[depak]

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

[Forrest_Gump]

как-как. треснет она в этом месте, будут поперечные трещины, в арматуре будут пластические деформации. плита самостоятельно организует шарнир.

[depak]

Forrest_Gump, А дальше что?

[eilukha]

в зависимости от формы, жесткостей и несущих способностей:
сначала: перераспределение усилий с образованием шарниров
потом: мембранная работа плиты
потом: стены и колонны рвут мембрану, здание уходит на 1 этаж в землю, и перекрытия 1 этажа служат новой фундаметной плитой
ЗЫ: для этого надо подстроить здание до конца

[Leonid555]

depak, одновременно с разрушением фундаментной плиты начнут трещать и разрушаться колонны, стены и перекрытия. Их никто не рассчитывал на такие деформации фундаментов. В здании все взаимосвязано. Вы не догадывались?
Останавливайте строительство и усиляйте фундаменты. Или переделывайте само недостроенное здание исходя из реальной несущей способности фундаментной плиты.

[depak]

Leonid555, Проектировал слава богу не я. Я только экспертизу делаю. По моим расчетам момент в 34,7 т*м будет достигнут уже от собственного веса каркаса здания. Вопрос в том срежет ли плиту по нормальному сечению при разрушении бетона сжатой зоны после образования пластического шарнира. Ведь перераспределение моментов допускается до 30% а здесь более чем двукратный дифицит.

[Leonid555]

depak, я могу связать вас с авторитетными людьми, которые выполнят расчет здания даже и на разрушающейся плите. Примеры есть. Я знаю случаи, когда здание бросали строить, потом менялся хозяин и требовал на том же фундаменте построить нечто другое (переделать недостроенное здание и вполне высотное). Но, сами понимаете, такая работа сложная и стоит дорого. Там нищим не подают. Если хотите - пишите мне в личку.

[cheap]

Можно подобрать более "удачную" расчетную модель грунта (вылизать коэффициенты постели, построить объемную модель грунта и т п), учесть коэффициенты надежности по назначению, все коэффициенты сочетаний и надежности по нагрузке в соотв. со СНиП и попробовать снизить 72 т*м до меньших величин. А затем играть с перераспределениями усилий.
Если все равно не выйдет снизить момент до 34.7 в пределах 30%, то по посту 5

[depak]

cheap, Все это было проделано. Меня интересует механизм разрушения.

[troja]

Depak, сомнительно, что кто то Вам здесь даст исчерпывающий ответ на Ваши вопросы. Надеюсь, что вы сами это понимаете, во всяком случае должны понимать.Ведь для дельного ответа надо более чётко представлять конструкцию плиты, её габаритные размеры, армирование нижнее, верхнее, поперечное в зоне колонн, характеристику грунтов основания и т.п. А сейчас выглядит примерно так: вот у человека температура 39.5 и давление 180\100, посоветуйте что с ним будет дальше. Ну и кто Вам точно скажет, хотя вариантов развития ситуации, вплоть до самого трагичного исхода, будет высказано немало.

Скорее всего каких то катастрофических последствий не будет. Из-за стадийности возведения и физики работы железобетонных конструкций и грунтов усилия перераспределятся так, что деформации плиты в данном месте будут минимальны. Но в конструкциях над плитой могут появится дополнительные усилия, которые скорее всего "размажутся" по всей конструкции.

З.Ы. Что-то сомнительно, чтобы ошибка в проекте была в 2 раза. Для дельного совета выложите свою расчетную модель и исходные данные для расчета.
Только после анализа всех условий можно сказать что-то определенное.

[UnAtom]

Посчитайте нелинейно, с учётом монтажа.

[Om81]

Сообщение от ЛИС Скорее всего каких то катастрофических последствий не будет.

+1. Да и двукратный запас у железобетона может быть вполне (тем более расчетные нагрузки скорее всего не будут достигнуты).
А жесткость плиты при расчете была снижена до коэф. 0.3? Хотя нижней арматуре это не поможет, скорее всего. Опять-же, принятый коэф. постели, если он взять по какому-нибудь "кроссу" и ему подобным программам, можно смело умножить на 3-4

[depak]

Om81, Если говорить про постоянные в плане С1С1 и про абсолютную величину коэффициентов постели, то они вносят ничтожно малое влияние на значение изгибмоментов в фундаментной плите. Речь идет не о кренах и осадках, а о прочности плиты.

[Om81]

Сообщение от depak они вносят ничтожно малое влияние на значение изгибмоментов в фундаментной плите.

Почему же? Если грунт - г..но, то распределение реакции основания будет стремиться к равномерному, если скала - пролетная часть плиты вообще выключается из работы, работает только передача нагрузок через опоры (стены-колонны). Соотношение жесткостей плиты и подстилающего слоя - очень важный момент в определении усилий в плите.

[depak]

Om81, Хорошо сделайте тестовую задачку в Лире или Скаде. Задайтесь значением С1С2 затем увеличте в 2-3 раза, сравните изменение изгибмоментов.

[Om81]

Так в том-то и дело, что использовал уже эту особенность.. и не в тестовых задачах.
Ну Вы подумайте, даже теоретически - ведь так и должно быть, чем хуже грунт, тем больше моменты в плите (преимущественно верхние пролетные).
З.Ы. С2 не использовал ни разу.

[SerStar]

с учетмом стадий монтажа можете получить усилия в 2 раза меньше. проходили.

[Regby]

Народ, что тут обсуждать вообще? Расчетной схемы нет, может речь идет о местных всплесках напряжений в зонах стыков различных типов конченых элементов?

Сообщение от depak Рассчет показал что максимальные моменты в плите под диафрагмами и ядрами жесткости доходят до 72 т*м

совершенно очевидно что тут будет стык горизонтальных и вертикальных пластинчатых КЭ, а возможно и стержней - вот там моменты и скочат, а фактически их там и не будет вовсе...


depak, не серьезный у вас подход. И вообще почему из за МОМЕНТА фундаментную плиту должно срезать?

Сообщение от depak . Вопрос в том срежет ли плиту по нормальному сечению при разрушении бетона сжатой зоны после образования пластического шарнира

Скорее всего ничего страшного там и нет вовсе. Плита какой толщины? Какай макисмальная нагрузка на нее?

[depak]

Om81, Совершенно верно. Чем жестче грунт, тем меньшие моменты мы получим. Вопрос в том насколько меньшие?
kfrdfylf, Монтаж проходили. Считал как раз с учетом Монтажа. Момент 72 т*м получен для него. Без учета монтажа моменты несколько больше.
Ребят, схему я выложить из соображений секретности не могу (не хочу преждевременной паники). Могу только сказать что дом в 18 этажей. Высота от обреза фундамента 60 м. Плита по грунту h=800мм, арматура в фундаментной плите d18 A-III шаг 200. Даже без расчетов по опыту проектирования не кажется ли Вам что арматуры маловато.

[Ильнур]

Сообщение от depak Как поведет себя фундаментная плита при недостаточном количестве продольной арматуры... .

Правильный ответ: при недостаточном количестве продольной (и вообще любой) арматуры плита сломается и дом рухнет Арматуры же НЕДОСТАТОЧНО.

[depak]

Сообщение от Regby Народ, что тут обсуждать вообще? Расчетной схемы нет, может речь идет о местных всплесках напряжений в зонах стыков различных типов конченых элементов?

Напрасно Вы уважаемый, конечные элементы называете кончеными. А если серьезно, то в расчетах по МКЭ я не первый год, и что касается стыков конечных элементов то в данном случае введены Абсолютно жесткие тела в местах сопряжения с фундаментом как колонн так и диафрагм.
Мне просто хочется понять есть ли шанс у такой фундаментной плиты выжить?

[Regby]

depak, А схему нагрузок на плиту можете показать? И габариты несущих элементов - стен + колон.

[depak]

Так уж и быть, выкладываю. Здесь только схема колонн и диафрагм

[Sarman]

Сообщение от Ильнур Правильный ответ: при недостаточном количестве продольной (и вообще любой) арматуры плита сломается и дом рухнет Арматуры же НЕДОСТАТОЧНО.

Нет, правильный ответ такой (у нас в РОССИИ):
Ни че не случиться, даже можно еще пару этажей надстроить!
Реально встречал я такой случай. И ни че, дом стоит до сих пор.

[Ильнур]

Сообщение от Sarman ...Ни че не случиться, даже можно еще пару этажей надстроить!...

Правильно! Это второй правильный ответ

[Regby]

depak, в каких зонах моменты возникают? Пол логике - торцы стен-диафрагм. Неужто на продавливание проходит?

[RomansFather]

Есть мнение, что если несущие вертикальные конструкци подвала выполнены в виде монолитных внутренних и наружных стен (т.е. колонны заканчиваются на первом этаже) и, таким образом, у нас получается жесткая "коробка" завязанная плитой перекрытия над подвалом, то:
1) толщины и армирования плиты вполне достаточно.
2) при образовании трещин в плите, она разделяется на отдельные части и мы вместо плиты получаем отдельные столбчатые или ленточные фундаменты.
3) в вышележащих несущих конструкциях происходит перераспределение усилий, последствия которых зависят от жесткости каркаса вцелом.

З.Ы. При проектировании многоэтажных зданий мы всегда стараемся использовать конструктивную схему с большим количеством монолитных внутренних и наружных стен в уровне подвала. Это и для ф.плиты выгоднее, чем одиночные колонны, и, вообще, как-то надежнее смотрится

[yarrus77]

17 этажей и 800 мм как-то плохо сочетаются
уж очень хорошее основание должно быть, типа плотный песочек и метров на 10 в глубину. В нашем с вами краю редко такое встречается.

[depak]

Regby, Совершенно верно, по торцам диафрагм максимальные моменты. Но на продавливание проходит.
RomansFather В подвале отсутствуют дополнительные монолитные стены.
Мне интересен другой вопрос. Зачем мы армируем фундаментные плиты продольной арматурой? Может они нормально будут стоять вообще без арматуры???

[vedinzhener]

Арматуры фоновой впринцепе нормально но в районе диафрагм и колонн практически всегда обязательно должна быть дополнительная арматура(из опыта проектирования) особенно в нижней зоне. Зачастую там может получится дополнительное армирование 25 А500с с шагом сто.А здесь вооще АIII.Но а так мне кажется при разрушении отдельных участков плиты фундамент просто превратится как в отдельно стояшие столбы и ленты.Ну и соответственно просто будет большая разность в осадках между отдельными частями здания, ну и соответственно дополнительные напряжения в конструкциях. Вследствии чего образование трешин в конструкциях(в верхней и нижней частях здания) разрушение наврядли но не исключено.

[constr85]

Хорош вариант. А вместо бетона песку насыпать

[depak]

vedinzhener, Полностью согласен. Для этого объекта у меня вышла дополнительная арматура под диафрагмами и ядрами жесткости d22 A-III шаг 200. Но у меня есть опасения что плита будет рушиться на отдельные столбы и ленты. Разрушение пойдет местах максимальных моментов. А моменты эти как раз под диафрагмами. Арматура потечет, сжатая зона бетона х будет стремиться к нулю, в определенный момент сжимающие напряжения в бетоне достигнут Rb, произойдет разрушение сжатого бетона, и если верить Байкову должен произойти срез по нормальному сечению.

[S_konstr]

А какая у Вас длина сечений с моментом в двое превышаюший момент сечения? И какой усредненный момент по сечениям плиты. Я это к тому, что не рассматривали ли Вы сечение не на 1м.пог. ширины плиты, а, скажем, на ширину равной пролёту по перпендикулярному направлению (ну или доли этой ширины).

Мне интересен другой вопрос. Зачем мы армируем фундаментные плиты продольной арматурой? Может они нормально будут стоять вообще без арматуры???

Армируем оттого, что на бетоне экономим. Делали бы сечения плиты в n раз толще (n>2 и кратно 5) сэкономили бы арматуры на другие нужды.

[vedinzhener]

а n чему равно?

[depak]

S_konstr, Длина сечений с моментом 70-72 т*м примерно по 2 метра на конце диафрагм. А на самом деле предельный момент сечения превышен вдоль всех диафрагм и ядер жесткости. Кроме того, на некоторых участках не проходит и верхняя арматура (требуется d22 шаг200). А если учесть раскрытие пластических шарниров то ситуация только усугубится.

[S_konstr]

А на самом деле предельный момент сечения превышен вдоль всех диафрагм и ядер жесткости. Кроме того, на некоторых участках не проходит и верхняя арматура

Как будет себя вести такая конструкция?

На мой взгляд не будет разделения фундаментной плиты на ленты и столбы. Это может подтвердить расчет плиты при усилиях от колонн и диафрагм по грузовым площадям. По моему (возможно ошибочному) мнению скорее возможно разделение здания на блоки в соответствии с прилагаемой схемой (1..4 - последовательность появлений трещин-швов).
При учете вышележащих перекрытий и работы диафрагм как балок стенок (под нагрузкой от реактивного отпора грунта) имеем по линии 1 наиболее слабое сечение (проходящее вертикально по торцу одинокой центральной диафрагмы). Это сечение в уровне фунд. плиты "пострадавшее" от излишнего момента задействует на себя эту самую центральную диафрагму и его верхнюю (верхние) полку - плиту перекрытия подвала. Разлом произойдёт вероятнее всего именно посередине отмеченного пролета, не смотря на то, что МКЭ моментит "опоры- перпендикулярные диафрагмы". В результате расклинивания в плите возможен поворот (с центром вращения в пролете указанного сечения 1), вызывающий растягивающие напряжения в плитах перекрытий. (Почему поворот не произойдёт относительно опорных, более моментистых сечений, на мой взгляд очевидно - плиты перекрытий будут при таком раскладе сжаты.) Ну а дальше всё проще - связи-перекрытия будут постепенно включаться и выключаться (от предельных деформациях в бетоне) при предельных усилиях в зависимости от постепенности прикладывания нагрузки. Т.е. при некоей, предельной для фундаментной плиты нагрузке на каркас произойдёт разлом (умрут сечения вышеупомянутых пролетов). При чуть большей нагрузке образуются сквозные трещины в первом перекрытии и т.д. На некотором этапе сечения отмеченные линиями 2..4 станут критичными и разлом изменит траекторию.
Ну из всего написанного сумбура подведу итог -
1) Оснований опасаться разрушения здания при эксплуатационных нагрузках нет.
2) Оснований считать здание единым целым при эксплуатационной нагрузке нет
3) Оснований не учитывать постоянные затраты на поддержание здания в состоянии годном для эксплуатации нет (регулярные ремонты и локальные усиления).

Всё написанное абсолютно ИМХО и годно для жесточайшей критики

[depak]

S_konstr, Спасибо. Очень интесный вариант. Но я больше всего опасаюсь среза плиты по нормальному сечению в этих местах разломов.

[vedinzhener]

А вооще что бы сказать наверняка что будет со зданием надо сделать следующее: а) построить его и посмотреть что произойдет с фундаментной плитой, перекрытиями и т.д.,если нет видимых деффектов б) догрузить сдание нагрузкой эквивалентной временной и подождать годик два что будет происходить.

[Deimos]

Сообщение от Om81 Ну Вы подумайте, даже теоретически - ведь так и должно быть, чем хуже грунт, тем больше моменты в плите (преимущественно верхние пролетные).

... наверное все-таки нижние опорные моменты будут больше...

[Om81]

Сообщение от Deimos ... наверное все-таки нижние опорные моменты будут больше...

Больше чем что? Я говорю, увеличиваться будут преимущественно верхние пролетные.

[Deimos]

Понятно. Я имел ввиду, что при слабых грунтах нижняя арматура фундаментной плиты должна быть больше верхней

[Om81]

нижняя будет всегда больше верхней, но в скальных грунтах она будет несопоставимо больше

[Odyssey]

Если автор интересуется - что будет происходить с плитой при том, что усилия больше предельных, а не ждет десятка успокаивающих фраз "авось пройдет!" то картина будет примерно следующая.

Считаем, что усилия подсчитаны верно, жесткости заданы правильно, и ошибок в расчетной схеме нет.
Нельзя забывать, что внешняя нагрузка на плиту не возникнет мгновенно, а увеличивается во времени. В какой-то момент, при возникновении чрезмерного изгибающего момента в поперечном сечении плиты наступит предельное состояние: напряжения в арматуре достигнут предела текучести и возникнет пластический шарнир. Поскольку бетон нелинеен - напряжения перераспределятся и чрезмерный момент возникнет в другом сечении и так далее, с увеличением нагрузки. Варианта развития событий два:
1) Увеличение нагрузки заканчивается и мы имеем фундаментную плиту хоть и с трещинами, но вполне работоспособную.
2) При некотором количестве шарниров конструкция плиты становится геометрически изменяемой, что превращает ее в механизм - т.е. возникают значительные деформации. Которые, разумеется, передадутся надземной части здания, и картина будет уже нехорошей. Кроме того, из-за значительных перемещений плиты могут возникнуть чрезмерные напряжения в грунте, что приведет к очень нехорошим осадкам.
Чтобы выбрать вариант - сделайте нелинейный расчет, обычно это вскрывает неплохие запасы по несущей способности.

[Constantin Shashkin]

Сначала с формальной точки зрения. Как эксперт, я послал бы усиливать. Если есть нарушения норм - их нужно исправлять.
Теперь пофантазируем, как будет вести себя плита. В данном вопросе пророчить сложно. Как говорит один мой знакомый геотехник-проектировщик, грунт материал "терпеливый". То что в надземных конструкциях сразу упадет, в работе с грунтом будет долго мучаться. С другой стороны - превышение предела прочности при расчете с одним коэффициентом постели - это совсем неприятно. Боюсь предположить, что получится, если еще и работу грунта правильно учесть...
В общем, к высказанным соображениям можно добавить следующее:
Плита, ясное дело, будет трещать при превышении прочности (при этом нужно учитывать еще такую неприятность, как коррозия арматуры в трещинах). Как фундамент она будет работать до тех пор, пока конструкции не продавятся через нее, либо не возникнет трещина уже в верхней зоне в пролете. Полный выход из строя плиты, кажется , маловероятен (автору темы виднее - он может представить механизм разрушения). Более вероятно - плита развалится на кусочки. Дальше - весь вопрос к надземным конструкциям, их жесткости и прочности. По плану диафрагм создается впечатление, что жесткости там мало. В результате надземные конструкции будут работать на усилия, которые в них никто не предполагал. И реальная опасность будет именно для надземных конструкций. Фундаменты вообще редко рушатся. Падает все остальное, а фундаменты остаются...

[MMV]

А жесткость плиты при расчете была снижена до коэф. 0.3?

Это ведь рекомендация из СП по монолиту? Мне только вот что сомнительно:
Такое снижение жесткости видимо снизит в локальных зонах расчетное армирование, но ведь повсеместное снижение жесткости жб произойдет со временем (это ведь и учитывает коэффициент 0.3?), может хотя бы как-то локально в максимально нагруженных зонах снижать? Да и то... боязно...

[depak]

Вопрос к железобетонщикам. При большом дифиците продольного армирования возможен ли срез по нормальному сечению? Были ли такие случае в практике?

[MMV]

Ведь перераспределение моментов допускается до 30%

А это где-то прописано?

[dremasss]

Сообщение от depak Вопрос к железобетонщикам. При большом дифиците продольного армирования возможен ли срез по нормальному сечению? Были ли такие случае в практике?

Еще какой http://dwg.ru/bsk/1611

depak Может ты имееш виду при продавливания от точечной нагрузки срез арматуры?
Еще один вопрос фундаментная плита по сваям или по основанию? Не встретил этого ответа в твоих сообщениях!
А как насчет схемы подвальной части, это же выложен типовой этаж?

[MMV]

И еще вдогонку вопрос к корифеям Лиры и ЖБ: при задании АЖТ под колоннами и при снижении жесткости, о котором говорил OM81, как вы обычно берете площадь арматуры - по максимальному значению или осредняете? А может снижаете максимальное значение на те самые 30%, о которых говорил depak?

PS
Или все уже считают нелинейно?

[Om81]

Сообщение от MMV Или все уже считают нелинейно?

Сообщение от MMV по максимальному значению или осредняете?

Можете пояснить, что имеется в виду? Есть два основных типа моделирования с жесткими телами - с оставлением КЭ плиты внутри жесткого тела либо с удалением их оттуда. Разница в армировании вроде небольшая, есть в одной из электронных презентаций на сайте Скада, вроде бы. Брать надо, думаю, значение по краю колонны, в любом случае.
Это рассматривается и в книжке Городецкого.

[dremasss]

[IMG]C:\Users\user\Pictures\Безымянный

[/IMG]

Сообщение от Om81 Брать надо, думаю, значение по краю колонны, в любом случае. Это рассматривается и в книжке Городецкого.

Согласен с Ом81, но если в подвальной части по краям стена с пилонами ситуация другая!

[MMV]

Можете пояснить, что имеется в виду?

Я к тому, что хотя применение АЖТ и снижает скачек напряжений по сравнению с простым сосредоточенным приложением силы, но все равно это же фактически - абсолютно жесткий штамп, под углами которого, если точно решать по теории упругости, должны быть бесконечно большие напряжения.

Поэтому может и здесь опытные люди берут армирование на каком-то удалении от контура колонны? Или просто снижают на 30%... или на 10% ... или на 20%? Или не снижают?

[Om81]

Да нет, значительных всплесков не наблюдается при таком подходе.

[MMV]

Skonstr писал:

А какая у Вас длина сечений с моментом в двое превышаюший момент сечения? И какой усредненный момент по сечениям плиты. Я это к тому, что не рассматривали ли Вы сечение не на 1м.пог. ширины плиты, а, скажем, на ширину равной пролёту по перпендикулярному направлению (ну или доли этой ширины).

Вот про этот усредненный момент, тоже немного неясно... А Вы на какой длине будете усреднять? На 1-м погонном метре? А почему именно на 1-м? Подозреваю, что это должно зависеть от конкретной расчетной схемы, ну или быть привязано, например, к толщине плиты... Или осреднять по ширине надколонной полосы заменяющей рамы (вернее тут будет подколонная полоса) в зависимости от пролета? Но тогда разница значений над колонной и у края полосы будет - разы, по-моему это опасно.

[Tym]

раскопал тему...
depak, чем дело кончилось?

[VVN59]

Уважаемые Форумчане.
Сложилось, извините-уж, такое впечатление, что автор вопроса над вами издевается, или по крайней мере морочит Вам голову уже давно и небезуспешно.
Бегло просмотрел Вашу переписку и не смог увидеть основных данных:
- по зданию (нагрузки, расстояния между осями колонн). То, что выложил "Так-уж и быть" автор в #24 -похоже на детскую картинку, а никак не на чертёж инженера.
- по грунтам (.... сами знаете, что необходимо)
При этом, вызывает вообще определённые сомнения в компетенции автора при решении каких-либо конструктивных вопросов, его высказывание (#47): "Вопрос к железобетонщикам. При большом дифиците продольного армирования возможен ли срез по нормальному сечению? Были ли такие случае в практике?". Всех Нас учили, что в таких случаях требуется поперечная арматура.
Автор не даёт возможности выполнить поверочный расчёт, а предлагает оперировать только результатами его умозаключений. Это не правильно...

Делайте выводы...
Моё мнение:
- информации недостаточно
- вопрос поставлен некорректно
- усилия в плите (моменты) завышены
- все ранее данные советы считать недействительными

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

[depak]

Tym, Дело закончилось тем что дом уже построен, стоит на возвышенности, красуется на весь город, возведены ограждающие конструкции, идет внутренняя отделка. Пока полет нормальный, никаких жалоб от заказчика не поступало о том что дом разваливается. Интересно понаблюдать что будет дальше.

P.S. Тут недавно ко мне другой дом попал. Дом кирпичный, а в подвале паркинг, так вот в этом паркинге из-за проездов получились колонны из кусочков блоков ФБС, причем в рабочке не указаны марки блоков и раствора. Сверху на эти колонны опираются кирпичные несущие стены. По самым оптимистичным оценкам дифицит этих "колонн" на сжатие трехкратный, по реалистическим еще хуже. Дом уже стоит,заселен. Порой удивляешся таким конструкциям...

[Ильнур]

Сообщение от depak ..Порой удивляешся таким конструкциям...

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

[depak]

Да кто их знает. Последний домик проектировал пенсионер который дома сидит, бывший главный конструктор военпроекта.

[vedinzhener]

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

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

[Tym]

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

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

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

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

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

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

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

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

[Otets]

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

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

[VVN59]

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

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

[depak]

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

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

[Tym]

Сообщение от VVN59 Тема актуальна и сейчас...

Сообщение от VVN59 Сам - копаться в прошлом не привык.

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

[VVN59]

Для depak (#65).

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

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

Дальше можете не читать - это уже не для Вас.

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

[Tyhig]

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

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

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

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

[depak]

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

70 кг/м3 - недурно

[depak]

Сообщение от Ал-й 70 кг/м3 - недурно

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

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

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

[VVN59]

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

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

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

Согласны?

Сообщение от VVN59 -перерасход арматуры - около 50%

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

[depak]

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

[VVN59]

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

[depak]

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

[VVN59]

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

[depak]

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

[vedinzhener]

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

[depak]

vedinzhener, Как Вы видите у нас возник спор, прошу заметить что его предложил сам господин VVN59. Он обещает 35 кг/м3. Пусть сделает расчет и законструирует упрощенный участок безбалочной, безкапительной плиты с сеткой колонн 3,6х3,9м толщиной 160мм под нагрузку 1270 кг/м2. Только таким образом, чтобы была обеспечена несущая способность, соблюдены защитные слои по огнестойкости, и все это хозяйство можно было постоить на строительной площадке. Или господин VVN59 объявляется главным балаболом dwg.ru.

[vedinzhener]

depak: вопще правильнее экономию для перекрытия считать не по кубам,а по метрам квадратным...потомучто естественно расход на куб.для плиты в 200 мм будет меньше чем для плиты в 160...посчитаем возможно ли для вашего случая получить 35 кг/м3(вопще в принципе это возможно)...для плиты 0,16 м площадь армирования на 1 куб будет равно1/0,16=6,25 на 6,25 метрах будет 59 стержней длиной 1 метр и на одном метре 5 стержне длиной 6,25м, условно принимаем по минимуму 6 арматуру шаг 200х200 в верхней и нижней зоне...отсюда (1х0,222х59+6,25х0,222х5)х2=52кг/м3 это даже теоритически невозможно,даже если обравать верхнюю арматуру в пролете,но наверняка добавится поперечка в опорной зоне+для установки арматуры("лягушки"). Вывод это не реально получить 35кг/м3

[depak]

Сообщение от vedinzhener Вывод это не реально получить 35кг/м3

Ну почему же нереально? Ждемс товарища VVN59 который врят ли захочет стать главным балаболом форума dwg.ru и продемонстрирует те самые 35кг/м3.

Сообщение от VVN59 Между строчек - в отличае от Вас читать не умею... Возникают вопросы - пытаюсь уточнить. В данном случае - речь об армировании плиты перекрытия (насколько Я понял). Пытаюсь получить дополнительную (и необходимую) информацию. (Пока безуспешно). Информация о высоте дома (т.е. кол-ве его этажей) - в данном случае, имеет такое-же значение, как наличие смычка при игре на рояле (тем более. если нет музыкального слуха).

Так Вы же сами писали, что тему не прочли, а начали отвечать на нее... Умудрились отвечать на то, что было написано несколько лет назад.
То, что Вы поняли расход арматуры - только на плиту - это не повод меня посылать, а утверждение о том, что этажность дома не влияет на расход армирования - бред. Вы же не на столько глупы, чтобы не понять, что я имел ввиду расход именно на здание - раз уж я писал именно о сжатых элементах.
Вообщем лучше изливайте свое недовольство в подтверждение своих слов в споре, в который вы ввязались тут, я же впредь буду избегать участия в каких либо обсуждениях на форуме при Вас - не желаю выслушивать чьи то наезды, у меня и без Вас есть на что тратить свое внимание.

[depak]

Ал-й, Брат, да тут от господина VVN59 я смотрю бычка давно идет во многих ветках форума, этот товарищ постоянно всех поучает, орет какой он профессионал, кричит что остальным не место в проектировании... Я очень хочу узнать его возраст, образование, должность, и послужной список спроектированных объектов.

VVN59, Я по прежнему с нетерпением жду плиту от Вас.

[Regby]

Сообщение от depak Полы 180 кг/м2 Перегородки 450 кг/м2

Оспаривать не собираюсь, но очень интересно таки понять - откуда такие цифры?

Обе мне непонятны. Какой же у вас состав пола? Да и перегородки... на парковки от авто 500 берут насколько помню... зачем же 450? если вы идете от максимального момента то прикладывать такюу равномерно распределенную не совсем корректно (имхо) если нагрузку увеличить почти в 2 раза на каждом этаже то какие же нагрузки на фундамент получаться?

[MMV]

Оспаривать не собираюсь, но очень интересно таки понять - откуда такие цифры? Обе мне непонятны. Какой же у вас состав пола? Да и перегородки... на парковки от авто 500 берут насколько помню... зачем же 450? если вы идете от максимального момента то прикладывать такюу равномерно распределенную не совсем корректно (имхо) если нагрузку увеличить почти в 2 раза на каждом этаже то какие же нагрузки на фундамент получаться?

Присоединяюсь.

[AspirantMK]

Сообщение от Regby Оспаривать не собираюсь, но очень интересно таки понять - откуда такие цифры?

Такие цифры для того, чтобы товарищу VVN59 было сложнее доказать свою точку зрения, хотя такой вариант возможен, почему бы и нет.

В больницах с рентгенкабинетами, где перегородки с особой штукатуркой, я видел нагрузки на перекрытия и под тонну от одинх перегородок.
А пол 180 кг/м2 - тоже вполне возможное явление особенно в частных домах, или скажем если на первом этаже подстанция областного значения, а сверху - матерая изоляция...
В частных домах так постоянно какой-нибудь мрамор редкий...

[Regby]

Сообщение от Ал-й В больницах с рентгенкабинетами, где перегородки с особой штукатуркой, я видел нагрузки на перекрытия и под тонну от одинх перегородок.

Ну прчием тут это?

Сообщение от Ал-й А пол 180 кг/м2 - тоже вполне возможное явление особенно в частных домах, или скажем если на первом этаже подстанция областного значения, а сверху - матерая изоляция... В частных домах так постоянно какой-нибудь мрамор редкий...

И это... в особых зданиях все возможно, но ведь мы говорили про обычное жилье.
Ну ладно.

[vedinzhener]

Помоему я уже доказал,что армирование в 35кг/м3 невозможно и нагрузка +-200кг ничего не изменит в данном вопросе

Сообщение от Regby Ну прчием тут это?

А Вы в курсе о каком здании идет речь? Так зачем тогда спрашиваете нагрузки? Может просто обсуждается не "обычное жилое" здание?

[Regby]

Сообщение от depak Как я выше написал это жилой дом

Этого не достаточно? Причем тут рентгент кабинет мраморные полы и все остальное? Речь шла о среднестатистических нагрузках, вот я их и сравнил с теми среднестатистическими которые приходят в голову при слове "жилье"

Сообщение от Regby Этого не достаточно? Причем тут рентгент кабинет мраморные полы и все остальное? Речь шла о среднестатистических нагрузках, вот я их и сравнил с теми среднестатистическими которые приходят в голову при слове "жилье"

В том то и дело, что недостаточно... Вы наверное просто в сейсмических районах проектируете, где перегородки полегче... А это не везде так, не раз видел толстые кирпичные перегородки в жилых зданиях.
И потом - автор помимо слов что это жилой дом, дал Вам также и нагрузки - получается чему-то верим, чему-то нет? =)
Жилой дом может быть элитным, да каким угодно... Может архитекторы психи были...?
Ведь речь и не шла вроде об армировании среднестатистических домов, началось с того, что один коллега сказал, что у него арматуры 70кг выходит на куб, а другой коллега уверяет что может сделать 35 (если ему уточнят нагрузки). Ни про какие стандартные дома не оговаривалось - только пролеты, толщина плиты и нагрузки...

[Regby]

Ал-й, вы мне мозги решили заплести? Речь шла о жилом доме в 18 этажей. Что за догадки? Что за рентген? Что за мрамор? Я про кирпичные перегородки и говорю, что вы видели кирпичные "перегородки" толщиной 250 и более? А Типичная 120 мм кирпичная перегородка весит 0,12*3*1,8=0,648 кг вы что их через метр решили ставить? И началось все с первой страницы больше года назад.

[professor_off]

Сообщение от vedinzhener Помоему я уже доказал,что армирование в 35кг/м3 невозможно и нагрузка +-200кг ничего не изменит в данном вопросе

Я конечно не профи в железобетонне, поэтому прикинул в арбате просто теоретическую возможность...
Принял плиту шарнирно опертую по контуру с предложенной нагрузкой.
Ответ во вложении...

Получилось, что d6 с шагом 200 несет. Соответственно чтобы разложить арматуру на площади 3.9х3.6 необходимо 18 стержней l=3.9м и 19 стержней l=3.6м Суммарно это 31кг. Добавим еще и верхнюю арматуру... Получим 61кг.
Пусть еще на разные не учтенные элементы добавим 20%. Получим 73кг.
Объем бетона равен 3.9х3.6х0.16=2.25м3
Соответственно расход арматуры: 32кг/м3

p.s. минимальный процент армирования согласно СП 0.1%. При d6 с шагом 200мм процент армирования равен 0.09% (учтена только нижняя арматура). С учетом принятых 20% увеличения арматуры можно принять процент армирования 0.1%, что соответствует нормам...

[AspirantMK]

Сообщение от professor_off Я конечно не профи в железобетонне, поэтому прикинул в арбате просто теоретическую возможность... Принял плиту шарнирно опертую по контуру с предложенной нагрузкой. Ответ во вложении... Получилось, что d6 с шагом 200 несет. Соответственно чтобы разложить арматуру на площади 3.9х3.6 необходимо 18 стержней l=3.9м и 19 стержней l=3.6м Суммарно это 31кг. Добавим еще и верхнюю арматуру... Получим 61кг. Пусть еще на разные не учтенные элементы добавим 20%. Получим 73кг. Объем бетона равен 3.9х3.6х0.16=2.25м3 Соответственно расход арматуры: 32кг/м3 p.s. минимальный процент армирования согласно СП 0.1%. При d6 с шагом 200мм процент армирования равен 0.09% (учтена только нижняя арматура). С учетом принятых 20% увеличения арматуры можно принять процент армирования 0.1%, что соответствует нормам...

конструктивно 6-ку не поставить, а шаг тоже не увеличить, отсюда вывод- в данном случае нельзя. А пример просто не удачный для "вылизывания" армирования, никаким расчетом при маленьких пролетах тут не поможешь!

Сообщение от Regby Ал-й, вы мне мозги решили заплести? Речь шла о жилом доме в 18 этажей. Что за догадки? Что за рентген? Что за мрамор? Я про кирпичные перегородки и говорю, что вы видели кирпичные "перегородки" толщиной 250 и более? А Типичная 120 мм кирпичная перегородка весит 0,12*3*1,8=0,648 кг вы что их через метр решили ставить? И началось все с первой страницы больше года назад.

Чето Вы не туда - речь уже давным давно не о том 18-ти этажном доме, что на первой странице. Перегородки толще 250 мм видел. Запутывать никого не собираюсь, так как спор исключительно о возможности заармировать непривязанную ни к какому назначению плиту здания - то и характер нагрузок не имеет значения. Изначально я и писал о том, что такие нагрузки возможны в принципе - тема же не о нагрузках в жилых зданиях...? Не понимаю, что Вас так задевает?

[MMV]

Ведь речь и не шла вроде об армировании среднестатистических домов

О плитах перекрытий речь тоже не шла.

Тема: Что будет с фундаментной плитой при недостаточном количестве продольной арматуры?

Сообщение от MMV О плитах перекрытий речь тоже не шла.

Наверное Вы тоже что-то упустили - теме то сколько лет уже? Возродилась она на другой почве и обсуждается сейчас другое...

[professor_off]

Сообщение от AspirantMK конструктивно 6-ку не поставить

Вопрос для самообразования... Кроме своих сомнений можно ли к данному утверждению притянуть какую-нибудь литературку...
Я к тому, что не встречался мне запрет на постановку арматуры d6. Хотя для меня тоже d12 греет душу ))

[MMV]

Наверное Вы тоже что-то упустили - теме то сколько лет уже? Возродилась она на другой почве и обсуждается сейчас другое...

Вопрос не в этом. Почему в теме про Что будет с фундаментной плитой при недостаточном количестве продольной арматуры? обсуждать на двух страницах плиту перекрытия жилого здания можно, а про значения нагрузок спросить нельзя?

Сообщение от MMV а про значения нагрузок спросить нельзя

Так нагрузки и дали. в чем проблема? Я лишь написал что они возможны в принципе... Или именно вот это в теме запрещено? Я думаю, что лучше вообще уже ничего не писать, а то когда VVn59 придет - ему будет просто лень выискивать в этом флуде исходные данные для решения задачи... Если он конечно не передумал...

[MMV]

А мне будет лень выискивать, если я захочу прочитать: "Что будет с фундаментной плитой при недостаточном количестве продольной арматуры?"

Скажите лучше, что Вы думаете по этому поводу. Ну и по смежным вопросам.

PS
Последние две страницы лучше выделить в отдельную тему.

[3016661@mail.ru]

У нас квартиры в новых домах стоят 60-100 т.р.м2
экономисты которые в перекрытия 6 засовывать собрались готовьте веревку и мыло

Сообщение от MMV Скажите лучше, что Вы думаете по этому поводу. Ну и по смежным вопросам.

1) Именно про плиту - согласен с тем мнением, что произойдет перераспределение усилий, причем если нехватка именно нижней арматурой под пилонами/колоннами - то все усилия по геометрической неизменяемости здания воспримут вышележащие конструкции и все будет зависеть от их жесткости и заложенных в них запасов. Как правило подобранное по расчету армирование - в запас, на тех испытаниях жб конструкций, что я видел (балки, плиты - не видел только колонн) - разрушение наступало после превышения расчетной нагрузки.
2) Про нагрузки - видел всякие - никакие 450 кг от перегородок не удивят, все индивидуально.
3) про расход 70 кг на куб - как и писал выше, был уверен, что это на здание, и на мой взгляд это очень хороший показатель - может потому что здания в последнее время были либо высокими, либо с большой нагрузкой? С тех пор как речь пошла сугубо о плите - просто наблюдаю за процессом.

[MMV]

разрушение наступало после превышения расчетной нагрузки.

Да, думаю все согласны, что армирование по линейному расчету по действующим нормам идет в запас. Вопрос изначально был про перегрузку. Какой на самом деле запас? Как пойдет разрушение, причем именно для фундаментной плиты? Кто-нибудь знает такие эксперименты? А если добавить сюда, например, обратную банкетку, то становится совсем интересно...

[Евгений Д.]

как то препод в универе рассказывал про испытание сборно-монолитного каркаса. При нагрузке втрое превышавшей предельные каркас перестал удовлетворять 2 группе предельных состояний. До разрушения довести не удалось - закончились бетонные блоки
вот теперь и думай какой запас прочности (незнания) в нормах заложен

[Denbad]

Сообщение от MMV Да, думаю все согласны, что армирование по линейному расчету по действующим нормам идет в запас. Вопрос изначально был про перегрузку. Какой на самом деле запас?

Offtop: На уровне байки, в которой что-то есть: "деды" учили, что конструкция выполненая строго по нормам бедет работать лет 80-100 до полной непригодности. Каждый лишний прцент добавит год к сроку службы, каждый процент недобора отнимет у конструкции 2 года.
Т.е. конструкция -50% или с с двойным недобором может развалиться в любое время, выполненая с двойным запасом или +100% будет "жить" до 200 лет.
По "слабому" фундаменту, его долговечность больше будет зависить от свойств грунтов, наличию воды и её химсостава, т.к. арматура если и перегружена, то протекла, частично вышла из сцепления, образовала пластический шарнир, догрузила соседние участки и продолжает работать, но уже в ненормальных нерасчетных условиях. Насколько быстро она сгниёт и окончательно отслоится от бетона надо ситуацию смотреть.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от MMV Какой на самом деле запас?

Да по армированию в фундаменте приличный запас закладываем. Если очень (экономить) лопнет плита и будет дальше работать.
А вот крен и разность осадок гораздо неприятнее явление хотя в Италии одна башня прославилась благодаря этому.

[MMV]

"деды" учили, что конструкция выполненая строго по нормам бедет работать лет 80-100 до полной непригодности. Каждый лишний прцент добавит год к сроку службы, каждый процент недобора отнимет у конструкции 2 года. Т.е. конструкция -50% или с с двойным недобором может развалиться в любое время, выполненая с двойным запасом или +100% будет "жить" до 200 лет.

Denbad, Да... Так оно может и будет. Люди когда долго торкаются с чем-то начинают это что-то чувствовать - это называется "экспертный подход". Есть еще "научный подход", с ним сложнее...

[VVN59]

Нет - не передумал. Времени не было.
Посмртрел лнагрузки от "depak" (#75).
Смущает величина нагрузки от перегородок - аж 450 кг/м2. Видимо - такая нагрузка (как максимальная) определена для зон расположения санузлов (с кирпичными перегородками)... И по этой нагрузке были рассчитаны все перекрытия. Тогда - конечно: расход ар-ры может составить 72 (да и поболее) кг/м3.
Я не согласен с тем, что такой подход правильный.
Немного, видимо, завышена и нагрузка от полов (для зоны с санузлами - приблизительно так оно и будет), а для прочих помещений - она поменьше.
При расчёте жилых зданий расчётная нагрузка на основной площади перекрытия у меня была всегда ~900кг/м2. В зоне с С/У Я принимал повышенную нагрузку (с учётом конкретного состава пола и типа перегородок) и армирование в этих зонах было (слегка) усиленным. Расход ар-ры, при таком подходе (при пролётах 6х6м) получался ~50кг/м3.
В рассматриваемом случае, при таком подходе (пролёты 3,5х4,5) - оптимальный расход гдето 40-45 кг.
(Сразу небольшое пояснение: - был не совсем прав, т.е. - выразился неправильно. Я хотел сказать, что перерасход не на 50%, а в 1,5 раза. Т.е., что расход должен составлять где-то 50кг/м3). 35кг/м3 - конечно это слишком. Но 45 - вполне реально (даже с лягушками, вязальной проволокой,поперечкой на опорах, нахлёстом). Можно было-бы и посчитать - но лень.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от VVN59 при пролётах 6х6м) получался ~50кг/м3.

Мало...
спорить бесполезно нужен реальный объект

[AspirantMK]

Сообщение от 3016661@mail.ru Мало... спорить бесполезно нужен реальный объект

Действительно мало.
ф10 шаг200 видел в проекте, ставят при таких пролетах, там по-моему балки были контурные, жестко соединенные с плитой. А все равно при разумных толщинах не получается 50кг/м3

[VVN59]

Ладно... Уговорили... Посчитаю... Выложу...

[depak]

VVN59, Посчитал? Выложил?

[SerStar]

Как определяли моменты под диафрагмами? если МКЭ, то там пики, которые можно срезать мимнимум наполовину.

[depak]

kfrdfylf, Поясните, какие пики вы имеете ввиду?

[крокодил]

Так здание стоит нормально?? И усиления не было??

[depak]

крокодил, Пока стоит нормально, усиления не было.

[крокодил]

Прикольно) Я бы мониторинг каждые 2 месяц предписал (на тему трещин в ф.плите и подвальном перекрытии + геодезию (пизаница или нет)))))

[Regby]

крокодил, кому предписал?

[крокодил]

Заказчику

[Regby]

А кто сказал что заказчик его эксплуатировать будет?

Вообще странно. У меня подобный случай - 3-х кратное недоармирование ф.плиты. Но здание стоит и не рушится, и кроме того, что не рушится, даже трещин заметных нигде нет.

[AspirantMK]

Сообщение от palexxvlad Вообще странно. У меня подобный случай - 3-х кратное недоармирование ф.плиты. Но здание стоит и не рушится, и кроме того, что не рушится, даже трещин заметных нигде нет.

Может плита снизу под стенами треснула?, этого же не увидишь.

Сообщение от AspirantMK Может плита снизу под стенами треснула?, этого же не увидишь.

Кроме того, что она должна была треснуть под стенами, она должна затрещать и в пролетах, а на это нет и намека.

[AspirantMK]

Сообщение от palexxvlad Кроме того, что она должна была треснуть под стенами, она должна затрещать и в пролетах, а на это нет и намека.

Даже не знаю что предположить, не думаю что Вы так ошиблись в расчете.
А писать про не достижение расчетных нагрузок как то не хочется.

Даже интересно стало. А можно узнать этажность дома, среднее давение под плитой и план стен подвального этажа?

Сообщение от AspirantMK Даже не знаю что предположить, не думаю что Вы так ошиблись в расчете.

Я тоже так не думаю.

Сообщение от AspirantMK А можно узнать этажность дома, среднее давение под плитой и план стен подвального этажа?

Дом 18-ти этажей, ф.плита высотой 800мм, армирована 16-й арматурой с шагом 200мм + кое-где(с неясной логикой расположения) д-р 20 с шагом 400. По проверочному расчету, в соответствие с геологией, арматуры в самых напряженных местах нужно в 3 раза больше. Средний шаг диафрагм и колонн 5,5 м.

[AspirantMK]

Сообщение от palexxvlad Дом 18-ти этажей, ф.плита высотой 800мм, армирована 16-й арматурой с шагом 200мм + кое-где(с неясной логикой расположения) д-р 20 с шагом 400. По проверочному расчету, в соответствие с геологией, арматуры в самых напряженных местах нужно в 3 раза больше. Средний шаг диафрагм и колонн 5,5 м.

Армирование действительно маленькое, увидеть изополя бы еще. Что я могу сказать. Может дело в недостоверности данных по грунтам? А то уж слишком у Вас давление меняется, больше, чем в 2 раза. Возможно в действительности давление под плитой более осредненное.

[Якорь]

Сообщение от kfrdfylf Как определяли моменты под диафрагмами? если МКЭ, то там пики, которые можно срезать мимнимум наполовину. __________________

Как кроме МКЭ опредлить эти моменты - методику посоветуйте? Про какие пики идет речь? Примерно представляю как ФП можно рассчитать вручную, перевернув и загрузив весом здания, но как учесть моменты от ДЖ, они ведь гораздо > моментов от колонн.

[AspirantMK]

Сообщение от Якорь Как кроме МКЭ опредлить эти моменты - методику посоветуйте? Про какие пики идет речь? Примерно представляю как ФП можно рассчитать вручную, перевернув и загрузив весом здания, но как учесть моменты от ДЖ, они ведь гораздо > моментов от колонн.

Я думаю даже если загрузить плиту нагрузкой, эквивалентной давлению здания, а колонны и стены принять опорами, Вам никак при такой нерегулярной схеме как в п. 129 вручную не определить моменты и напряжения. К тому же смотрите как давления под плитой может меняться!
МКЭ сейчас необходимость.

[depak]

Якорь, AspirantMK, полностью поддерживаю.

Сообщение от AspirantMK Я думаю даже если загрузить плиту нагрузкой, эквивалентной давлению здания, а колонны и стены принять опорами, Вам никак при такой нерегулярной схеме как в п. 129 вручную не определить моменты и напряжения.

Сейчас становится понятно, что ф.литу из #129 рассчитали именно таким способом

[AspirantMK]

Сообщение от palexxvlad Сейчас становится понятно, что ф.литу из #129 рассчитали именно таким способом

А у Вас почему так давление под плитой разниться?, грунты разные?

Сообщение от AspirantMK А у Вас почему так давление под плитой разниться?,

а почему оно должно быть постоянным, даже на грунте одного типа? сдвиговая жесткость грунта к перефирии плиты в разы увеличивается + жесткость всего здания крайне неравномерна в плане(скручивание, неравномерный изгиб всего каркаса)

Сообщение от AspirantMK грунты разные?

конечно разные

[AspirantMK]

Сообщение от palexxvlad а почему оно должно быть постоянным? сдвиговая жесткость грунта к перефирии плиты в разы увеличивается + жесткость всего здания крайне неравномерна в плане

Не силен в грунтах, но думаю что все таки исходные данные по грунтам оказались, возможно, неполными.

А у Вас какие предположения, почему ничего не трещит?

Сообщение от AspirantMK Не силен в грунтах, но думаю что все таки исходные данные по грунтам оказались, возможно, неполными.

С лучшей геологией мне ещё не доводилось работать. Пробовал это здание и на грунтовом массиве Кулона-Мора в виде объемных КЭ считать - картина практически та же. Явно ошибка при проектировании.

Сообщение от AspirantMK А у Вас какие предположения, почему ничего не трещит?

Только одно - значительное перераспределение усилий в грунте и каркасе здания, а также спад напряжений в ф.плите в ходе строительства (здание довольно долго строилось)

[AspirantMK]

А Вы в роботе считали?, там есть что-то типа режима Монтаж в скаде?

Сообщение от palexxvlad Только одно - значительное перераспределение усилий в грунте и каркасе здания

Думаю что в грунте, в каркасе бы без трещин училия врядли перераспредилились.

[Regby]

Ответ весьма прост на самом деле. Расчет есть не что иное как оценка распределения усилий в конструкции. Если по расчету получается что должно трещать или разрушаться, но на практике этого не наблюдается, значит оценка НДС конструкции не верна.

Сообщение от AspirantMK А Вы в роботе считали?

Нет, в Лире.

Сообщение от AspirantMK там есть что-то типа режима Монтаж в скаде?

конечно - "стадии" называется

Сообщение от Regby Если по расчету получается что должно трещать или разрушаться, но на практике этого не наблюдается, значит оценка НДС конструкции не верна.

Именно! Но какая же тогда метода оценки распределения усилий в плитах на упругом основании (с учетом жесткости каркаса) будет отображать что-то близкое к фактическому?

[vfc.cz]

Сообщение от Regby Если по расчету получается что должно трещать или разрушаться, но на практике этого не наблюдается, значит оценка НДС конструкции не верна.

Ну почему же, возможно просто не наступила, предусмотренная расчетом, расчетная ситуация (извените за масло масляное))

[Regby]

palexxvlad, Совсем не обязательно дело в упругом основании факторов слишком много, возможно где то за требованиями СНиП и нагрузками "в запас" утерян принцип разумности. На форуме уже многократно заявляли что расчетчик должен четко понимать что он должен получить еще до расчета, т.е. он должен читать работу конструкции и понимать где нужно упрощать а где требуется детализация, где можно брать нагрузку в запас, а где это черевато.

Лично мне картина напряжений в грунте то же кажется странной. Не берусь утверждать что это ошибка, но если бы я проверял этот расчет первым делом попробовал бы понять почему происходит именно так.

К стати в вопросе подобных оценок примитивная модель основания Винклера весьма полезна.

vfc.cz, если бы речь шла о не достаточном раскрытии трещин в нормальных условиях или об отсутствии сейсмического воздействия (при том условии что расчет выполнен с его учетом) то данный аргумент был бы актуален. Но, как понимаю Я, речь идет об эксплуатации здания в нормальных условиях. В таком случае КАРТИНА должна быть адекватной. если расчет не соотвествует реальному поведению здания, значит расчетные предпосылки не верны.

Сообщение от Regby Лично мне картина напряжений в грунте то же кажется странной.

В чем Вы видите странность такого распределения?

[Regby]

palexxvlad, бОльшие напряжения в грунте должны возникать под колоннами и это логично. Как правило в зданиях большая нагрузка на опоры бывает в месте наибольшей грузовой площади приходящейся на колонну, а это бывает в том месте где плита опирается на колонну со всех сторон (если плита монолитная) или с двух сторон если плиты сборные, в любом случае это должно быть не у краев конструкции.

Кроме того картина должна быть более равномерной.

А вообще сетка кажется крупноватой...

Сообщение от Regby palexxvlad, бОльшие напряжения в грунте должны возникать под колоннами и это логично.

Ясно, говорить больше не о чем.

Сообщение от Regby А вообще сетка кажется крупноватой...

Согласен, но это мало влияет на распределение усилий.

[SerStar]

Сообщение от Regby palexxvlad, бОльшие напряжения в грунте должны возникать под колоннами и это логично.

Не соглашусь. Большие напряжения должны возникать по краям фундаментной плиты из-за сцепления грунта.

Сообщение от kfrdfylf Не соглашусь. Большие напряжения должны возникать по краям фундаментной плиты из-за сцепления грунта.

Так поэтому я и говорю, что

Сообщение от palexxvlad говорить больше не о чем.

[Нитонисе]

Сообщение от Regby Если по расчету получается что должно трещать или разрушаться...

По всей видимости дело в том, что те расчеты, которые вы производите, и те условия, выполнение которых требуется нормами - это обеспечение надежной эксплуатации конструкции. При этом если по расчету какое-то прочностное условие не выполняется - это не значит что конструкция обязательно рухнет. Просто она менее надежна.

[AspirantMK]

Сообщение от Нитонисе По всей видимости дело в том, что те расчеты, которые вы производите, и те условия, выполнение которых требуется нормами - это обеспечение надежной эксплуатации конструкции. При этом если по расчету какое-то прочностное условие не выполняется - это не значит что конструкция обязательно рухнет. Просто она менее надежна.

Ну не в 3 раза же по армированию!
Даже от собственного веса здания уже должно было бы возникнуть предельное состояние.

[Нитонисе]

Сообщение от AspirantMK Ну не в 3 раза же по армированию!

На счет трехкратного "непрохождения" - трудно сказать, а вот в случае хотябы двухкратного - я бы не стал особо удивляться...

[AspirantMK]

Сообщение от Нитонисе На счет трехкратного "непрохождения" - трудно сказать, а вот в случае хотябы двухкратного - я бы не стал особо удивляться...

Это по армированию з-х кратное "непрохождение" по словам palexxvlad, a. Линейной зависимости с нагрузками нет. Вполне возможно, что установленная арматура "проходит" на нагрузки в 2 раза меньше расчетных.

[таи]

Что будет с фундаментной плитой при недостаточном количестве продольной арматуры?

Возможно, что и ничего не будет.
Желающие могут ознакомиться - мне удалось на свою тему собрать Элиту Геотехников.
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33520

[MMV]

Что будет с фундаментной плитой при недостаточном количестве продольной арматуры? Возможно, что и ничего не будет.

Энто значит, что она, таки, была достаточной...

[таи]

Сообщение от MMV Энто значит, что она, таки, была достаточной...

Да, видимо, да. Но народ спорит тем не менее и спорит.

topos2
А по теме. Само собой сложно замоделировать фундаментную плиту и грун под ней. Что закладывать в основание, если по центру плиты по сути чистая копрессия? Можно ли пользоваться Е0 вводя его по всей плите одинаковым? Мы многое не знаем. Не знаем где эта сжимаемая толща заканчивается, не знаем распределения коэф. бокового давления(если мы работаем с пластическими моделями - это переменная величина), да и самой этой величины и т.п. Поэтому сложно говорить о создании буквальных моделей отражающих реальную картину.
Опус, закрывай тему. Вряд ли что полезное найдем.

Сообщение от таи Опус, закрывай тему.

Offtop: опус??? Где же мой дружище опус?

[таи]

Offtop:

Сообщение от palexxvlad опус??? Где же мой дружище опус?

Так "скончался" же в страшных судорогах у меня на руках - я уже писал как-то об этом.
Про его последние слова, в адрес известных лиц, даже как -то неудобно вспоминать.

[Regby]

Сообщение от kfrdfylf Не соглашусь. Большие напряжения должны возникать по краям фундаментной плиты из-за сцепления грунта.

Такая картина будет наблюдаться для фундаментной плиты большой жесткости (мы ведь помним классическую картинку со стремящимися к бесконечности напряжениями по граням столбчатого фундамента (расчитываемого из условия что это жесткий штамп))
Чем меньше жесткость фундаментной плиты (а здесь я не сторонник беспочвенно увеличивать ее жесткость, определяя толщину из условий продавливания наиболее нагруженной колонной) тем более выражено будет то о чем я говорил. Наибольшие напряжения будут возникать под колоннами. В данном случае трудно оценить жесткость плиты "на глазок" но не думаю что она будет такая уж большая. Картина напряжений представленная на приведеннх выше рисунках не логичная на мой взгляд. Конечно грунтовые условия будут влиять... Но даже исходя из Вашего предположения о том что наибольшие напряжения будут возникать по краям фундаментной плиты... такая картина то же не наблюдается...
palexxvlad, я избавлю Вас от дальнейших своих комментариев. Такому специалисту как Вы это ни к чему.

Сообщение от Regby palexxvlad, я избавлю Вас от дальнейших своих комментариев.

Спасибо.

Сообщение от Regby Картина напряжений представленная на приведеннх выше рисунках не логичная на мой взгляд.

Нигде я не показывал картину напряжений ни в грунте ни в плите. Давление на грунт - показывал.

Сообщение от Regby Но даже исходя из Вашего предположения о том что наибольшие напряжения будут возникать по краям фундаментной плиты... такая картина то же не наблюдается...

А почему сваи по краям ростверка (в случае свайного или КСП фундамента) нагружены значительно больше чем центральные? Причем чем больше ростверк, тем больше эти разница.

Сообщение от Regby Такому специалисту как Вы это ни к чему.

Специалист я к сожалению слабоватый, но не все еще потеряно.

[крокодил]

Во первых - нагрузки явно не достигли расчётных , во вторых - мех. характеристики грунта скорее всего сильно занижены)))

Сообщение от крокодил Во первых - нагрузки явно не достигли расчётных

Есть такое дело.

Сообщение от крокодил во вторых - мех. характеристики грунта скорее всего сильно занижены)))

Вполне возможно, уплотнение и упрочнение грунта никак в моем расчете не учтено.

[Saur]

Так что с домом из первого поста? Есть подвижки? Трещины?