[BoT]

День добрый!
Конкретного вопроса нет, предлагаю порассуждать и высказать у кого что есть по изложенному ниже. Суть вопроса в следующем. К примеру, имеем ростверк из 2х свай, ориентированных в направлении явной жесткости опорного узла. В поперечном направлении, естественно, предполагается шарнир. Пусть данная база запроектирована в рамном каркасе, то есть по высоте здания имеют рамные стыки в 2х направлениях. Что мы имеем на базе колонны: по сечению 1-1 всё красиво, эпюра контактных напряжений наклонная момент воспринимается ф.болтами; по сечению 2-2 у нас предполагается шарнир, что подразумевает под собой поворот на какой-то угол дельта, в следствии данного поворота, естественно, и меняется характер эпюры контактных напряжений и равнодействующая сила Рэ смещается от оси симметрии в сторону, создавая эксцентриситет и, соответсвенно, момент Мэ ... Как я уже гвоврил, конкретного вопроса нет, но...что делать? как быть? как сваи справятся с таким моментом? куда он денется? как учесть момент в расчетной схеме?...

[Sarman]

Можно определить угол поворота узла по расчету в радианах и найти эксцентриситет. Силу Рэ умножить на этот эксцентриситет и получить момент. Этот момент приложить на сваи.

[BoT]

Спасибо, что присоединились смысл вашей идеи я понял и тут всё не совсем так просто тут еще необходимо найти эксцентриситет, а для этого описать характер эпюры контактных напряжений, что не так уж и просто, один вклад модуля упругости бетона чего стоит.

Сообщение от Sarman Этот момент приложить на сваи.

и? куда вы его будете прикладывать? на выпуски? а если выпусков нет?

меня же волнует немного другое...как по сей день поступали с такими базами? ведь таких баз сплошь и рядом это нормальный серийный фундамент, только вот рассматривается он как шарнир поперек свай

Ну вопрос то детский.

1. Если сваи шарнирно сопряжены с ростверком(заделка головы сваи в ростверк до 50мм) раскладываете этот момент на пару сил суммируете с N, и рассчитываете сваю на сжатие без момента(при отсутствии Q по обрезу фундамента). Необходимо обязательно рассчитать длину анкеровки каркаса сваи в ростверк(СНиП ЖБ).

2. Если сваи жестко сопряжены с ростверком - то нужно смотреть по какой схеме работают сваи - если стойки, то момент о котором вы пишете делите на кол-во свай, и считаете их как консоли загруженные моментом. Если сваи висячие, то я бы в запас прочности - посчитал сечение сваи на момент приложенный к одной свае(не ко всем).

[BoT]

Сообщение от SergeyAB Ну вопрос то детский.

и вправду то как его поняли Вы и правда получается детский
только я не про сечение 1-1 говорю где у нас 2 сваи, про сечение 1-1 где у нас 1 свая (их 2 только они стоят по одной оси) то есть учет такой базы обычно вводится в расчетную схему шарниром вдоль короткой стороны (сечение 1-1) и жестким сопряжением вдоль длинной стороны (сечение 2-2) а по сути мы получаем в шарнирном узле момент, которого там быть не должно.
оговорю заранее, чтоб не было вот таких вот:

Сообщение от SergeyAB Ну вопрос то детский.

что конструкцию чистого механизма (как это делают в сильно нагруженных фундаментах, чтоб создать идеальный шарнир) исключаем!

[Sarman]

Сообщение от BoT и? куда вы его будете прикладывать? на выпуски? а если выпусков нет?

Прикладывать буду на голову свай. И считать сваю на действие "N" и "М".
Только момент делить по полам, т. к. свай 2 шт.

[Romka]

BoT
Не хочу вас расстраивать, но база, приведенная в 1 посте шарнирная в двух напрвлениях См раздел Базы в книге Белени
А раз нет момента, то эпюра контактных давлений по подошве базы будет равномерно-распределенная.

[Sarman]

Сообщение от Romka BoT Не хочу вас расстраивать, но база, приведенная в 1 посте шарнирная в двух напрвлениях См раздел Базы в книге Белени А раз нет момента, то эпюра контактных давлений по подошве базы будет равномерно-распределенная.

Нет. Шарнир будет, если вот так:
[IMG]http://s46.***********/i112/0911/23/8e98322dea7ct.jpg[/IMG]

Ага! Простите не понял сразу.
Если речь идет про "из плоскости". То вышеозначенный момент обычно размазывают, на весь ряд колонн путем устройства вертикальных связей. В связевых шагах в ростверк закладывается специально анкер - швеллер к которому дополнительно фиксируется база колонны - для восприятия гориз. составляющей. Т.е. момент как рисуете его вы не возникает - при наличии связей. Далее - для исключения работы сваи на срез в этом направлении(от той же гориз. составляющей), а точнее размазывания этого усилия собранного со всего продольного ряда - будь то торможение крана или ветер на торец здания - все ростверки объединяются фундаментными или ранд-балками.
С другой стороны хотите заделку в 2-х направлениях? просчитайте сечения! НО! связи так или иначе появятся! не в проекте так при усилении конструкций ввиду неравномерных осадок.

[BoT]

Сообщение от Sarman Прикладывать буду на голову свай. И считать сваю на действие "N" и "М".

я же говорю, я понял Вашу идею по расчету сваи я спрашиваю на что именно вы будете прикладывать, найденный момент? чем конкретно он будет у Вас восприниматься? С учетом того, что между оголовком сваи и телом ростверка будет рабочий шов бетонирования, то на работу бетона хоть на какое-то ратяжение расчитывать не приходится

Сообщение от Romka Не хочу вас расстраивать, но база, приведенная в 1 посте шарнирная в двух направлениях См раздел Базы в книге Белени

не сочтите за грубость, но если Вам,Romka, необходимо куда-то заглянуть, дак Вы заглядывайте не стесняйтесь если для того, чтобы домыслить работу данной базы жестко в одном направление, дак дорисуйте (мысленно, конечно же) траверсы например, или толщину опорной плиты до немыслимых размеров увеличьте (тоже мысленно)

Сообщение от Romka А раз нет момента, то эпюра контактных давлений по подошве базы будет равномерно-распределенная.

и вот тут вы как раз и заблуждаетесь именно в том, о чем я написал в первом посте, шарнир подразумевает под собой поворот опорного сечения что изменяет характер эпюры контактных напряжений и... (далее в посте №1)

Сообщение от Sarman Прикладывать буду на голову свай. И считать сваю на действие "N" и "М".

нет, Sarman, Вы меняя совершенно не понимаете вот мы имеем оголовок сваи размером 300х300мм, куда вы приложите момент? если бы мы имели выпуски, заанкеренные в ростверк то мы бы разложили момент на выпуски и приложили бы на них, но... рассматриваем случай когда выпуски конструктивно выпускаются в ростверк (или вообще не выпускаются )


добавил:

Сообщение от Sarman Нет. Шарнир будет, если вот так:

спасибо Sarman за рисунок , а то лень было рисовать чтобы объяснить Romka принципиальную разницу

Сообщение от SergeyAB Ага! Простите не понял сразу. Если речь идет про "из плоскости". То вышеозначенный момент обычно размазывают, на весь ряд колонн путем устройства вертикальных связей. В связевых шагах в ростверк закладывается специально анкер - швеллер к которому дополнительно фиксируется база колонны - для восприятия гориз. составляющей. Т.е. момент как рисуете его не возникает - при наличии связей. Далее - для исключения работы сваи на срез в этом направлении(от той же гориз. составляющей), а точнее размазывания этого усилия собранного со всего продольного ряда - будь то торможение крана или ветер на торец здания - все ростверки объединяются фундаментными или ранд-балками. С другой стороны хотите заделку в 2-х направлениях? просчитайте сечения! НО! связи так или иначе появятся! не в проекте так при усилении конструкций ввиду неравномерных осадок.

это я понял ,SergeyAB, только я в первом посте сразу отметил что рассматриваем рамный (а не связевый) каркас, то есть этажные узлы решаем жестко, а базу шарнирно

[Liam]

BoT, момент, к которому вы прицепились настолько мал, что им можно пренебречь. Видимо, вам совсем нечем заняться в условиях строительной депрессии ))

[Sarman]

Вот, я предполагал, что сопряжение свай с ростверком жесткое. Если оно шанирное, то конечно момент на сваи не будет передаваться.
Но я не рискую проектировать без выпусков.

[Romka]

BoT, Sarman
Господа поменьше эмоций. Предлагаю беседовать в конструктивном русле.
В свое время самого интересовал этот вопрос. Ответ нашел в учебнике Белени. Там сказано, что базы без траверс за счет поддатливости опорной плиты в запас считаем шарнирной.

[Евгений, Екатеринбург]

Romka, BoT, Вы говорите о разных вещях. Один в чисто исследовательском русле - что база обладает некоторой жесткостью, другой - что в практических расчетах этой жесткостью можно пренебречь.
По теме - если задаться целью исследовать жесткость этого узла нужно считать и податливость подливки и жесткость защемления сваи в грунте, саму сваю задавать как элемент рамы. Обычно в практических расчетах этим пренебрегают, как правило, в запас.

[Sarman]

Сообщение от Romka BoT, Sarman Господа поменьше эмоций. Предлагаю беседовать в конструктивном русле. В свое время самого интересовал этот вопрос. Ответ нашел в учебнике Белени. Там сказано, что базы без траверс за счет поддатливости опорной плиты в запас считаем шарнирной.

Да, там также написано, что если нужен жесткий узел, то пластину берут по толще (чтобы она не была податливой). Так что, будем считать, что пластина у нас толстая притолстая

допустимо ли в данном случае принимать шарнир? (т.е. считать момент несущественным)

Ответ: расчетная схема сооружения должна отвечать требованиям прочности жесткости и устойчивости.

Если соответствует - забудьте про момент.
Если не соответствует меняйте схему.

Если почитать нормы то во многих СНиП содержатся фразы типа:
"следует как правило проектировать шарнирными(жесткими)".

Т.е. в вашем случае обоснованность шарнира должна подтверждаться прогибами, осадками, смещениями и конструктивными расчетами.

[BoT]

Сообщение от Liam oT, момент, к которому вы прицепились настолько мал, что им можно пренебречь.

нигде не встречал, где приводилось бы хоть какое-то упоминание об этом эффекте, но видать Вы не первый раз сталкиваетесь с этим...поделитесь Вашим опытом

Сообщение от Liam Видимо, вам совсем нечем заняться в условиях строительной депрессии ))

не жалуюсь

Сообщение от Sarman Но я не рискую проектировать без выпусков.

дак сам не разу не делал так говорю по факту

Сообщение от Romka в запас считаем шарнирной.

в ЗАПАС для чего?

Сообщение от Евгений, Екатеринбург По теме - если задаться целью исследовать жесткость этого узла нужно считать и податливость подливки и жесткость защемления сваи в грунте, саму сваю задавать как элемент рамы. Обычно в практических расчетах этим пренебрегают, как правило, в запас.

ну примерно об этом я и писал в посте №3, только я исхожу из нашей современности, тут на форуме тоже много кто пишет про нелин всего здания и тд и тп, а кто может этим похвастаться в реале?чего он добился? так и тут: мне кажется значительное большинство так и считают каркасные схемы, даже системой О-Ф-З этого эффекта не учесть, считают шарнир, конструируют "шарнир" а по факту...?

Сообщение от SergeyAB Если соответствует - забудьте про момент. Если не соответствует меняйте схему.

что-то не понял немного тут менять схему? на какую?
можно конечно сказать, что этот момент слишком мал, я и сам это понимаю, хотя "мал"-понятие относительное, чтоб сорвать сваю может и хватить. Можно сказать что "да я уже так 100 раз делал (с)" но ведь если мы что-то запроектировали и это не упало, еще не значит, что мы сделали это правильно

[Ильнур]

На посту 1 на рис. есть слова "эпюра контактных напряжений" и "эксцентриситет". И далее все соображения строятся на базе этих "вещей".
Величина "эксцентриситет" зависит от формы "эпюра контактных напряжений". Причем в пространстве. Она на практике совершенно иная, чем изображено на п.1.
Вкратце: "эксцентриситет" на деле очень маленький, сопоставимый с нормативными случайными, и не сильно выходит за пределы отклонений, допустимых при изготовлении и возведении.

...что делать? как быть?

Прячем парабеллум и ничего не делаем.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от BoT тут на форуме тоже много кто пишет про нелин всего здания и тд и тп, а кто может этим похвастаться в реале

Как бы сделал я:
1. Посчитал в лире схему в жестким защемлением, получил усилия.
2. Посчитал в Статике сваю на полученные усилия, получил перемещения в фактических грунтовых условиях.
3. Через усилия и перемещения вычислил жесткость фундамента по каждому усилию.
4. Задал упругие связи в лире в соответствии с полученными жесткостями.
5. Пересчитал схему в лире, сравнил усилия с полученными на этапе 1.
Это "ручной" учет нелинейности, я так делаю когда считаю нужным. Расчет всего здания в "натоящей" нелинейности, да еще с грунтом всегда считал глупостью.

что-то не понял немного тут менять схему? на какую?
можно конечно сказать, что этот момент слишком мал, я и сам это понимаю, хотя "мал"-понятие относительное, чтоб сорвать сваю может и хватить. Можно сказать что "да я уже так 100 раз делал (с)" но ведь если мы что-то запроектировали и это не упало, еще не значит, что мы сделали это правильно

ну вот! Радуешь на глазах! Пытливый ум - залог успеха.Ключевое слово - последнее, т.е. "правильно". В нашем с тобой случае правильно - значит соответствует нормам. Теперь к баранам: задал схему - получил усилия, перемещения, углы поворота, стат расчет это называется(прости за глум) если в рамках полученного результата все соответствует нормам то об остальном можешь забыть - конструируй в соответствии со схемой и все. Если отклонение верха к примеру больше допустимого то придется что то сделать - увеличить жесткость, добавить лементов, изменить условия примыкания, но это все пояснение к предыдущему моему посту, а теперь информация для размышления - как ты считаешь каким образом и зачем в СНиП 2.01.07-85 ограничены перемещения? Зачем в основаниях приведен допустимый крен? А сделано это как критерий в рамках которого фактическая конструкция будет отвечать расчетной схеме...

[BoT]

Сообщение от Ильнур Прячем парабеллум и ничего не делаем.

Ильнур, Ваш позитив как всегда к месту но не вдохновляет на этот раз

Сообщение от Ильнур "эксцентриситет" на деле очень маленький, сопоставимый с нормативными случайными, и не сильно выходит за пределы отклонений

то есть все-таки выходит за пределы? а если их вообще сложить?

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Как бы сделал я: 1. Посчитал в лире схему в жестким защемлением, получил усилия.

не слишком ли это грубо? для всем привычного абсолютного шарнира считать абсолютно жёсткое защемление?
а в целом Ваш алгоритм,Евгений, Екатеринбург, мне понятен, сам его использую "когда считаю нужным"

Сообщение от SergeyAB как ты считаешь каким образом и зачем в СНиП 2.01.07-85 ограничены перемещения? Зачем в основаниях приведен допустимый крен? А сделано это как критерий в рамках которого фактическая конструкция будет отвечать расчетной схеме...

то есть эстетико-психологические требования - это вовсе не эстетико-психологические требования, а лишь конструктивные ограничения?

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от BoT не слишком ли это грубо? для всем привычного абсолютного шарнира считать абсолютно жёсткое защемление?

Можно начать и шарнира, сути это не изменит. Если все сделать правильно не важно с какой стороны начинать.
Как-то у одного великого человека я спросил: "Узлы жесткими в жб принимать или шарнирными?". Ответ: "Жесткими, но со своими жесткостями учитывающими фактические условия закрепления".
На самом-то деле узел жесткий, но допускает некоторый поворот, который в зависимости от схемы (рамная или связевая) будет сказываться по разному.

[Vavan Metallist]

Вообще то по моему в книге Катюшина по рамам уже берется во внимание жесткость такого "шарнирного" узла даже при расчете коэфициентов расчетных длинн колонн в плоскости паралельной сечению 2-2. Но я это так мельком прочитал, не особо вникал.
Момент конечно будет если не будет связей. Но вообще то если посмотреть шире, то нафига проектировать двусторонний рамный каркас без связей и в одну сторону давать жесткий узел, а в другую непонятно что. Делайте в обе стороны жеское крепление. Это "непонятно что" в практике как раз применяют, если связи ставят. Тогда и с поворотами заморачиватся не надо. Но если все таки шарнир хотите то, конечно, надо расчитывать на какой то момент, который выдержит узел до наступления состояния, когда он начнет поворачиватся без увеличения в нем усилий, этот момент приложить к сваям и их на него расчитать.

СНиП 2.01.07-85 приложение 6

5. Расчетные ситуации1, для которых необходимо определять прогибы и перемещения и соответствующие им нагрузки, следует принимать в зависимости от того, исходя из каких требований производится расчет.
_____________
1 Расчетная ситуация - учитываемый в расчете комплекс условий, определяющих расчетные требования к конструкциям.
Расчетная ситуация характеризуется расчетной схемой конструкции, видами нагрузок, значениями коэффициентов условий работы и коэффициентов надежности, перечнем предельных состояний, которые следует рассматривать в данной ситуации.
Если расчет производится исходя из технологических требований, расчетная ситуация должна соответствовать действию нагрузок, влияющих на работу технологического оборудования.
Если расчет производится исходя из конструктивных требований, расчетная ситуация должна соответствовать действию нагрузок, которые могут привести к повреждению смежных элементов в результате значительных прогибов и перемещений.
Если расчет производится исходя из физиологических требований, расчетная ситуация должна соответствовать состоянию, связанному с колебаниями конструкций, и при проектировании необходимо учитывать нагрузки, влияющие на колебания конструкций, ограничиваемые требованиями настоящих норм и нормативных документов, указанных в п. 4.
Если расчет производится исходя из эстетико-психологических требований, расчетная ситуация должна соответствовать действию постоянных и длительных нагрузок.

Т.е. соблюдаешь допустимые деформации - можешь считать что конструкция соответствует расчетной схеме,кампрэндо?
В новом СП по ЖБ "эстетику" упразднили, так что...

[BoT]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Можно начать и шарнира, сути это не изменит. Если все сделать правильно не важно с какой стороны начинать. Как-то у одного великого человека я спросил: "Узлы жесткими в жб принимать или шарнирными?". Ответ: "Жесткими, но со своими жесткостями учитывающими фактические условия закрепления". На самом-то деле узел жесткий, но допускает некоторый поворот, который в зависимости от схемы (рамная или связевая) будет сказываться по разному.

этот алгоритм, который Вы привели выше, учитывает более правильную работу каркаса в целом, но если говорить именно про конкретный узел и конкретный вопрос, который я обозначил этот наш алгоритм не охватывает эту область никак

Момент конечно будет если не будет связей. Но вообще то если посмотреть шире, то нафига проектировать двусторонний рамный каркас без связей и в одну сторону давать жесткий узел, а в другую непонятно что. Делайте в обе стороны жесткое крепление. Это "непонятно что" в практике как раз применяют, если связи ставят.

объясню ситуацию, как обычно-фундаменты уже есть связи ставить не имеется возможности потому как объект - ПРОМ судя по чертежам проекта на фундамент , каркас расчитывали исходя как раз из наличия связей, но, по всей видимости, контакта с технологами не было и на месте выяснилось, что связи не то что не нужны, их просто ставить некуда

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от BoT но если говорить именно про конкретный узел и конкретный вопрос, который я обозначил этот наш алгоритм не охватывает эту область никак

Этот алгоритм охватывает все почти (как теория относительности почти) и верен на 100% если его повторить нужное количество раз. Он Вам покажет, что свая смещается в грунте таким образом, что происходит поворот сечения, который приводит к значительному уменьшению момента в заделке. Вот и ответ.

Сообщение от BoT объясню ситуацию, как обычно-фундаменты уже есть связи

С практической точки зрения жесткость этого узла не приведет к каки-либо отрицательным последствиям, т.к. передача момента на сваи приведет либо к их перемещению в грунте на необходимую величину, либо образованию пластического шарнира, т.е. в любо случае посчитав на "шарнир" Вы посчитаете в запас, т.к. очевидно что узел промежуточный и если верх посчитан на шарнир, то он будет устойчив и при заделке, а также при любом промежуточном состоянии.

[Vavan Metallist]

Сообщение от ВоТ объясню ситуацию, как обычно-фундаменты уже есть связи ставить не имеется возможности потому как объект - ПРОМ судя по чертежам проекта на фундамент , каркас расчитывали исходя как раз из наличия связей, но, по всей видимости, контакта с технологами не было и на месте выяснилось, что связи не то что не нужны, их просто ставить некуда

Ну тогда я думаю надо смотреть как закрепленны сваи и это крепление все таки расчитывать на возможный момент. Если проходит - все хорошо, а если не проходит - то ставить колонну на действительно шарнир в плоскости 2-2. Второй вариант правда геморный, узел сложный - но что делать.

[eilukha]

Сообщение от BoT как сваи справятся с таким моментом? куда он денется?

- никуда не денется, просто одна свая зайдет глубже, выбрав нужный угол поворота колонны, пока момент не станет=0. (Это случай если момент исчезает с поворотом базы)

[REDS]

Сообщение от Sarman Да, там также написано, что если нужен жесткий узел, то пластину берут по толще (чтобы она не была податливой). Так что, будем считать, что пластина у нас толстая притолстая

К слову хотел спросить.... насколько притолстой брать пластину...очевидно это зависит от усилий...а тут мы их не знаем.
Так насколько толстая пластина??? 100 мм? или 20 мм?

[BoT]

Сообщение от eilukha никуда не денется, просто одна свая зайдет глубже, выбрав нужный угол поворота колонны

читайте ранние посты, Вы не то направление смотрите

Сообщение от Евгений, Екатеринбург т.к. очевидно что узел промежуточный и если верх посчитан на шарнир, то он будет устойчив и при заделке, а также при любом промежуточном состоянии.

а меня больше не верх интересует, точнее меян верх совсем не интересует меня интересует связь "оголовок сваи-ростверк", не треснет ли рабочий шов от момента? насколько сильно повлияет это на характер распределение напряжений в этой зоне после того как треснет? и, говоря, о Вашем алгоритме: ладно, он верен на 100%, но в том русле на который мы его ориентируем, согласен если считать итерационно мы получим красивые результаты, но этот расчет по умолчанию предполагает что тот момент , который я тут так опекаю спокойно передастся с ростверка на сваю вот тут есть одно НО...в вашем статическом расчете вы получаете реакции только те которые ждете, то есть для данной схемы это продольная сила и момент в одном направлении и соотвтетсвенно СТАТИКА вам даст жесткость (упругие связи) по этим направлениям

Сообщение от REDS К слову хотел спросить.... насколько притолстой брать пластину...очевидно это зависит от усилий...а тут мы их не знаем. Так насколько толстая пластина??? 100 мм? или 20 мм?

конкретно для данной темы это к ней не относится, тут важна сама суть жестко-шарнирного узла

[REDS]

Сообщение от BoT Сообщение от REDS К слову хотел спросить.... насколько притолстой брать пластину...очевидно это зависит от усилий...а тут мы их не знаем. Так насколько толстая пластина??? 100 мм? или 20 мм? конкретно для данной темы это к ней не относится, тут важна сама суть жестко-шарнирного узла

Я Вас понимаю... может такое и возникнуть... но вам-то интересен конкретный случай (или я не прав)...возможно как раз у Вас и будет пластина достаточно податливой?
Нет...а если нарисовать траверсу...картина поменяется?

[BoT]

нееее, конкретный случай меня не интересует решение уже давно мы приняли мне было интересно услышать кто из пытливых умов что думает, ясно понятно что после этой темы ниукого взгляд на подобное не поменяется, чем больше мы говорим про нелинby тем слабее мне верится что мы начнем в нём считать и, кстати, "мягкая" пластинка сути не меняет к мягкой пластинке присобачим развитое сечение и получим тоже самое

шарнир и заделка это относительные понятия. Ты же пытаешься сказать что в твоей схеме возникает значимый момент. НО! Если ты посчитал схему с шарниром в этом месте и получил что все деформации уложились в норму значит в таком узле моментом можно пренебречь.Даже если он конструктивно исполнен - рамным. нет тут ничего нового. И о свае в этом случае можно тоже забыть - соблюдать правила конструирования и все.

[Ильнур]

Сообщение от BoT нееее, конкретный случай меня не интересует ...

Случай случаю рознь.
Допустим сечение колонны высотой 5 м трубчатое, 500х500, плита 100.
При нагрузке 500 тонн и смещении верха на 50 мм "эксцетриситет" более 200 мм, неучтенный момент примерно 100 т*м. Если сваи в плоскости стоят в ряд (допустим 4 шт.), то они должны воспринять примерно по 25 т*м и ростверк также напряжется сильно криво. Вроде есть о чем подумать. Но в таких случаях и шарнир по другому устраивается, (и схема свай выбирается соответствующая - это не в тему).
В случае гибкой колонны небольшого двутаврового сечения с нетолстой плитой и нормативных перемещениях верха колонны эти эффекты незначительны и думать уже не о чем.
Нужно конкретно смотреть. "Масштабировать" универсальный случай не получится.

Ваш пример? Не удовлетворяет жесткости сооружения .
В вашем случае предельное перемещение 10мм. Иначе схема не работает. В конечном итоге все эти предельные числа основаны на соотношении жесткостей. Ваш пример выпадает из "области определения".

читаем - глава 10 СНиП 2.01.07-85:

10.14. Горизонтальные перемещения каркасных зданий следует определять, как правило, с учетом крена (поворота) фундаментов. При этом нагрузки от веса оборудования, мебели, людей, складируемых материалов и изделий следует учитывать только при сплошном равномерном загружении всех перекрытий многоэтажных зданий этими нагрузками (с учетом их снижения в зависимости от числа этажей), за исключением случаев, при которых по условиям нормальной эксплуатации предусматривается иное загружение.
Крен фундаментов следует определять с учетом ветровой нагрузки, принимаемой в размере 30 % нормативного значения.
Для зданий высотой до 40 м (и опор конвейерных галерей любой высоты), расположенных в ветровых районах I-IV, крен фундаментов, вызываемый ветровой нагрузкой, допускается не учитывать.

Таблица 22

Здания, стены и перегородки

Крепление стен и перегородок к каркасу здания

Предельные перемещения fu

1. Многоэтажные здания

Любое

h/500

2. Один этаж многоэтажных зданий:

Податливое

hs/300

а) стены и перегородки из кирпича, гипсобетона, железобетонных панелей

Жесткое

hs/500

б) стены, облицованные естественным камнем, из керамических блоков, из стекла (витражи)

«

hs/700

3. Одноэтажные здания (с самонесущими стенами) высотой этажа hs, м:

Податливое

hs [FONT=Symbol]Ј[/FONT] 6

hs/150

hs = 15

hs/200

hs [FONT=Symbol]і[/FONT] 30

hs/300

_____________
Обозначения, принятые в табл. 22:
h - высота многоэтажных зданий, равная расстоянию от верха фундамента до оси ригеля покрытия;
hs - высота этажа в одноэтажных зданиях, равная расстоянию от верха фундамента до низа стропильных конструкций; в многоэтажных зданиях: для нижнего этажа - равная расстоянию от верха фундамента до оси ригеля перекрытия; для остальных этажей - равная расстоянию между осями смежных ригелей.
Примечания: 1. Для промежуточных значений hs (по поз. 3) горизонтальные предельные перемещения следует определять линейной интерполяцией.
2. Для верхних этажей многоэтажных зданий, проектируемых с использованием элементов покрытий одноэтажных зданий, горизонтальные предельные перемещения следует принимать такими же, как для одноэтажных зданий. При этом высота верхнего этажа hs принимается от оси ригеля междуэтажного перекрытая до низа стропильных конструкций.
3. К податливым креплениям относятся крепления стен или перегородок к каркасу, не препятствующие смещению каркаса (без передачи на стены или перегородки усилий, способных вызвать повреждения конструктивных элементов); к жестким - крепления, препятствующие взаимным смещениям каркаса, стен или перегородок.
4. Для одноэтажных зданий с навесными стенами (а также при отсутствии жесткого диска покрытия) и многоэтажных этажерок предельные перемещения допускается увеличивать на 30 % (но принимать не более hs/150).
10.15. Горизонтальные перемещения бескаркасных зданий от ветровых нагрузок не ограничиваются, если их стены, перегородки и соединяющие элементы рассчитаны на прочность и трещиностойкость.
10.16. Горизонтальные предельные прогибы стоек и ригелей фахверка, а также навесных стеновых панелей от ветровой нагрузки, ограничиваемые исходя из конструктивных требований, следует принимать равными l/200, где l - расчетный пролет стоек или панелей.
10.17. Горизонтальные предельные прогибы опор конвейерных галерей от ветровых нагрузок, ограничиваемые исходя из технологических требований, следует принимать равными h/250, где h - высота опор от верха фундамента до низа ферм или балок.
10.18. Горизонтальные предельные прогибы колонн (стоек) каркасных зданий от температурных климатических и усадочных воздействии следует принимать равными:
hs/150 - при стенах и перегородках из кирпича, гипсобетона, железобетона и навесных панелей,
hs/200 - при стенах, облицованных естественным камнем, из керамических блоков, из стекла (витражи), где hs - высота этажа, а для одноэтажных зданий с мостовыми кранами - высота от верха фундамента до низа балок кранового пути.
При этом температурные воздействия следует принимать без учета суточных колебаний температур наружного воздуха и перепада температур от солнечной радиации.
При определении горизонтальных прогибов от температурных климатических и усадочных воздействий их значения не следует суммировать с прогибами от ветровых нагрузок и от крена фундаментов.

[Sarman]

Сообщение от REDS К слову хотел спросить.... насколько притолстой брать пластину...очевидно это зависит от усилий...а тут мы их не знаем. Так насколько толстая пластина??? 100 мм? или 20 мм?

Вот этого я и незнаю к сожалению. Помню только как доцент (самый лучший специалист по МК в нашем регионе по словам экспертов) на лекциях говорил: "если взять толстую пластину, то базу можно считать жесткой". Только вот какой толщины не сказал. Да и я не спросил. Тогда я даже не думал, что буду заниматься контруированием. Был бы рад, если кото-нибудь объяснит мне это.

[Ильнур]

Сообщение от SergeyAB Ваш пример? Не удовлетворяет жесткости сооружения . В вашем случае предельное перемещение 10мм. Иначе схема не работает. В конечном итоге все эти предельные числа основаны на соотношении жесткостей. Ваш пример выпадает из "области определения". ...

Я не знаю, к чьему примеру это сказано, но, допустим, к п.34. Тогда так: сооружения бывают не только в виде зданий

[BoT]

Сообщение от Sarman Вот этого я и незнаю к сожалению. Помню только как доцент (самый лучший специалист по МК в нашем регионе по словам экспертов) на лекциях говорил: "если взять толстую пластину, то базу можно считать жесткой". Только вот какой толщины не сказал. Да и я не спросил. Тогда я даже не думал, что буду заниматься контруированием. Был бы рад, если кото-нибудь объяснит мне это.

буквально недавно проектировали здание бункеров, там по конструктивным соображениям были ограничены в высоте конструкции базы колонны, приняли плиту t50, ну и подкрепили небольшими ребрышками t16

[Sarman]

Я тоже недавно проектировал небольшой пристрой к техникуму. Связи
по колоннам нельзя было делать. Сделал жесткую базу с пластиной t40
без ребер с 4-мя анкерными болтами (по совету того же доцента).

[Ильнур]

По поводу толщины плиты думается так: плита работает на изгиб, то толщина должна быть такой, чтобы деформация плиты, например при работе в качестве опорной, не вызывала сильного искажения распределения давления от расчетного.
Рассчитанная по прочности на изгиб от давления порядка 1000 тонн/кв.м. (по бетону) стальная плита из ст.3 прогнется на величину 0,2-0,6% от размера расчетного участка. Такой прогиб не влияет существенно на картину распределения давлений.
Из этого следует, что плита и при обатной работе (на болт) может быть просто рассчитана на прочность от сосредоточенной нагрузки (болт).

[Sarman]

А я думал, что плита за счет своего веса "удерживает" колонну.
Почему-потому что у меня плита получилась тяжелее, чем сама колонна

[BoT]

Сообщение от Ильнур то толщина должна быть такой, чтобы деформация плиты, например при работе в качестве опорной, не вызывала сильного искажения распределения давления от расчетного.

и не только, еще её жесткость должна быть достаточной, чтоб не погнуться (тем самым провернуть опорное сечение на угол дельта) и не образовать таким образом на опоре шарнир. И в итоге получаем, что плита более подбирается по жесткости, но не по прочности

[Ильнур]

Сообщение от BoT и не только, еще её жесткость должна быть достаточной, чтоб не погнуться (тем самым провернуть опорное сечение на угол дельта) и не образовать таким образом на опоре шарнир. И в итоге получаем, что плита более подбирается по жесткости, но не по прочности

Ваша мысль первоначальна и я так же с этого и начал, правда применил термин "деформация", наверно надо было какое другое слово подобрать (типа "погнуться", изогнуться, выгнуться, прогнуться...). Я предполагал, что и так ясно, что речь не идет о пластических деформациях.
Далее привел к тому, что ЖЕСТКОСТИ предостаточно будет, если толщина подобрана по ПРОЧНОСТИ.
Можно проверить расчетом.
Есть естественный ограничитель: бетон имеет предел по смятию.

[BoT]

да возможно вы и правильно применили термин, меня с толку , наверно, сбило то, что вы заострили внимание на изменении характера эпюры контактных напряжений