
Вообще меня Вы уже напугали. Советую к вопросу отнестись серьезно. Уж больно уголовщиной пахнет. Кирпичное здание ошибок не прощает.

[ander]

Regby, посчитайте кирпич нелинейно в Лире (физнелин), СНиП на каменные и армокам. конструкции позволяет определить все необходимые показатели, в итоге получите перераспределение усилий с учетом и жесткостей, и "трещин". Только определитесь, какие деформации свая получит? До 2-х см или больше? А коэффициенты постели вообще нет смысла учитывать, если Вы расчитываете свайный фундамент.

[AMS]

Необходимо уточнить, что в ##36,35 речь идет о 20 мм неравномерной осадки, при которых в кирпичных зданиях могут появляться трещины, а не абсолютная величина средней осадки здания. Насколько понимаю, 20 мм неравномерной осадки это из Питерских ТСН и относится в основном к кирпичным зданиям старой постройки, с неармированной кладкой и имеющих недостаточную пространственную жесткость.
Согласно Приложения 6 СП 50-101-2004, п.3 для кирпичных зданий без армирования стен предельная величина средней осадки составляет 12 см, относительная неравномерность осадок 0,0020 (для здания шириной 10 м как раз и получается 20 мм). Для кирпичных зданий с армированием кладки, монолитными ж/б поясами эти величины составляют соответственно 18 см и 0,0024.
Жесткости свай по СП в рассматриваемом Regby случае будут в пределах от 8000 до 12000 т/м. Это следует из косвенного определения модуля деформации грунта под сваей с н.с. 95 тс, опирающейся на гравелистые пески с Е 30-35 МПа. Это все предварительные оценки, пока нет реальной геологии, но на них можно ориентироваться.
Просчитать три варианта: 1) с закреплением свай по Z; 2) с жесткостью 12000 т/м и 3) с жесткостью, скажем в два раза меньшей (крайний случай) - 6000 т/м.
Если проблемы будут во всех трех вариантах, то необходимо снижать нагрузку, т.е. уменьшать этажность, если только в 3-м, то предусмотреть в еще не возведенной надземной части здания устройство поясов жесткости, армирование кладки. Расчет необходимо выполнять с учетом жесткости ндземной части здания.

[Regby]

Файлы подготовил, но они почему то совершенно не хотят заливаться чуть позже попробую

[Regby]

Слава тебе, Господи, заработало...
прошу прощения за не слабый "вес" файлов
в общем
"картина перемещений" это поля деформаций плиты по Z (максимальное значение 1,63 мм)
"Разрезы 5-ти этажка" название говорит само за себя привел для наглядности
"План 1-го этажа + плита" совместил контур плиты и план 1-го этажа (убрал все лишнее типа размеров итп...)

прошу комментариев

[мозголом из Самары]

Сообщение от AMS Кирпич имеет все необходимые для расчета МКЭ характеристики.

Нет только коэф. Пуассона

[AMS]

Сообщение от мозголом из Самары Нет только коэф. Пуассона

Он есть, о чем свидетельствуют сообщения из обсуждаемой ранее на форуме темы http://dwg.ru/f/showthread.php?t=1534
Здесь ниже ссылка на довольно интересную статью о численной реализации МКЭ в решении задач о трещинообразовании в кирпичной кладке. С кратким изложением результатов расчета в ANSYS. http://iii04.pfo-perm.ru/Data2004/DC...hevarovaGG.htm
К обсуждаемой теме не относиться - для информации....

опус - решение было принято еще до того, как этим вопросом занялся Regby и он с ним согласен в плане результата, но не способа его достижения.

[Constantin Shashkin]

Что-то у меня, воля ваша, миллиметры никак не выходят. Не верю я в перемещения 2 мм! Тут ошибка какая-то. Или я сильно ошибаюсь на ночь глядя…

Прикидываем руками:

Нагрузка на стену здания. По нашему опыту для прикидки куб здания весит 0.5 т (или 5 кН). Много раз проверяли эту формулу. Всегда правильно.

Итак: крайняя стена с пролетом 5 м (правый нижний угол на рисунке). Высота здания 5*3=15 м, нагрузка на стену F=15*5*5/2=188 кН/пм. Округляем - 20 т/пм на стену.

Считаем перемещения консоли длиной, скажем, 4 м (сваи по рисункам стоят чуть со смещением вниз по листу).
Модуль бетона принимаем для В25 E=30000000 кПа *0.2= 6000000 кПа (приближенный учет трещин при изгибе)
Считаем 1 м плиты. Момент инерции J=1*0.8^3/12=0.0427 м4
Перемещение 3/(4*E*J)*F*L^3=0.038 м.

Т.е. перемещение получается порядка 3…4 см, а никак не 1.6 мм! Даже с начальным модулем бетона 1.6 мм никак не должен получиться. Тут чудеса какие-то.

Прикидка конечно условная, тут консоль, конечно, считать некорректно. Но порядок величин! У Вас угол должен был уехать не сантиметры. На чем он висит?

[Regby]

Constantin Shashkin, Лучше бы вы не говорили посмотрел файл...

дело в том что связи в расчете наложены следующим образом...
место свай - связь по Z
а для ориентации плиты в пространстве по контуру
в левом верхнем - X
в левом нижнем - X, Y
в правом нижнем - Y
точнее я думал что так есть... (потому что именно так сказал сделать расчетчику), а посомотрев сейчас файл увидел что в этих "контурных" точках наложены еще связи по Z

я просто в шоке, хорошее начало рабочего дня

[Regby]

Вот просто убрал угловые связи по Z

все равно максимум 7,66 мм

и вообще выкладываю расчет в SCAD (к стати о "птичках", а на каком основании мы при расчете ЖБ плиты в упругой постановке рассуждаем о размерах деформаций?)

[Vovochka]

на каком основании мы при расчете ЖБ плиты в упругой постановке рассуждаем о размерах деформаций?

ровно на том же, на котором мы получаем распределение усилий в ней

Вопрос к Constantin Shashkin:

почему используется коэффициент 0,2 понижения жесткости? в Байкове предлагается (0,85/коэф.усл.эксплуат.) изгибной жесткости бетона, а это 0,28; 0,43

[мозголом из Самары]

Сообщение от Vovochka почему используется коэффициент 0,2 понижения жесткости?

В СП 52-103-2007 в п 6.2.7 про это написано.

[AMS]

Сообщение от Regby Вот просто убрал угловые связи по Z все равно максимум 7,66 мм и вообще выкладываю расчет в SCAD (к стати о "птичках", а на каком основании мы при расчете ЖБ плиты в упругой постановке рассуждаем о размерах деформаций?)

Если проанализировать свайное поле, то из него следует, что ближайшая группа свай, расположенная по диагонали от нижнего левого угла (синего) нагружена больше, чем средней нагрузкой на сваи. Угол действительно "висит", образуя консоль - треугольник вылетом 5- 5,5 м, по контуру которого проходят наружные стены. Отпустите сваи по Z, задав им конечную жесткость и к перемещению угла ростверка от изгиба добавяться дополнительные перемещения (осадки) от неравномерной нагрузки на сваи, в особенности ближайших к углу. В районе этой группы свай возможно так-же возникновение значительных усилий в ростверке, его будет "ломать". Достаточно ли будет армирования верхней зоны на этом участке...
Возможно, что неравномерные деформации и усилия на этом участке ростверка не будут столь значительными, но проверить все-же необходимо.

[Constantin Shashkin]

К сожалению, дома у меня SCADа нет, второй файл не посмотреть.
Вчера, прошу извинения, я в расчете при перемножении эпюр 2/3 вверх ногами записал (вечер был, все-таки). Перемещение консоли должно, конечно, быть 1/(3*E*J)*F*L^3=0.017 м. Все равно порядок должен быть в сантиметрах. Я посчитал плиту 5х5 м, защемленную по двум сторонам и нагруженную 20 т/пм по двум другим. Прогиб получается около 2 см. У Вас, правда одна стена не несущая, может весить меньше. Все равно по моему ощущению перемещения должны быть более 1 см (проверьте модуль деформации, нагрузки, уберите к-ты постели). А это уже может означать начало проблем в кирпиче. Теперь добавьте деформацию свай при неравномерной нагрузке, как справедливо замечено выше, и т.п. В общем есть впечатление, что здание будет трещать понемногу.

Честно говоря, не знаю, что бы я делал на Вашем месте (не дай Бог). Для стороннего объекта я бы заставил делать сваи усиления. Если бы не было уже 2-х этажей – заставил бы сделать этаж в монолите и заармировать его на все случаи жизни.
Латать расчетами неправильное конструктивное решение – плохой путь. В этом случае расчетчик берет ответственность за работу конструкций в нетрадиционных условиях: кирпичная стена на консольном ростверке, неравномерно нагруженные сваи и т.п. Тут еще и грунты неведомые. Если уж рассматривать эту задачу, я бы все же рекомендовал проанализировать напряжения в кирпиче. Таких моделей бояться не надо. Задайте стены здания, перекрытия из пустотных плит создают более или менее жесткий диск. Задайте их такими длинными пластинами от стены до стены (от них нам нужна только жесткость в плоскости и нагрузки). Правда, кажется в SCAD не просто сделать шарнирное опирание… Далее посмотрите главные растягивающие напряжения. Как правило, они хорошо показывают места возможных трещин. Посчитайте несколько задач при разной жесткости свай. Если кирпич все держит – можно, перекрестясь, строить дальше.

Коэффициент 0.2 в бетоне вообще, конечно, не догма. Но по опыту (сравнивая прогиб балки по СНиП с упругим прогибом) получается ближе к нему. Поверьте, я сам разработчик программ, что-то в нелинейных моделях (не только грунта) понимаю. И очень рекомендую их не использовать там, где можно без них обойтись. Всякая нелинейность – штука очень капризная.

[engineer]

>Constantin Shashkin

1. Пугаем заказчика до полусмерти (как говорит мой шеф - есть 2 пути: просить, или пугать, первое - бесполезно).

Видимо Владимир Михайлович так и не изменился, все пугает заказчиков

Честно говоря, не знаю, что бы я делал на Вашем месте (не дай Бог). Если кирпич все держит – можно, перекрестясь, строить дальше.

Константин, странно слышать от такого человека как Вы, упование на бога, в таком деле как расчеты.

>Regby
Ну а по делу, модель такого здания построить в Мономахе дело нескольких часов. Результаты получите удобоваримые, и конечно их подкрепить надо ручным счетом, приближенно как например Константин предлагает проверить перемещения - хороший пример и времени много не займет.

[Lamer Inc..]

Результаты расчета отдали на экспертизу и никто не посмотрел на бредовые результаты. В экспертизе (а экспертиза очень захолустная) похоже то же ошалев от слова SCAD никто посомотреть не додумался. Начали строительство.

Т.е., экспертиза не затребовала инженерно-геологические изыскания?

Заказали экспертизу, обследовали сваи получили минимальное значение несущей способности 95.5 т

Под экспертизой в данном случае, вероятно, следует понимать "обследование"? И никаких данных о грунтах основания в материалах обследования приведено не было?
Все это очень странно...

Может, имеются результаты испытаний свай статической нагрузкой (с надеждой)?..

А армирование плиты можно увидеть?

[модельку стоит переделать заново - очень уж сетка страшненькая]

[AMS]

Сообщение от Lamer Inc.. А армирование плиты можно увидеть?

И реакции в сваях.
Вопрос относительно н.с. сваи 95,5 тс действительно оч.интересен. Сомневаюсь, что ее получили по результатам статических испытаний. Скорее всего динамикой. Но тогда как определяли фактический отказ сваи, он при такой н.с. , умноженной на 1,4 будет в пределах 1мм. Без использования отказомера ? - как среднее от залога, а потом подставили в форумулу 7.20 СП для определения предельного сопротивления Fu . Но так делать нельзя. Надежные отказомеры, определяющие упругий отказ в общем отказе сваи - штука достаточно редкая, в Союзе их можно было по пальцам пересчитать. Если считали н.с. по СНиП, то тогда должна быть геология.
Необходимо выяснить, насколько корректно определено 95,5 тс. На эту нагрузку насколько понял, ориентировались при решении вопроса о использовании ранее забитых свай - включенные в ростверк сваи возьмут под эту н.с. вес 5-ти этажного здания.

[Regby]

Сообщение от Constantin Shashkin К сожалению, дома у меня SCADа нет, второй файл не посмотреть. Прогиб получается около 2 см. У Вас, правда одна стена не несущая, может весить меньше. Все равно по моему ощущению перемещения должны быть более 1 см (проверьте модуль деформации, нагрузки, уберите к-ты постели).

Дело в том что в модели коэффициентов пастели нет. Поймите меня правильно, я не расчетчик и тот факт что я проучился неделю нажимать кнопочки в SCAD еще не говорит о том что я смогу правильно замоделить целое здание, да еще и из кирпича. Все таки железобетон в этом плане куда привычнее. Стараюсь разумно относиться к своим возможностям. И я не понимаю рассуждений о прогибах. Существует много тем где конкретно говориться что в нелинейной постановке в ЖБ деформации не соотвествуют действительности. Слышал много раз что то типа того"получаешь деформацию и смело умножай на 5". Или я что то не так понял? Если подойти к вопросу с этой стороны, то 7.66*5=38.3мм=3.83см кажется это ближе к тому о чем говорите ВЫ.

ситуация в которой я оказался сложная, потому как, моего ГИП-а (любимого) проблема кажется не волнует не сколько - она даже не собирается передавать в экспертизу реакции опор (ну типа на сваи).

[Regby]

Сообщение от engineer Ну а по делу, модель такого здания построить в Мономахе дело нескольких часов. Результаты получите удобоваримые, и конечно их подкрепить надо ручным счетом, приближенно как например Константин предлагает проверить перемещения - хороший пример и времени много не займет.

Дело даже не в том что я с подозрением отношусь к мономаху, здесь мне уже провели ликбез на тему как моделить кирпичные здания. Проблема в том что я просто не владею программой, и не имею к ней доступа. Все опять же упирается во временные рамки. Просто физически не успеваю. К примеру вчера с экспертизы вернулся еще один объект, который тут же начальство свалило на мои худые плечи. Объект на просадочных грунтах. А замечение на которое мне в срочном порядке надо ответить выглядит так:
"по предварительным расчетам выполненными экспертами, давление под подошвой фундамента составляет 5.42 кг/см2, в то время как для грунта куда опираются фундаменты, согласно инженерно-геологическим изысканиям, расчетное споротивление грунта составляет 1,65 кг/см2, а начальное просадочное давление составляет 1,45к кг/см2. Необходимо обосновать расчетом запроектированные размеры фундаментов."
вот такая вот байда и при нагрузке 165 т размеры фундамента стаканного типа 1.8 м х1.8 м, опять грубейшая ошибка, а выкручиваться мне.

[Regby]

Сообщение от Lamer Inc.. Т.е., экспертиза не затребовала инженерно-геологические изыскания? А армирование плиты можно увидеть? [модельку стоит переделать заново - очень уж сетка страшненькая]

нет, кажется там высокие мира сего договорились что изыскания делать ненада... короче черт его знает, провели толкьо обследование свай.

Армирование я уже описывал, или вы хотите увидеть чертежи?

А что не нравиться в сетке КЭ? Размер КЭ 0,8 и коэффциент сгущения 2 в местах опирания стен. Какой вариант предлагаете вы?

[Regby]

Сообщение от AMS И реакции в сваях. Вопрос относительно н.с. сваи 95,5 тс действительно оч.интересен. Сомневаюсь, что ее получили по результатам статических испытаний. Скорее всего динамикой. Но тогда как определяли фактический отказ сваи, он при такой н.с. , умноженной на 1,4 будет в пределах 1мм. Без использования отказомера ? - как среднее от залога, а потом подставили в форумулу 7.20 СП для определения предельного сопротивления Fu . Но так делать нельзя. Надежные отказомеры, определяющие упругий отказ в общем отказе сваи - штука достаточно редкая, в Союзе их можно было по пальцам пересчитать. Если считали н.с. по СНиП, то тогда должна быть геология. Необходимо выяснить, насколько корректно определено 95,5 тс. На эту нагрузку насколько понял, ориентировались при решении вопроса о использовании ранее забитых свай - включенные в ростверк сваи возьмут под эту н.с. вес 5-ти этажного здания.

В приложении самое удобоваримое что смог сделать по реакциям свай. Лучше всего конечно смотреть прямо в SCAD приближая интересные места, а так цифры накладываются.

На счет методов обследования свай обещаю все узнать и рассказать. Аж самому стало интересно.

[Regby]

В общем получил у начальства "заключение по результатам тезнического обследования свайного поля на объекте: "такой-то" "

в общем провели обследования 8-ми выборочных свай. Все запиты согласно СНиП пригодны к эксплуатации забивка на 11-11,4 метров

контроль прочности "оникс - 2,5" прочность свай 32,5-34,5 МПа
подземные воды не найдены
описание 4-х слоев грунта без характеристик

есть ссылка на разрезы, а самих разрезов нету

глубину забивки определяли Диогеном24/12

определение несущей способности я отсканил оно в приложении в формате WORDа

[engineer]

Regby
ты уж извини,
но я тебе советую поменять контору...а тут помощи просить
когда нет времени, не умеешь программами пользоваться, да еще и стока не правильных проектов на тебя свалили...как тока время хватает здесь писать?
Мой тебе совет, при таких делах ВЫБИВАЙ СНАЧАЛА СЕБЕ НА ВСЕ ВРЕМЯ...и постепенно разбирайся, а в таких условиях это не работа.

[TK]

Сообщение от Regby В приложении самое удобоваримое что смог сделать по реакциям свай. Лучше всего конечно смотреть прямо в SCAD приближая интересные места, а так цифры накладываются.

Сомнительная, мягко говоря картинка. Получается , что у вас максимальная нагрузка на сваю 70 т (в это можно поверить), а вот то, что чуть ли не в половине всех свай появилось выдергивание - это, извиняйте, полный бред. (Выдергивания в сваях в таком фундаменте в принципе быть не может - это же не телевышка и не опора моста).
И еще, все тут обсуждают несущую способность свай "по грунту" в 95 тонн, но при этом никто не вспоминает о несущей спосбности "по материалу". Если свая, допустим 30х30 да еще и не сильно армированная, то фиг она эти 95 тонн понесет (к сожалению типового под рукой нет и конкретных цифр привести не могу)

[Regby]

Сообщение от TK Сомнительная, мягко говоря картинка. Получается , что у вас максимальная нагрузка на сваю 70 т (в это можно поверить), а вот то, что чуть ли не в половине всех свай появилось выдергивание - это, извиняйте, полный бред. (Выдергивания в сваях в таком фундаменте в принципе быть не может - это же не телевышка и не опора моста). И еще, все тут обсуждают несущую способность свай "по грунту" в 95 тонн, но при этом никто не вспоминает о несущей спосбности "по материалу". Если свая, допустим 30х30 да еще и не сильно армированная, то фиг она эти 95 тонн понесет (к сожалению типового под рукой нет и конкретных цифр привести не могу)

А вы какую картинку смотрите? Посмотртие внимательнее на зелененькие точечки. Мне лично картина наоборот кажется очень логичной, и почему так получается я уже то же писал.

[Regby]

Сообщение от engineer Regby ты уж извини, но я тебе советую поменять контору...а тут помощи просить когда нет времени, не умеешь программами пользоваться, да еще и стока не правильных проектов на тебя свалили...как тока время хватает здесь писать? Мой тебе совет, при таких делах ВЫБИВАЙ СНАЧАЛА СЕБЕ НА ВСЕ ВРЕМЯ...и постепенно разбирайся, а в таких условиях это не работа.

Конкретно у Вас никто ничего не просит. Совет Ваш я к сведению приму, конечно, только вот проще всего такие советы давать. А на счет программ... это просто флуд которого сдесь тучи. Какую не изучай всегда найдеться такой же флудер как вы который скажет - не ту...

[Кулик Алексей aka kpblc]

Regby, поспокойнее...

[TK]

Сообщение от Regby А вы какую картинку смотрите? Посмотртие внимательнее на зелененькие точечки. Мне лично картина наоборот кажется очень логичной, и почему так получается я уже то же писал.

Посмотрел еще раз внимательней. Действительно ошибся. У вас оказывается в "зелененьких точечках" 700 тонн на голову сваи
(не забываем, что она несет только 95.5)

[Regby]

Сообщение от TK Посмотрел еще раз внимательней. Действительно ошибся. У вас оказывается в "зелененьких точечках" 700 тонн на голову сваи (не забываем, что она несет только 95.5)

А вот почему так получается - простой пример - неразрезная балка
консоли по 3 метра пролет посередине 6 метров консоли от пролета отделяют 3 опоры (условные сваи) через 2 метра каждая

балка загружена условной равномерно распределенной нагрузкой 10 Т/м

сечение взял металическое (двутавр)

результаты реакций на изображении.

[TK]

Сообщение от Regby А вот почему так получается - простой пример - неразрезная балка

Сферическая балка в ваккуме - это конечно хорошо, только к плитно-свайному фундаменту на упругом сновании это никакого отношения не имеет.
Введите в расчет плиты вместо жестких опор связи конечной жесткости- и получите совершенно другую (и более соответствующую реальности картину).

[engineer]

Сообщение от Regby Конкретно у Вас никто ничего не просит. Совет Ваш я к сведению приму, конечно, только вот проще всего такие советы давать. А на счет программ... это просто флуд которого сдесь тучи. Какую не изучай всегда найдеться такой же флудер как вы который скажет - не ту...

крик души, Regby??...флудер значит)))
Ну тогда я те хочу сказать что ты и читать не умеешь вдобавок - я тебе сказал найди время на все, вот что важно. А такой подход к работе - не тут, не там, ни сям, отсюда столько вопросов. Там ты закрепления не заметил, там тебя отовлекают, тут не то..
В общем у таких флудеров как я организация работы нормальная - и вопросов не возникает, есть время во всем нормально разобраться, рассмотреть варианты. А ты ниче не умеешь, ниче не успеваешь, а хочешь все сразу. Удачи тебе.
Ладно Regby, извини, я понимаю нервяк - искренне, я молчу.
Но как уляжется там у тебя подумай на счет организации работы

[Regby]

"Флудер" я сказал на счет твоих замечаний на счет изучения программ, а на счет моей организации работы я согласен с тобой, буду стремиться. За пожелания удачи благодрю искренне, кажется она мне понадобиться. У меня только одна просьба, давайте не будем конструктивный разговор который велся тут на нескольких страницах переводить в разряд склоки? Я свои выводы давно уже сделал (если конечно не выясниться новых неожиданных фактов), но люди вопросом заинтересовались и мне интересно их мнение.

[AMS]

То, как распределились знаки реакций в группах свай это только еще раз подтверждает не верно выбранную расчетную схему ростверка и не более того. Может быть такое теоретически - да, возможно, но не в данном случае.
Проблем с нагрузками на сваи в целом по свайному полю быть не должно, они не превысят допускаемую нагрузку на сваю 68 тс. Проблема в КОНСОЛЯХ ростверка, величинах их перемещений с учетом изгиба и податливости сваи (одна из них на мозаике зеленая-как мина замедленного действия - за ней пойдут и другие). Нагрузить ж/б угловую консоль 5х5 м стенами 5-ти этажки, даже если она толщиной 80 см?.
Если на участке от угла консоли до ближайшей группы свай разность перемещений превысит 0,002х500см = 1 см, то предсказать последствия будет сложно. Об этом и идет речь - обратите на это внимание. Что толку, если здание будет стоять намертво, а углы начнут сыпаться. Усилить такой участок впоследствии будет практически не возможно. Если считаете, что проблем здесь нет, а лучше это подтвердить - по принципу 7 раз отмерь, один раз отрежь - это будет Ваше решение.

[Lamer Inc..]

Предложение:
1) Переделать расчетную модель. "Форум" - это круто. Но - нафиг!
2) Дополнить расчетную модель кирпичными стенами и перекрытиями. Перекрытия можно сделать к примеру шарнирно опертыми стержнями сечением 120(h)хb, где b-размер КЭ-сетки.
3) "Жуткую" мансарду учесть как еще один этаж - в запас.
4) Все связи удалить
5) Сваи замоделировать КЭ-51 с отпорностью EF=10000, т.е. в 1 см от 100 т. В каждом узле, соответствующем месторасположению сваи, установить по 3 КЭ-51 - по направлениям Х, Y, Z. Отпорность по X, Y оставить тоже 10000.
6) Если в кирпичной кладке напряжения соответствуют возможному возникновению трещин - пробуем добавить монолитные пояса в уровне перекрытия над вторым этажом.

[Constantin Shashkin]

Упования на Бога тут к самому месту. Не все можно рассчитать. Человек предполагает... Я честно говоря, вначале подумал, что усилия в сваях в КН. Это тонны? Жуть. Конечно, схема некорректная, нужно стены учесть, податливость свай. Но почему у Вашего гипа при виде этой картинки волосы на голове не шевелятся? 700 т на сжатие, 260 на выдергивание - милая картина. Вы ей покажите несущую способность сваи по материалу - на сжатие и растяжение (черт с ними, с грунтами), исключите из расчета разрушившиеся сваи и покажите как это все будет валиться (по этому расчету)!

Есть много людей в нашей профессии, которые ничего не боятся и принимают совершенно жуткие технические решения. Иногда обходится. Как говорят мои коллеги, если бы все неправильно запроектированные дома рушились, у нас были бы кругом груды обломков.

В общем, посчитайте со стенами, лучше попробуйте с разной жесткостью свай-пружинок. Перекрытия шарнирными стержнями - не совсем то. Все-таки пустотки какую-то жесткость в плоскости перекрытия придают и на сдвиг. Но это уже детали. Попробуйте монолитные пояса. Может что-то и получится. Но лучше перестраховаться. Сваи под консольными участками могут перегружаться по материалу и исключаться их работы. Далее - следующая свая должна держать еще большую консоль и т.д.

В целом я бы на себя ответственность за такой дом не взял бы. Вы человек умный и ответственный. Зачем Вам головная боль на пол жизни? Пусть кто-нибудь погупее отвечает. Он и спать будет спокойно. Пока что-нибудь (не дай Бог) не случится.
Я понимаю Вашу нервную реакцию на совет поменять контору. Но в целом не надо забывать об ответственности. Я заказчикам, которые уговаривают подписать рискованое заключение "за деньги" объясняю, что это будет стоить дорого - вилла на Багамах, чтобы скрываться там от правосудия, если что рухнет. Шутка, конечно, но мозги проясняет.

[Lamer Inc..]

Вы что, издеваетесь? Картинка с якобы нагрузками на сваи - бредятина. Единственное, о чем она может сказать - о неверной расчетной модели. В одном кусте у Вас и +700т и -260т. БСК.
Хотя бы так:

[AMS]

Можно достаточно просто оценить нагрузки на сваи. Если принять приведенную расчетную нагрузку на перекрытие в кирпичном здании с пустотками максимум 1,5 т/м2, то при 6-ти перекрытиях, влючая покрытие + ростверк: 1,5*6 + 0,8*2,75= 11 т/м2. Грузовые площади под группы из 6-ти свай примерно 5х4=20 м2
Порядок нагрузки на сваи: 11*20/6 = 37 тс.
Получается почти 1:1 как в последнем посту у Lamer Inc.. в группах свай в средней части плиты.
Картина достаточно реальная. На ней четко обозначены сваи, входящие в группу риска при допускаемой нагрузке на сваю 68 тс. Более того достаточно ясно прослеживается кинематика потери несущей способности наиболее нагруженных свай по грунту и по материалу и как следствие - перераспределение нагрузки на смежные сваи. Велика вероятность того, что сваи на этих участках будут работать на сжатие с изгибом.Что будет с консолью и этой частью дома не сложно предположить.

[Regby]

То, как распределились знаки реакций в группах свай это только еще раз подтверждает не верно выбранную расчетную схему ростверка и не более того. Может быть такое теоретически - да, возможно, но не в данном случае.

Абсолютно согласен

Предложение: 1) Переделать расчетную модель. "Форум" - это круто. Но - нафиг! 2) Дополнить расчетную модель кирпичными стенами и перекрытиями. Перекрытия можно сделать к примеру шарнирно опертыми стержнями сечением 120(h)хb, где b-размер КЭ-сетки. 3) "Жуткую" мансарду учесть как еще один этаж - в запас. 4) Все связи удалить 5) Сваи замоделировать КЭ-51 с отпорностью EF=10000, т.е. в 1 см от 100 т. В каждом узле, соответствующем месторасположению сваи, установить по 3 КЭ-51 - по направлениям Х, Y, Z. Отпорность по X, Y оставить тоже 10000. 6) Если в кирпичной кладке напряжения соответствуют возможному возникновению трещин - пробуем добавить монолитные пояса в уровне перекрытия над вторым этажом.

Спасибо, ценные советы.

Вы что, издеваетесь? Картинка с якобы нагрузками на сваи - бредятина. Единственное, о чем она может сказать - о неверной расчетной модели. В одном кусте у Вас и +700т и -260т. БСК.

Нет, я не издеваюсь. Файл в котором получены такие реакции я выложил. Возможно там что то неправильно, если так жду подсказок. И не могли бы вы сказать как получили реакции те которые на Вашей схеме?

Конечно, схема некорректная, нужно стены учесть, податливость свай. Но почему у Вашего гипа при виде этой картинки волосы на голове не шевелятся?

Я думаю все дело в магической цифре 800 мм... И неграмотности. Тетка она опытная 35 лет чего то проектировала, вот только все это "чего-то" привязка ТИПОВЫХ сооружений. Решение с объединением свай одним большим ростверком плитой считаю неверным в данном случае. А то что нужно учесть податливость свай... так ведь с этого и начался разговор в этой ветке... Я это понимаю.. вопрос толкьо Как?

В целом я бы на себя ответственность за такой дом не взял бы. Вы человек умный и ответственный. Зачем Вам головная боль на пол жизни? Пусть кто-нибудь погупее отвечает. Он и спать будет спокойно. Пока что-нибудь (не дай Бог) не случится. Я понимаю Вашу нервную реакцию на совет поменять контору. Но в целом не надо забывать об ответственности

Дело в том что я то никакой ответственности не несу в данном случае. Расчет выполнял не я. ГИП не я. Я вообще никаких подписей не ставлю. Меня это не коснеться при любом раскладе. Моя цель здесь - найти грамотное решение. В принципе (отвечая на упрек о том что я много пишу на этом форуме) я здесь именно для того чтобы иметь возможность посоветоваться с опытными и грамотными специалистами, потому как в моем окружении посоветоваться просто не с кем.

[AMS]

Сообщение от Regby [b] А то что нужно учесть податливость свай... так ведь с этого и начался разговор в этой ветке... Я это понимаю.. вопрос толкьо Как?

Судя по результатам "обследования" сваи С12-30 - при н.с. около 100 тс ( замечу - дать заключение по основному вопросу о н.с. сваи по формуле СНиП - это не обследование) оно так и будет в этих пределах, помня Вашу геологию по предудущим темам. Осадка по опыту в таких грунтах (у нас аллювий очень похож по стратиграфии и генезису) не превысит 6-8 мм. Жесткость сваи - осадка на нагрузку 10000-12000 т/м и по СП получается такая-же прмерно такой-же диапазон. Необходимо конкретно заняться моделированием ситуации и анализировать его. Не надо все свайное поле - там в принципе перемещения будут практически нулевые, занймитесь проблемными сваями. Задайте 10000, потом спускайтесь вниз - посмотрите, когда все будет ломать.

[Constantin Shashkin]

Вот и я про то же. Не мучайтесь вопросами, а возьмите несколько разных жескостей пружинок и посмотрите, что получится. Начните с податливости, скажем, 5 мм от 100 т, потом посчитайте при 1 см от 100 т, 2 см и т.д. Все равно без грунтов Вам ничего лучше не найти.
У Вас, кстати, нет возможности ввести в подвал железоветонные балки-стенки метра на 2 высотой? Это может быть эффективно. Можно запроектировать такие стенки и посчитать только их (жесткость кирпича - в запас). Эти стенки могут справиться с консолями.

[Regby]

Всем спасибо. Принято решение под плитами перекрытия 3-го, 4-го и 5-го этажей устроить усиленные аромопояса (левый нижний) и правый нижний углы.

[Lamer Inc..]

И не могли бы вы сказать как получили реакции те которые на Вашей схеме?

В Вашей модели реализовал пп.4,5 из #68. Не забывайте, что EF=10000 - это не фиксированное значение, а только точка в области допустимых значений. Ваша задача, как расчетчика, оценить чувствительность расчетной модели к этому значению. При этом EF должно опять же находиться в каких-то пределах, хотя-бы логических. Например, посмотрите на графики испытаний подобных свай в подобных грунтах. Предлагается возможный диапазон изменения значений отпорности - 0.5...3 см от 100т. EF тогда будет в границах.... впрочем, сами посчитаете. Из закона Гука.

Заметил сообщение:

Всем спасибо. Принято решение под плитами перекрытия 3-го, 4-го и 5-го этажей устроить усиленные аромопояса (левый нижний) и правый нижний углы.

Так не пойдет. У Вас не рядовая задача. Соответственно, следует предпринять определенные усилия для адекватного моделирования. Только на основе опыта принимать конструктивные решения в данном случае не корректно.
Искренне надеюсь, что потратив недели две напряженного труда, собрав все возможные нелестные эпитеты Вашего руководства и хорошенько помучив dwg.ru, Вы скажете: "Да фигня все это! Напряжения там-то и там-то такие-то, достаточно проармировать кладку там-то и там-то таким-то диаметром с таким-то шагом!"

[AMS]

Сообщение от Lamer Inc.. У Вас не рядовая задача. Соответственно, следует предпринять определенные усилия для адекватного моделирования. Только на основе опыта принимать конструктивные решения в данном случае не корректно. Искренне надеюсь, что потратив недели две напряженного труда, собрав все возможные нелестные эпитеты Вашего руководства и хорошенько помучив dwg.ru, Вы скажете: "Да фигня все это! Напряжения там-то и там-то такие-то, достаточно проармировать кладку там-то и там-то таким-то диаметром с таким-то шагом!"

То, что ситуация вне норм проектирования - безусловно, но Regby необходимо (по возможности и прежде всего по желанию) заняться конкретными вопросами, поставленными в теме и думаю, что он их решит.

[ASЪ]

Мда!!! Ну если задача не решается, а объект так важен, то можно под страшными консолями грунт инъектировать (закрепить), ввести цементирующую добавку, но опять же все зависит от грунта, т.к. вроде для глины это бесполезно делать. Как вариант.