[Regen]

У меня здание с сеткой колонн 6х9м, заказчик хочет безбалочное перекрытие, никогда его не делал, если у кого есть ссылочки или какая нибудь инфа в тему пожалуйста не жмитесь, буду очень признателен.

[p_sh]

, 6*9. надо долго думать.

[Regen]

Так то то и оно сейчас размышляю вообще реально ли это.

[AIK]

А чего тут думать? Дурнина это и перевод материала. Вуты и капители даже не спасут. Преднапряжение в построечных условиях тоже по людски никто не сделает. В моей практике была однажды похожая затея с балками сверху, причем в балках делали отверстия для пропуска коммуникаций, а межбалочное пространство засыпали керамзитом якобы для шумоизоляции. Заказчик когда все пироги увидел, сразу все безбалочные амбиции растерял.

[Regen]

Так подскажите оптимальный шаг колон при котором есть смысл в это ввязываться.

[Fagot]

6х6. есть серия - куб 2,5. если найдешь. схема безбалочная шаг 6х6. Если шаг увеличивать возникнет серьезная проблема с опорным узлом. Помоему шаг 6х6 максимальный для преемлемых затрат.

[@$K&t[163RUS]]

Максимум 7,2х7,2 (и то с опорным намучаешся)...

А лучше проверить в нелинейной постановке...
а то прогибы будут......
А если еще и ползучесть как-нибудь учесть...
Ухххххх.....
Удачи!!!

[SV]

http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=45

[Dmitry S.K.]

Сообщение от Regen Так подскажите оптимальный шаг колон при котором есть смысл в это ввязываться.

6,6х6,6 м для плоских монолитных перекрытий с сосредоточенным армированием (условные скрытые ригели).

7,2х7,2 м для сборно-монолитных плоских перекрытий в системе АРКОС-1 (серия Б1.020-17*).

[p_sh]

и моменты держит и прогибы... поперечную, видимо, без капители никак...
[ATTACH]1140033523.rar[/ATTACH]

[rakshin]

опять 25... чтда почему ж нельзя-то 6х9 делать безбалочной плитой? если толщиной 16 и полезная полтонны, то конечно нельзя, а если от 22мм и полезная 200-300кг - то вполне. вопрос только в крайних колоннах, в которые если и можно защемться, то только частично. Так что обычно приходитя там шаг уменьшать, либо делать балку и считать ее на кручение.

[Regen]

Сообщение от p_sh и моменты держит и прогибы... поперечную, видимо, без капители никак... [ATTACH]1140033523.rar[/ATTACH]

Большое спасибо за такое отношение к моей проблеме. Вот только .... В приложеном архиве вы рассматриваете это перекрытие как неразрезную балку с тремя пролетами по 9м, (на самом деле у меня два), но это второе, а первое - наверное эта схема справедлива только для участка в створе с колоннами, а наибольшие прогибы будут в цетре между сеткой колонн (или не так? Да поправят меня старшие товарищи). Ведь в этом случа плита работает не по балочной схеме а как мембрана.

[Sinuss]

Посмотрел литературу - английские товарищи допускают и большие пролёты, только для шага колонн 6х9м они рекомендуют толщину плиты от 28 до 34 см в зависимости от нагрузки на перекрытие.

[@$K&t[163RUS]]

Будьте столь любезны, а английские товарищи ничего не упоминают про проемы и отверстия в монолитном безбалочном перекрытие :?:

В свете темы http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6144

[p_sh]

Сообщение от Regen Большое спасибо за такое отношение к моей проблеме. Вот только .... В приложеном архиве вы рассматриваете это перекрытие как неразрезную балку с тремя пролетами по 9м, (на самом деле у меня два), но это второе, а первое - наверное эта схема справедлива только для участка в створе с колоннами, а наибольшие прогибы будут в цетре между сеткой колонн (или не так? Да поправят меня старшие товарищи). Ведь в этом случа плита работает не по балочной схеме а как мембрана.

это так сказать первая прикидка (схема не очень сильно будет отличаться (соотношение сторон 1,5)), не страшное-ли что получается.
конечно, ожидается увеличение надопорной арматуры, Радует что есть запас по прогибу... Что 2 пролета - не оч хорошо. Лучше всего сделать консольные выпуски плиты за крайние колонны (и момент в колоннах меньше и заанкерится будет куда) вылет консоли зависит от принятого стенового ограждения и др...

Нагрузки хоть скажите...

[Regen]

Нагрузки примерно такие:
От отделки пола - 216 кг/м2 (0,1м*1800кг/м2)
Полезная - 480 кг/м2 (торговые)
Это все расчетные с коэф. 1,2.

[Sinuss]

студент063

One 150mm square hole assumed to adjoin each column. Larger holes may invalidate the data below.

[Regen]

Сообщение от Sinuss студент063 One 150mm square hole assumed to adjoin each column. Larger holes may invalidate the data below.

А можно по-русски, а то как-то в языках не силен ( да и признаться учил французский)

[@$K&t[163RUS]]

Лучше всего сделать консольные выпуски плиты за крайние колонны (и момент в колоннах меньше и заанкерится будет куда) вылет консоли зависит от принятого стенового ограждения и др...

Заанкерится может у будет куда, но вот момент в колоннах меньше - это смотря как загружать... Нас учили делать кучу загружений с нагрузками в шахматном и полосовом расположении... Так-что тут уж как получится... ведь консоли не обязательно получатся загруженными, можно будет учесть только их собсвенный вес (он-то уж некуда не денется)
10 d16 это круто на ширину 1м не многовато, даже с такой толщиной плиты процент армирования неслабый получится... :?:

[@$K&t[163RUS]]

Sinuss :

Не многословны наши английские товарищи....
А картинок нету?
Скиньте пожалуйста

[Sinuss]

Regen

Ну с языками теперь просто, заходите на
http://www.online-translator.com, вставляете текст и получаете:

Один 150mm квадратное отверстие, предполагаемое примыкать к каждой колонке. Большие отверстия могут лишить законной силы данные ниже.

студент063

Английские товарищи заняты непосильным трудом создавая райскую жизнь акулам мирового империализма. Не до картинок им, excuse...

[p_sh]

Сообщение от Regen Нагрузки примерно такие: От отделки пола - 216 кг/м2 (0,1м*1800кг/м2) Полезная - 480 кг/м2 (торговые) Это все расчетные с коэф. 1,2.

все ухудшилось.
без капителей точно никак....
быть может maestro даст некоторые рекомендации по РС.

10 d16 это круто на ширину 1м не многовато, даже с такой толщиной плиты процент армирования неслабый получится...

да и ситуация нестандартная...

[AlfF1]

обычное дело от 7.2х7.2 с капителями.....думаю и 6х9 можно....капители будут прямоугольными развитыми в сторону большего пролета..получается такой балансир...толщина перекрытия мин 300..обязательно учесть нелинейность!!!
в ближайшее время собираюсь делать 8.3х8.3

[AlfF1]

10 d16 это круто на ширину 1м

хе-хе ...ф20 шаг 100 не раз приходилось применять
а ф16 шаг 100 обычное дело...

[Regen]

Щас собираюсь кинуть балки по контуру и прикинуть для начала что из этого получиться. Хотя очень не хочется считать кручение.

[fund]

Однажды я участвовал в проектировании безбалочного перекрытия 10,5х10,5 толщиной 250мм. Его даже выполнили в натуре. И теперь мне чего-то не посебе стало от ваших осуждений. [sm1300]
Правда успокаивает то, что проект проходил экспертизу в Проектстальконструкции и вроде даже всё ОК было. [sm2400]

[@$K&t[163RUS]]

проект проходил экспертизу в Проектстальконструкции и вроде даже всё ОК

Трансвааль тоже "прошел" экспертизу

Проектстальконструкции

может там скрытые мет балки... иначе прогибы => бесконечность :?

[fund]

Скрытых металлических балок нет, есть пространсвенные каркасы.
А экспертиза была нормальная не для того чтобы получить разрешение на строительство или т.п., а для проверки правильности проектных решений. [sm2604]

[p_sh]

Сообщение от fund Однажды я участвовал в проектировании безбалочного перекрытия 10,5х10,5 толщиной 250мм. Его даже выполнили в натуре. И теперь мне чего-то не посебе стало от ваших осуждений. [sm1300] Правда успокаивает то, что проект проходил экспертизу в Проектстальконструкции и вроде даже всё ОК было. [sm2400]

капители были??? а то продавливание сразу не получается и все остальное....

[Sinuss]

fund

Однажды я участвовал в проектировании безбалочного перекрытия 10,5х10,5 толщиной 250мм. Его даже выполнили в натуре.

Сколько времени прошло после строительства? Какие прогибы расчётные, как рассчитывались, какие реально? И какие нагрузки?Ответьте пожалуйста.

[fund]

Капители были. Расчетные значения прогибов - (занимаюсь поиском расчётов). В действительности прогибы измерялись когда наполняли аквариум огромных размеров данных не имею к сожалению, но предпринимаю попытки для того чтобы их получить.
Нагрузка на перекрытие 600 кг/м кв.
Времени прошло - адииин гооод [sm800]

[lera_lev]

Я считаю на Лире 9.2 перекрытие 8х8метров толщина 250мм безбалочное ставлю поперечную арматуру по расчету здание 18 этажей 17 построено. Боюсь сильно. Все на форуме расказывают про капители но строители против страшно. Пока стоит но все больше сомнений после прочтения форума. Другой объект 6.5х6метров колоны 30х30 см стоит год но полы еще не сделали видимых трещин нет. Может я не правильно поступаю сильно рискую хотя все делаю по расчету. Дайте уверенности!!!

[p_sh]

Сообщение от lera_lev Я считаю на Лире 9.2 перекрытие 8х8метров толщина 250мм безбалочное ставлю поперечную арматуру по расчету здание 18 этажей 17 построено. Боюсь сильно. ... Дайте уверенности!!!

дайте решения, может появится критика. Без конкретики сложно

[Xo66iT]

Мда, че то застрашили напрочь ))

Вот схемка на рассмотрение
Перекрытие – двухосно преднапряженная монолитная железобетонная плита, пространственная конструкция которой состоит из взаимопересекающихся надколонных полос (скрытых ригелей) с размещением в них преднапрягаемой арматуры.
Монолитное перекрытие каркаса сооружения выполнено с напрягаемой арматурой без сцепления с бетоном (натяжение осуществляется на бетон). Ячейка каркаса в продольном направлении по буквенным осям – 11,0 м, в поперечном направлении по цифровым осям – 9,00 м, 7,15 м, 5,00 м.
Перекрытие в надколонных полосах имеет толщину в продольном направление 350 мм, и ширину 3000 мм, в поперечном направлении – 300 мм, и ширину 2000 мм. В середине ячеек между надколонными полосами толщина перекрытия 180 мм.

Ширина надколонной полосы меняется в зависимости от размеров ячейки (3000 мм только в 11х9)

[Fagot]

Xo66iT, интересное решение. только я не понял, как у вас ригели скрытые если толщина плиты 180мм, а ригеля 350? колонны с капителями? где будет проходить шов м/у захватками и как он будет решаться?

[NIPIOLEG]

Косвенно учавствовал в проектировнии известного Макромира (где рухнул этаж при монтаже) в Питере 8х10, перекрытия и колонны проектировали другие. Нижележащий этаж выдержал многократное превышение нагрузки- огромная куча сырого бетона. мое мнение осталось незыблимым - плохая схема, отверстия не сделать получается балочная схема. (нельзя трогать капители и скрытые балки, дырявить только в средней части, а кому нужны дырки посреди зала)

[NIPIOLEG]

А почему бы не сделать схему 6х9 из сборного ж/б, помоему идеальный вариант. И монтаж быстрый.

[Xo66iT]

Сообщение от Fagot интересное решение. только я не понял, как у вас ригели скрытые если толщина плиты 180мм, а ригеля 350? колонны с капителями? где будет проходить шов м/у захватками и как он будет решаться?

Уверяю вас, что когда смотришь на конструкцию с такими пролетами в живую то ригели эти явно скрытые )))

Колонны без капителей подвал 800*800, выше 670*670
Шов как обычно, мет. сеткой, на 1/4 пролета.
[ATTACH]1143114221.jpg[/ATTACH]

[NIPIOLEG]

Сообщение от Xo66iT Сообщение от Fagot интересное решение. только я не понял, как у вас ригели скрытые если толщина плиты 180мм, а ригеля 350? колонны с капителями? где будет проходить шов м/у захватками и как он будет решаться? Уверяю вас, что когда смотришь на конструкцию с такими пролетами в живую то ригели эти явно скрытые ))) Колонны без капителей подвал 800*800, выше 670*670 Шов как обычно, мет. сеткой, на 1/4 пролета. [ATTACH]1143114221.jpg[/ATTACH]

ваше перекрытие назвать безбалочным язык не поворачивается , в безбалочном перекрытии ригели в толще плиты и их действительно не видно, видны только капители жаль фотки нет. Толщина плиты в вышеназванном макромире была 220. капители 500. И никаких видимых ригелей (хотя они там и были

[Xo66iT]

Сообщение от NIPIOLEG ваше перекрытие назвать безбалочным язык не поворачивается , в безбалочном перекрытии ригели в толще плиты и их действительно не видно, видны только капители жаль фотки нет. Толщина плиты в вышеназванном макромире была 220. капители 500. И никаких видимых ригелей (хотя они там и были

Все таки я бы назвал эту плиту безбалочной 350мм, имеющей уменьшение толщины в центре ячейки до 180мм))

Да и толщину полос 350мм сделали только из-за появившихся в процессе проектирования консолей по 3-4,5 м. До этого толщина была 300мм

[taras]

Xo66iT

Оригинально
Как прогибы расчетные
и фактически если измерялись
Чем вызван такой большой шаг колон

[@$K&t[163RUS]]

Все таки я бы назвал эту плиту безбалочной 350мм, имеющей уменьшение толщины в центре ячейки до 180мм))

А я бы даже "безбалочное" перекрытие БелНИИСа не назвал бы безбалочным, хоть там и нет визуальных балок.
По мне вообще надо вводить еще одну разновидность, что-то типа "монолитное перекрытие со скрытой балочной системой" :!:
А все потому, что и работают они по-разному, и КЭ-модель строится по другому! Ну это для нас расчетчиков и конструкторов, аархитекторы пусть как хотят так и именуют, им то все равно как и где распологается ар-ра, да консоли по 4 м нам только снятся, а у них нет проблем

[loft]

А как же жилье?...там пролеты и поболе будут. Лично проектировал жилой дом, с неравномерным шагом и пролетом... один из таких 7х10.
Вопрос только в расчете на продавливание, ну и прогибы. Методика Залесова по расчету безбалочных перекрытий НИИЖБ.
Перекрытие было толщиной 200мм . Использование скрытых ригелей. Дом 25 этажей. Ныне стоит и эксплуатируется

[taras]

loft
Это что у тебя дом с пролетами 7х10 м высотой 25 этажей
колоны какие получились?

[@$K&t[163RUS]]

>>loft

Методика Залесова по расчету безбалочных перекрытий НИИЖБ.

Это которая от 1993 года по методу заменяющих рам или что-то новее вышло :?: Если новее то дайте ссылочку, если нетрудно

[loft]

На нижних этажах 800х300, а на верхних 500х300

[Xo66iT]

2 taras
Шаг вызван исключительно архитектурой, атриум
Здоровое пространство)))

Я когда увидел, что у меня будут консоли по 4-4,5 метра я выпал в осадок, потом немного отошел.

И мне показали, что появится консоль 6,1м вот тогда я о@уел ((((

[taras]

loft
Если не трудно можете поподробнее
описать конструкции этого здания
расчет на чем делали
с учетом совместной работы с основанием
Не могу поверить что в 25 эт здании колоны 800х300
Клас бетона какой или прокат вводили

[loft]

Я тоже не в восторге был от такой конструемы...но прислушались к более влиятельному мнению...по доброй воле я бы больше 6х6 не делал

[NIPIOLEG]

Сообщение от loft А как же жилье?...там пролеты и поболе будут. Лично проектировал жилой дом, с неравномерным шагом и пролетом... один из таких 7х10. Вопрос только в расчете на продавливание, ну и прогибы. Методика Залесова по расчету безбалочных перекрытий НИИЖБ. Перекрытие было толщиной 200мм . Использование скрытых ригелей. Дом 25 этажей. Ныне стоит и эксплуатируется

насколько я помню чтобы запроетировать безбалочное перекрытие соотношение сторон должно быть близко к 1, 9х6 точно не подходит а 7х10 просто не помню точную цифру.
Машинный расчет проверял методом заменяющих рам вручную. Значения получились достаточно близкие

[loft]

немного уточню... в подвале были все-таки 1000х300, со 2-го этажа 800х300..и после 15 - 500х300...Но эта схема очень идеализирована...на самом деле системы в шаге несущих конструкций не было никакой...
Могу сказать, что был превышен процент армирования колонн в 2 раза..такое допускается в комбинации с дополнительныи поперечным армированием. Бетон В25...
Жесткой арматуры не было

[loft]

Метод заменяющих рам и использовался...и нагрузки в запас принимались по грузовой площади

[taras]

loft
Ты знаешь еще немного уточни

[loft]

что именно уточнить?... расчет производился и в SCADe, и в Stark.
На самом деле геммороя было достаточно, просто выбора не было...
Причем заказчик экономил и бетон и арматуру...расход арматуры на куб бетона плиты - 150-180 кг

[taras]

7х10 мх 1,5 т.м=105 т
что ты хочешь сказать что плита 20 см на продавливание
выдержит 105 т
а колоны если брать по проценту армирования =Аs/bh0
Прикинь какое h0
где-то 25% получится

[Sinuss]

Xo66iT

Сами постнапряжение считали? А кто выполнял работы по постнапряжению? Может ссылками на какую информацию можете поделиться(по расчёту, по производству работ)?

[loft]

Это какую же нагрузки вы приняли?
В таком случае на колонну в 10 этажей уже 1000 тонн получится..что-то не бьет...У нас получилось нагрузка от колонны на фундамент 1000 тонн на все 25 этажей...вы учтите перераспеределение усилий..тупо брать не получится

[loft]

Там схема армирования на продавливание очень сложная...заармируюте зону продавливания как положено и никуда у вас ничего не денется

[Aragorn]

К лету вроде 9х12 будем проектировать. Если что - выложу. Сейчас безбалочный подземный гарад проектирую 6х7.2 с нагрузкой от НК-80, там тоже капители. Если надо кому - могу скинуть.

[taras]

Есть требование
арматура не более 50% от бетона

[loft]

50% - этого я не видел...так это жебудет чистое переармирование...бетон не работает

[p_sh]

Сообщение от loft 50% - этого я не видел...так это жебудет чистое переармирование...бетон не работает

однако всякий процент (10, 25, 50) д.б. обоснован нормами .
taras, подскажите где в нормах есть ограничение на максимальный процент армирования, кроме раздела 5 СНиП, где оговорены только минимальный процент армирования, защитный слой, и минимальное расстояние между стержнями, вероятно при соблюдении последних бетон всё еще будет работать совместно с арматурой.
следуя данным правилам сечение 300*500 можно заармировать порядка 12%. ЯТД только этим ограничена неуёмная фантазия проектировщика.
[ATTACH]1143177983.JPG[/ATTACH]

[taras]

Извините за неполный ответ
насчет 50% я имел ввиду поперечную арматуру в плите
это насчет плиты пролетом 7х10 м при толщине 20 см
Насколько я знаю арматуры не может понести
более чем 50% от несущей способности бетона на продавливание
так что как там не армируй плита без нарушений требований не сделаешь

А насчет колон: Руководство по конструированию

3.64. Площадь сечения рабочей арматуры колонны определяется расчетом и должна удовлетворять требованиям п. 3.8 настоящего Руководства.
Площадь сечения продольной рабочей арматуры не рекомендуется назначать более 5 % площади поперечного сечения колонны.
Сечение колонны, испытывающее действие изгибающих моментов, различных по знаку, но близких по величине, рекомендуется армировать симметричной продольной арматурой.

Это только рекомендательное требование
Обязательных я не находил

[Xo66iT]

2 Sinuss

Напрягаемой арматурой занимается НИИЖБ, а работы выполняет контора при НИИЖбе

А информации полно сдесь на сайте в нормативах лежит Пособие по применению стальных канатов, Пособие по проектированию конструкций с напрягаемой арматурой.

2 taras
Плита 20 см при колонне 800х300 несет 56,3 т

[taras]

Уточнил в литературе
Бетон и арматура не более 2N
де N-усилие прдавливания которое воспринимается бетоном
Если продавливающая сила более 2N
необходимо увеличить клас бетона или толщину плиты
Не об этом речь
Меня в проекте Loft
заинтересовали 2 вещи
1-прочность колон нижних этажей
особенно при учете совместной работы с грунтовым основанием
2-прогибы плиты 20 см при пролетах 7х10 м

Очень хотелось бы получить ответ
Насчет своего предыдущего сообщения
еще раз убеждаюсь что всегда надо посмотреть в литературу
перед высказыванием
Плиты на продавливание считаю в
Инженерном калькуляторе

[Xo66iT]

2 loft

В таком случае на колонну в 10 этажей уже 1000 тонн получится..что-то не бьет...У нас получилось нагрузка от колонны на фундамент 1000 тонн на все 25 этажей...вы учтите перераспеределение усилий..тупо брать не получится

Это как же у вас получилось при пролетах 7х10 1000 тонн на колонну ?????

7(м)х10(м)х1(т/м2)х25(этажей)=1750 т

Мда и при колонне 500х300 плита 20см не пройдет , наверное у вас все таки не явная сетка 7х10, а просто присутствуют такие пролеты по 7 и 10 метров, Нужон план ))) Без планировки все разговоры сводятся к гаданию на кофейной гуще ИМХО

[rakshin]

че-то бред какой-то начался.
1. При расчете на продавливание учитываетсянарузка с одного этажа, все остальное "убегает" в колонну. Но даже при этом трудно обойтись только хомутами при шаге 7х10.
2. Плиты 7х10 с толщиной 20см - реально, но на самом пределе. Я бы не стал рисковать, зная качество выполняемых на объектах работ.
3. При шаге 7х10 и высоте 25 этажей внизу колонны - 800х300? Ну, не знаю... Был случай при такой этажности и 700х300 проходили, но там грузовая площадь не больше 16 кв.м. была. А у вас... Кстати, в переарированной колонне ничего хорошего нету, ее нельзя считать по обычным формулам, как учили в школе. А процент надо стараться выдерживать в рйоне 1-3%, самый оптимальный вариант.

[Romka]

Ребята, вопрос на засыпку.
А кто считал плиты подобных (6х9) пролетов на прогибы с учетом ползучести, трещин в растянутой зоне, с учетом процента армирования и напряжений в арматуре (я имею ввиду на на компе, а в рукопашную)? Ведь все наши подручные программы считают железобетон упругим материалом. А это далеко не так: при трещинах в плите ее жесткость значительно снижается [sm2600].
К слову, пустотые плиты пролетом более 4.8 м обязательно - предварительно-напряженные (см ГОСТ 9561—91, п 1.2.7) :wink:

[rakshin]

Расчеты на прогибы впрограммах проводятся по СНиП 84*, так что не вижу причины им не доверять. Хотя сам на всякий случай периодически проверяю вручную.

[Om81]

Сообщение от rakshin Расчеты на прогибы впрограммах проводятся по СНиП 84*, так что не вижу причины им не доверять. Хотя сам на всякий случай периодически проверяю вручную.

Это в каких таких программах?.. Железобетон на прогибы надо считать нелинейно - насколько я знаю, это делает "Лира", но, например, не СКАД. Здесь море тем ведь было по этой проблеме.. Результаты расчета программ типа "СКАДа" ни коим образом не соответствуют реальности при расчетах по 2 состоянию..

Сообщение от p_sh Сообщение от loft 50% - этого я не видел...так это жебудет чистое переармирование...бетон не работает однако всякий процент (10, 25, 50) д.б. обоснован нормами . taras, подскажите где в нормах есть ограничение на максимальный процент армирования, кроме раздела 5 СНиП, где оговорены только минимальный процент армирования, защитный слой, и минимальное расстояние между стержнями, вероятно при соблюдении последних бетон всё еще будет работать совместно с арматурой. следуя данным правилам сечение 300*500 можно заармировать порядка 12%. ЯТД только этим ограничена неуёмная фантазия проектировщика. [ATTACH]1143177983.JPG[/ATTACH]

Есть мнение, что арматура в сжатых элементах, которая расположена внутри сечения - как в этой колонне - не работает. и моменты слабо держит. Т.е. армирование в колоннах лучше распределять по контуру элемента, но не внутри его. Если не проходит с арматурой по контуру, то увеличивать сечение или класс бетона, причем предпочтительнее увеличить именно сечение, а не класс бетона.
сейчас под рукой нет обоснования, но на работе обязательно найду.

[YVV]

Сообщение от ЛИС Есть мнение, что арматура в сжатых элементах, которая расположена внутри сечения - как в этой колонне - не работает. и моменты слабо держит. Т.е. армирование в колоннах лучше распределять по контуру элемента, но не внутри его. Если не проходит с арматурой по контуру, то увеличивать сечение или класс бетона, причем предпочтительнее увеличить именно сечение, а не класс бетона. сейчас под рукой нет обоснования, но на работе обязательно найду.

Ну с моментами все понятно и без обоснования, а вот что касается продольных сил, то в принципе при соответствующем поперечном армировании (чтоб бетон не повылущивало теряющими устойчивость стержнями) ИМХО почему бы и не работать..
Вопрос в целесообразности такой колонны - ИМХО проще на металл перейти. И считать такую колонну надо наверно не по СНиП.

[taras]

YVV
Вопрос в целесообразности такой колонны - ИМХО проще на металл перейти

Для нижних этажей зданий
пожарная безопасность

[p_sh]

...кроме раздела 5 СНиП, где оговорены только минимальный процент армирования, защитный слой, и минимальное расстояние между стержнями, вероятно при соблюдении последних бетон всё еще будет работать совместно с арматурой. следуя данным правилам сечение 300*500 можно заармировать порядка 12%. ЯТД только этим ограничена неуёмная фантазия проектировщика. [ATTACH]1143177983.JPG[/ATTACH]

Коллеги, здесь без особых пристрастий на истину, показано предельное насыщение армирования по органичениям указанным в СНиП, буду приветствовать новые (не известные мне) нормативные ограничения...

И считать такую колонну надо наверно не по СНиП.

от чего-же, требования норм выполнены....

[taras]

Еще раз повторюсь

3.64. Площадь сечения рабочей арматуры колонны определяется расчетом и должна удовлетворять требованиям п. 3.8 настоящего Руководства.
Площадь сечения продольной рабочей арматуры не рекомендуется назначать более 5 % площади поперечного сечения колонны.
Сечение колонны, испытывающее действие изгибающих моментов, различных по знаку, но близких по величине, рекомендуется армировать симметричной продольной арматурой.

Это только рекомендательное требование
Обязательных я не находил

[Om81]

Сообщение от taras Еще раз повторюсь 3.64. Площадь сечения рабочей арматуры колонны определяется расчетом и должна удовлетворять требованиям п. 3.8 настоящего Руководства. Площадь сечения продольной рабочей арматуры не рекомендуется назначать более 5 % площади поперечного сечения колонны. Сечение колонны, испытывающее действие изгибающих моментов, различных по знаку, но близких по величине, рекомендуется армировать симметричной продольной арматурой. Это только рекомендательное требование

- и наверняка связанное с экономией материала (высокопрочного металла) в масштабах страны)

[YVV]

Сообщение от p_sh И считать такую колонну надо наверно не по СНиП. от чего-же, требования норм выполнены....

Вообще ИМХО ф-лы СНиП ориентированы больше на расчет элементов с арматурой сосредоточенной у граней, но в принципе пользуясь общим случаем Вы допустим определите продольное армирование. А затем чтобы вся продольная арматура работала Вам необходимо обеспечить ее устойчивость. Вот тут начинаются сложности.

Цитирую СНиП
"5.22.... При этом конструкция поперечной арматуры должна обеспечивать закрепление сжатых стержней от их бокового выпучивания в любом направлении. ...
Если насыщение элемента требуемой по расчету сжатой продольной арматурой S составляет свыше 1,5%, а также если все сечение элемента сжато и общее насыщение арматурой S и S' свыше 3%, расстояние между хомутами должно быть не более 10 и не более 300 мм. ..."

Вот, а теперь представьте, сколько там надо будет поставить хомутов при армировании 12%. Вы думаете разработчики СНиП учитывали такие фантазии и решили, что 12 %, что 3% один хрен.
Как точно, пользуясь СНиП, определить достаточное количество хомутов? И как, после установки еще и всего этого количества поперечной арматуры, Вы сможете качественно пробетонировать колонну? Какой коэффициент вводить, учитывающий качество бетонирования?
Если же поперечного армирования будет не хватать, то часть продольных стержней не будет работать. Какая часть? Как это учесть?

2 taras
Что касается пожарной безопасности, то металл можно оштукатурить по сеточке. Я не отрицаю, что возможно в некоторых случаях целесообразность есть, но это наверно очень неординарные случаи
И устройство таких колонн требует очень тщательного исполнения. В моей практике был случай, когда колонны вышележащих этажей сечением 600х600 бетонировали со смещением 60-70 мм относительно нижележащих, представьте какой момент возникнет в рассматриваемой колонне, при таком "случайном" эксцентриситете и продольной силе, на которую расчитано это сечение.

[taras]

При проектировании колон стараюсь
не закладывать арматуры больше 5%
а лучше 3%
Вообще то я придерживаюсь мнения что в колонне должен бетон работать (то архитекторам площади не проходят то что-то еще)

YVV
Что касается пожарной безопасности, то металл можно оштукатурить по сеточке. Я не отрицаю, что возможно в некоторых случаях целесообразность есть, но это наверно очень неординарные случаи

Можно оштукатурить но если здание монолитное не будешь
внизу на металл переходить

YVV
В моей практике был случай, когда колонны вышележащих этажей сечением 600х600 бетонировали со смещением 60-70 мм относительно нижележащих, представьте какой момент возникнет в рассматриваемой колонне, при таком "случайном" эксцентриситете и продольной силе, на которую расчитано это сечение.

А вот это зачем
Я так прикидываю в этом здании этажей 20 будет

С высказывания YUU по поперечной арматуре в колоннах согласен
только по опытным данным вот отсюда и рекомендации норм

[p_sh]

Коллеги, касательно колонны со страшным (12%) армированием. Предлагаю к рассмотрению вариант армирования с соединением поперечной арматуры с продольной на сварке. ЯТД, страшно сечение не выглядит.
Конструкция - сварные сетки с продольной арматурой d40 (3 шт) и поперечной (по расчету) объединяются в пространственный каркас при помощи ( в данном случае) 3-х шпилек.
[ATTACH]1143608682.JPG[/ATTACH]

[DTab]

[quote="Om81"]

Сообщение от taras Еще раз повторюсь 3.64. Площадь сечения рабочей арматуры колонны определяется расчетом и должна удовлетворять требованиям п. 3.8 настоящего Руководства. Площадь сечения продольной рабочей арматуры не рекомендуется назначать более 5 % площади поперечного сечения колонны. Сечение колонны, испытывающее действие изгибающих моментов, различных по знаку, но близких по величине, рекомендуется армировать симметричной продольной арматурой. Это только рекомендательное требование

Это связано с разрушением конструкции по бетону. Для переармированных сечений наступает такой момент когда сколько арматуры не закладывай несущая способность расти не будет (а если и будет то очень и очень незначительно). Надо бы это сечение проверить по деформационной модели (не только по растянутой арматуре , но и по сжатому бетону)

И один вопрос - если колонна многоярусная то как в такой тесноте осуществить стык арматуры.

[p_sh]

арбат не подавился. - посчитал.
без стержней в центральной части несущая способность снижанется на 30%
[ATTACH]1143613013.rar[/ATTACH]

если колонна многоярусная то как в такой тесноте осуществить стык арматуры.

отталкиваясь от размеров колонны, можно предположить, что приходящая на нее грузовая площадь (по условию продавливания) не будет слишком большой. Расстояние между вертикальными стержнями d40 составляет 95мм. т.е можем предполагать о верхней арматуре в плите - d16 с шагом 95 (диаметр не больше). т.е. получается не гуще, чем при армировании зоны продавливания, где поперечная арматура может устанавливаться с шагом 70 мм.

[taras]

p_sh
Коллеги, касательно колонны со страшным (12%) армированием. Предлагаю к рассмотрению вариант армирования с соединением поперечной арматуры с продольной на сварке. ЯТД, страшно сечение не выглядит.

Вообще то если сварка ручная то такое соединение
не считается расчетным
не знаю в данном случае считать-ли поперечную арматуру
расчетной или нет

DTab
И один вопрос - если колонна многоярусная то как в такой тесноте осуществить стык арматуры.
Я думаю имелся ввиду стык колон по высоте
надо смотреть нормативы для ванной сварки

[p_sh]

Сообщение от taras Я думаю имелся ввиду стык колон по высоте надо смотреть нормативы для ванной сварки

да по высоте проблема.
Действительно колонну - хоть на заводе изготовляй (о вопросах пробетонирования), а монтаж - это монтаж. Если разнести по высоте внутрненние и наружные стержни не удастся, то решение невыполнимо.

например, если так?:
[ATTACH]1143616373.JPG[/ATTACH]

[DTab]

[quote="p_sh"]арбат не подавился. - посчитал.
без стержней в центральной части несущая способность снижанется на 30%

Программа АРБАТ предназначена для подбора арматуры или проверки несущей способности элементов железобетонных конструкций с заданным армированием согласно требованиям СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции. Насчет переармированных сечений там все как-то туманно через ξ и ξr , а вот в СП52-101-2003 имеется расчет по деформационной модели со следующими вариантами разрушения:
1. В крайнем волокне сжатого бетона достигаются деформации, равные предельным деформациям (εb= εb,u) , а деформации растянутой арматуры соответствуют деформациям на горизонтальном участке диаграммы состояния арматуры (σs= Rs).
2. В крайнем волокне сжатого бетона достигаются деформации, равные предельным деформациям (εb= εb,u) , а деформации растянутой арматуры соответствуют деформациям на наклонном участке диаграммы состояния арматуры (σs=εs * Es).
3. В растянутой арматуре деформации достигают предельной величины (εs= εs,u), а деформации в сжатом бетоне соответствуют деформациям на горизонтальном участке диаграммы состояния бетона (σb= Rb).
4. В растянутой арматуре деформации достигают предельной величины (εs= εs,u), а деформации в сжатом бетоне соответствуют деформациям наклонного участка диаграммы состояния бетона (σb=εb * Eb).


Из 4-х вариантов выбирается вариант с наименьшей несущей способностью и она скорее всего будет значительно меньше чем посчитанная в АРБАТЕ т. к. старые нормы основываются на п.4.

[NatalkaS]

Сообщение от Romka Ребята, вопрос на засыпку. А кто считал плиты подобных (6х9) пролетов на прогибы с учетом ползучести, трещин в растянутой зоне, с учетом процента армирования и напряжений в арматуре (я имею ввиду на на компе, а в рукопашную)?

Я считала. Со всем вышеперечисленным и с учетом атомных формул 138, 139, 160-169 и с определением всех компонентов формулы 170Потом проверяла себя по примерам из "Пособия...", пример 57 сошелся с точностью до сотых, другой не сошелся процентов на пять, кажется... Я так и не смогла найти, почему.

Попыталась посчитать по п.4,35, но такая ерунда получалась. И не стала я дальше копать.

[vladimir1963]

Доброго времени суток. У кого-нибудь есть проверенные разработки безбалочного монолитного перекрытия 6х9 для торгового центра(вр.нагр.Р=400кг/м2), здание 2-х этажное, Нэт.=4.2м? Будьте добры, помогите, очень надо(заказчик уперся, ему нужны именно безбалочные, бескапительные монолитные перекрытия 6х9, мотивация: беспрепятственное прохождение инженерных коммуникаций). Все доводы, разъяснения, что такое невозможно заказчик не принимает, поэтому уважаемые форумчане прошу вас помочь, в основном интересует проверенный узел сопряжения монолитной ж.б. колонны(400х400мм) с монолитным ж.б. перекрытием(200мм).

[avrubtsov]

http://www.xn--90anbbolbfjcffdk2n.xn...monolitperekr/

можно так попробовать

[vladimir1963]

avrubtsov
Спасибо, интересное решение, но можно как-нибудь без предварительного напряжения. Мне надо разработать КЖ, если принять предложенный вариант, то мне придется подробно описывать технологию предв. напряжения и сделать соответствующий расчет, это непросто.