[Vinco]

Следующий вопрос какой выбрать тип фундамента?

Исходные данные:
Снеговой район - 3
Ветровой - 2
Имеем каркас разработанный иностранной фирмой. Трехпролетное здание с пролетами 18м. 2 пролета высокая часть, 1 пролет низкая. Не буду вдаваться в расчетную схему. Но на фундамент под центральную колонну самая невыгодная комбинация выходит следующая:

N=-11,3т (да да, все так и есть - отрыв)
Qx=15т
Qy=12,7т
My=85т*м

для достоверности выкладываю базу. Обратите внимание на количество и диаметр болтов

[IMG]http://i035.***********/1105/a0/f4076b5a381at.jpg[/IMG]

Забыл сказать про грунты: просадочный суглинок первого типа с хорошим начальным просадочным давлением 0,2Мпа
ниже суглинок твердый

[GIP]

можно и отдельностоящий, можно и свайные ростверк,
вопрос, что дешевле в вашем случае )

[Vinco]

При расчете как отдельностоящий подошва фундамента получилась 6х6м вручную и почти столько же в программе. При шаге колонн в 6м, столбчатый не покатит, сваи заказчик бить категорически отказался. На данный момент остановились на монолитнойленте связывающей эти колонны. Варианты кроме ленты есть?

[GIP]

Сообщение от Vinco При расчете как отдельностоящий подошва фундамента получилась 6х6м вручную и почти столько же в программе. При шаге колонн в 6м, столбчатый не покатит, сваи заказчик бить категорически отказался. На данный момент остановились на монолитнойленте связывающей эти колонны. Варианты кроме ленты есть?

ростверк на буронабивных сваях ), нагрузки конечно подозрительно отрывающие )

P.S. Не знаю есть ли мостовые краны в вашем здании, но если считать с допускаемым отрывом без таковых, то размеры получаются отдельного фундамента 6х4.5 или 6.9х3.6,

[Vinco]

Сообщение от GIP ростверк на буронабивных сваях ), нагрузки конечно подозрительно отрывающие ) P.S. Не знаю есть ли мостовые краны в вашем здании, но если считать с допускаемым отрывом без таковых, то размеры получаются отдельного фундамента 6х4.5 или 6.9х3.6,

В том то все и дело, что ни кранов ни дополнительных нагрузок от оборудования на каркас нет.

Сами понимаете что заказчик нас не поймет с таким размером фундаментов.

[Орловский Олег]

вопрос на засыпку - откуда при силе 11,2т момент 85т - где плечо длиной 85/11,2=7,59м?

[Integer]

Если на центральную колонну такой отрыв, проверяйте сечение колонны, и перемещения в верхней точке. Если такой отрыв в многопролетнике в центральной колонне из-за ветра, то это или из-за недостатка жесткости колонн или из-за недостатка связей в этом направлении. ОООО HEA500!!!! Как бы не пришлось 2-х ветвевую делать!
Относительно фундамента, то проще всего монолитная плита, с выпусками для колонн...

[Vinco]

Сообщение от Орловский Олег вопрос на засыпку - откуда при силе 11,2т момент 85т - где плечо длиной 85/11,2=7,59м?

Такую выбрали расчетную схему проектировщики из-за бугра. Это единственные жеско закрепленные колонны. Все остальные - шарнир.
Перерасчитывать каркас времени нет. Но набросав по их расчетной схеме поперечную раму смысл получил такой же.

Сообщение от Integer Если на центральную колонну такой отрыв, проверяйте сечение колонны, и перемещения в верхней точке. Если такой отрыв в многопролетнике в центральной колонне из-за ветра, то это или из-за недостатка жесткости колонн или из-за недостатка связей в этом направлении.

это как раз связевая колонна. При действии ветра в торец. Сам каркас считаю не я, сертификат сказали на изделие предоставят.

Мне важно чтобы фундаменты которые буду проектировать я не "улетели" и не были эпичных размеров, чтоб не шокировать заказчика.

Сообщение от Integer Относительно фундамента, то проще всего монолитная плита, с выпусками для колонн...

Спаибо. Тоже остановился пока на этом варианте.

[Орловский Олег]

Ну так я и поясняю что прирасчете такого каркаса при силе в 11,2т момент ни прикаких ветрах и землетрясениях не может быть 85т - он где-то должен быть около тонн 2х не более - соответственно никакого отрыва фундамента не будет (момент=сила х плечо)

[Vinco]

Сообщение от Орловский Олег Ну так я и поясняю что прирасчете такого каркаса при силе в 11,2т момент ни прикаких ветрах и землетрясениях не может быть 85т - он где-то должен быть около тонн 2х не более - соответственно никакого отрыва фундамента не будет (момент=сила х плечо)

Вы наверное подумали что это нагрузки на подошву фундамента?
Нет это нагрузки в уровне обреза фундамента (в уровне металлической базы колонны).

Если Вам так удобнее то нагрузки в уровне подошвы фундамента будут
N=-11,3т+св. фундамента
Мх=15т*1,8(глубина золожения если говорить о столбчатом)=27тм
My=85т*м+12,7*1,8=108тм

Или может я Вас неправильно понял, тогда объясните что такое 11,2 и какое плечо в 7,59м Вы имеете ввиду.

[Орловский Олег]

что значит 15*1,8=27т? Поясняю - момент=сила*плечо. Если у вас сила 11,2т, то при моменте уже в 108т (чем дальше тем больше) плечо должно быть 108/11,2=9,64м уже - корне неправильный ответ - покажите расчетную схему и сбор нагрузок

[Vinco]

Сообщение от Орловский Олег что значит 15*1,8=27т? Поясняю - момент=сила*плечо. Если у вас сила 11,2т, то при моменте уже в 108т (чем дальше тем больше) плечо должно быть 108/11,2=9,64м уже - корне неправильный ответ - покажите расчетную схему и сбор нагрузок

Перечитать первое сообщение все же не помешает. Каркас считает иностранная фирма. Моя задача по выданным мне сочентаниям подобрать фундамент. Самое неблагоприятное сочетание я указал. Мне вот как то не приходило в голову считать "какое же должно быть плечо".

открываете скад, лиру или любую другую расчетную программу, рисуете поперечную раму как на моей схеме, и загружаете снежком, этого вполне хватит. шаг рам 6м.

Какой момент получится от снега в такой схеме у Вас? И какое плечо?

[Орловский Олег]

Схему помотрел. загрузил всю раму распределенной нагрузкой на всю раму 4,2т без учета снеговых мешков и недостачи исходников -М=56,68т N=94,11т, Q=612т на средней колоннне на уровне подошвы. Схема ерундовая - нужно менять+ реальные нагрузки на раму

Сообщение от Vinco рисуете поперечную раму как на моей схеме, и загружаете снежком, этого вполне хватит. шаг рам 6м.

У меня никак не получается отрыва средней колонны при снеговой нагрузке. Отрыва не видно даже при ветровой нагзруке на покрытие, действующей вверх + снеговой, это при том, что я не вводил вес покрытия. С моментом в 85т*м та же история, откуда такая его величина может взяться? Сдается, в Вашем(а точней иностранном) расчете ошибка...

[Semvad]

Vinco,
Ахтунг! Это просто трындец, других слов нет. Это кто такую схему запроектировал? Схема - почти механизм. Или вы неправильно узлы трактуете.

Данных для расчета нет. Сделал примерный расчет, без учета упругих связей колонн, без пульсации ветра. Снег -240 кг /кв.м., ветер -50 кг/кв.м., металл + сэндвичи -150 кг/кв.м.

Таких моментов не наблюдается. Выложите узлы сопряжения колонн и балок, шарнирную базу.

P.s. Если не секрет какие сечения каркаса?
(снег посчитан по 4 району)

[Integer]

Semvad
Считайте, считайте, все равно такие усилия не получите никогда! Если фирма европейская вылезут такие усилия скорее всего при сочетании 1,35*с.в.+1,5*ветер. - одно из расчетных сочетаний для проектирования бетонных конструкций а именно фундаментов по Еврокоду.
Ветер тоже слабоват с учетом динамической составляющей от 2 до 2,5 при расчете опирающемся на скорость ветра, тут все в этом дело!

[Vinco]

Сообщение от palexxvlad С моментом в 85т*м та же история, откуда такая его величина может взяться? Сдается, в Вашем(а точней иностранном) расчете ошибка...

100 раз звонил просил перепроверить. Говорит что так и никак иначе.

Сообщение от Semvad Таких моментов не наблюдается. Выложите узлы сопряжения колонн и балок, шарнирную базу. P.s. Если не секрет какие сечения каркаса?

сечений каркаса не знаю.
Задайте жесткость центральной колонны много выше всех остальных. (если посмотреть на базу так оно и есть) так как скорее всего там сварной двутавр сечением почти под 1м. На моей схеме с просто снегом я почему-то получаю такие цифры. Естесственно это все грубо, но при таком закреплении общая картина прорисовывается четко.
Красными кружками обозначены шарнирные узлы. Все колонны кроме центральной - шарнир, база крепится на 2 болта или на 4, но с очень маленьким расстоянием между болтами (76мм)
[IMG]http://s59.***********/i164/1105/50/e5d3458854b4t.jpg[/IMG]

Сообщение от Integer Если фирма европейская вылезут такие усилия скорее всего при сочетании 1,35*с.в.+1,5*ветер.

Что касается сочетания. Это 0,9FRDL+0,9SIDL+1,29SLB+1,29SNAC+1,26WLR2 (св+св стен+снег+ветер)
Если говорить об отрыве. Это связевая колонна при дествии ветра. Если говорить о связях то в одной колонне мы получаем пригруз, в другой отрыв. И связевое вертикальное усилие ВЫШЕ чем вертикальная по данному сочетанию = отрыв.

Но я же говорю что придираться к каркасу смысла нет, его не переделают, про фундаменты уже начал монолитную плиту делать.

[Semvad]

Сообщение от Integer Semvad Считайте, считайте, все равно такие усилия не получите никогда! Если фирма европейская вылезут такие усилия скорее всего при сочетании 1,35*с.в.+1,5*ветер. - одно из расчетных сочетаний для проектирования бетонных конструкций а именно фундаментов по Еврокоду. Ветер тоже слабоват с учетом динамической составляющей от 2 до 2,5 при расчете опирающемся на скорость ветра, тут все в этом дело!

Вы невнимательно читаете.

...Сделал примерный расчет, без учета упругих связей колонн, без пульсации ветра...

(без динамической составляющей).


Я считал по СНиП, соответственно и коэффициенты по СНиП.

[Integer]

Semvad
Именно потому что вы принимали все исходные данные по СНиП, усилия намного меньше чем в расчете по Еврокоду. Просто другие предпосылки для определения расчетных усилий и все.

Если по Еврокоду, то почему усилия в т, а не в кН. Может быть ошибка в переводе? Ну не может быть ТАКОГО отрыва для 2 района!

[Vinco]

Усилия в кН переводил в тонны. если я напишу 849кН это будет чем-то отличаться от округленных 87т?

[Клименко Ярослав]

Сообщение от Vinco Это связевая колонна при дествии ветра. Если говорить о связях то в одной колонне мы получаем пригруз, в другой отрыв. И связевое вертикальное усилие ВЫШЕ чем вертикальная по данному сочетанию = отрыв.

Да, это похоже на правду, но вот величина этого отрывающего усилия наверняка завышена (с точки зрения нашего СНиП 2.01.07).
Я схему не прогонял. А точно коньковый узел жесткий?
Советую подумать насчет растяжек между фундаментами для восприятия поперечных сил. Еще и по расчету на сдвиг, наверное, проблемы?
А вообще, схема идиотская. Заказчик, сэкономив на каркасе (и то, вряд ли) проиграет на фундаментах. У них, иноверцев, ИМХО, схема работы такая - свою надземную конструкцию они вылизывают чтобы выгодней её продать, а что там с подземной частью получится - не их проблемы.

[Vinco]

Сообщение от Клименко Ярослав Да, это похоже на правду, но вот величина этого отрывающего усилия наверняка завышена (с точки зрения нашего СНиП 2.01.07). Я схему не прогонял. А точно коньковый узел жесткий? Советую подумать насчет растяжек между фундаментами для восприятия поперечных сил. Еще и по расчету на сдвиг, наверное, проблемы? А вообще, схема идиотская. Заказчик, сэкономив на каркасе (и то, вряд ли) проиграет на фундаментах. У них, иноверцев, ИМХО, схема работы такая - свою надземную конструкцию они вылизывают чтобы выгодней её продать, а что там с подземной частью получится - не их проблемы.

Так и есть инженер, который считал каркас сказал что с такой схемой они сэкономили много металла, а на мой вопрос а как же мои 6 метровые фундаменты мягко говоря сказал что это не его проблемы

Применял затяжки между отдельно стоящими фундаментами 1 раз, но тогда были существенные поперечные силы порядка 50-60т.
Здесь же поперечные силы не такие большие... А насколько растяжки могут погасить момент?

Еще вопрос если рассматривать монолитную плиту в качестве фундамента соединяющую все эти жестко защемленные колонны, то о сдвиге то не может быть и речи, потому как там площадь получается порядка 100м2 Или я что-то не правильно понимаю?

[Клименко Ярослав]

Сообщение от Vinco А насколько растяжки могут погасить момент?

Ну да, момент по идее не погасят. Но всё же, хотя бы кое-что, в уровне подошвы и от Q=15т момент приличный придет. Хотя, конечно, овчинка должна стоить выделки.

Сообщение от Vinco если рассматривать монолитную плиту в качестве фундамента соединяющую все эти жестко защемленные колонны, то о сдвиге то не может быть и речи, потому как там площадь получается порядка 100м2 Или я что-то не правильно понимаю?

Ну да, какой уж тут сдвиг.

[Ильнур]

По нашим нормам момент наверно получился бы раза в два меньше.
Но раз 85, значит 85. Попробуйте вытянутый фундамент:

[Vinco]

Идея такие фундаменты делать меня конечно посещала, но обычно соотношение сторон рекомендуют делать 1:1,7 максимум, у Вас на первый взгляд около 2,5. Хотя за идею спасибо. А вот на рисуночке фундамент, который справа, очень интересно выполнен. Как его посчитать? Ни разу с такими не сталкивался.

[Ильнур]

Сообщение от Vinco ...фундамент, который справа, очень интересно выполнен. Как его посчитать? Ни разу с такими не сталкивался.

1. Наверно, так же, как и прямоугольный цельный. Просто W для давлений посчитать отн. общего центра.
2. Или даже принять, что каждая пята работает самостоятельно, т.е. эпюру давления под пятаком принять прямоугольной. И даже возможно предпринять некие конструктивные меры для "разделения" пят от "ростверка".
3. И хорошо заармировать "ростверк".

Обычно заказчику не нравится большая кубатура.

[Surely]

А каков у вас шаг колонн в продольном направлении?

[Semvad]

Наверное, проектировщик подстраховался на случай возможной сильной осадки центральной колонны(ну , и наверное, подстраховался).
Для себя я нашел только это объяснение.

Не буду ничего утверждать без расчета по еврокоду(не считал я в нем, всех тонкостей не знаю), но даже с такими коэффициентами запаса такой момент не получается.

Запас, конечно, это не плохо.
Surely,
6 метров

[speectre]

Если здание строится в России, то надо все пересчитывать на наши нормы, на наши коэффициенты. Сам с этим не раз сталкивался.
Еще вопросик, а зачем столько болтов? Они держат порядка 520 т, а таких нагрузок у вас нет, да и как сказали, и быть не может.

И мне кажется у вас что-то неправильно в расчетной схеме. Где момент в средней колонне? Оба узла жесткие, а момент только в основании.

[Vinco]

Сообщение от speectre Если здание строится в России, то надо все пересчитывать на наши нормы, на наши коэффициенты. Сам с этим не раз сталкивался. Еще вопросик, а зачем столько болтов? Они держат порядка 520 т, а таких нагрузок у вас нет, да и как сказали, и быть не может.

Ответ иностранного инженера - "так получилось по расчету"

[LORD9999]

speectre какие 520 тонн???.....

[speectre]

Сообщение от LORD9999 speectre какие 520 тонн???.....

30 болтов диаметра 30, с расчетным сопротивлением на срез и на растяжение класса 5.8 2000 кг/см2 каждый. 2000х1.5х1.5х3.14х30=423900 кг. Вот от сюда и получается.



Vinco, попробуйте улечить иностранного проектировщика в ошибке перед заказчиком. Не я один считаю, что у него ошибка. Объясните всю ситуацию, что получается слишком большой расход бетона. И получите лавры славы себе)))

[Vinco]

Экономия металла >>> экономии бетона

[LORD9999]

НЕ 30 А 24 расчетным сопротивлением на растяжение ФУНД. БОЛТОВ 1450КГ/СМ2(см. ГОСТ....). И. 1БОЛТ =7,5 Т===7,5*24=180Т ПРИ НЕОБХ.-???????

[Солидворкер]

LORD9999, не надо злоупотреблять заглавными буквами!

[Nagay]

Сообщение от Клименко Ярослав Да, это похоже на правду, но вот величина этого отрывающего усилия наверняка завышена (с точки зрения нашего СНиП 2.01.07). Я схему не прогонял. А точно коньковый узел жесткий? Советую подумать насчет растяжек между фундаментами для восприятия поперечных сил. Еще и по расчету на сдвиг, наверное, проблемы? А вообще, схема идиотская. Заказчик, сэкономив на каркасе (и то, вряд ли) проиграет на фундаментах. У них, иноверцев, ИМХО, схема работы такая - свою надземную конструкцию они вылизывают чтобы выгодней её продать, а что там с подземной частью получится - не их проблемы.

Схема вовсе не "идиотская", а довольно часто применяемая в проектах западных компаний, занимающихся БМЗ. Это рама с развитой средней стойкой, которая есть ядром жесткости. Только эта стойка, скорее всего, примыкает шарнирно к ригелю. При указанных значениях сдвиговых усилий затяжки абсолютно не нужны, это только приведет к необоснованному усложнению конструкции и удорожанию, сдвиг спокойно воспринимается правильно запроектированными столбчатыми фундаментами.

Сообщение от speectre Vinco, попробуйте улечить иностранного проектировщика в ошибке перед заказчиком. Не я один считаю, что у него ошибка. Объясните всю ситуацию, что получается слишком большой расход бетона. И получите лавры славы себе)))

Проверить, конечно, можно, если есть время, но то, что иностранцы в проектировании таких рам ой как далеко впереди нас (рамы проектируются с учетом образования пластических шарниров, что приводит к значительной экономии металла - как вам цифра 20-22кг/м2???) - это факт.

[Орловский Олег]

Разговоры не о чем я просто неделю занят был - не ваше же только вопросы разбирать - дай нагрузки с покрытия по схеме которую сбрасывал - потом будем говорить об отрыве (неделя прошла - ничего не изменилось)

[Колян Коляныч]

1)я бы постарался убедить на сваи.
2)иначе отдельностоящие.
стоимость арматуры в ленте и плите больше выйдет, чем в (1) и (2)

Удивляюсь спору о нагрузках. Постоянно работаю с инофирмами, и никогда не спорю с заданными нагрузками. Правда иногда добавляю на защиту от дурака (ну не могут буржуи предусмотреть специфику "нашерашевской" работы). Считаю попытку доказать неправоту нагружения битозанимательством ИМХО =) Может буржуи в цехе на колонны еще и трубопроводы навешали. Поставка конструкций "от фирмы", и чертежей КМ на деталировку не предвидится, как я понял...

Предлагаю решить конкретно по вопросу о фундаменте, исходя из заданных условий
Есть нагрузки, надо выбрать самый экономичный вариант. По предложенному, интересен вариант Ильнура, правда правый вариант считаю непрактичным из-за усложнения монтажа-демонтажа опалубки, а делать несъемную - удорожание. А то что вытянутый, так что в этом плохого? коэф. соотношения сторон для стандартки, а тут конкретная задача. Приходилось и "корабли" делать 20х2м (межпутье например)
Как-то так...

[Клименко Ярослав]

Сообщение от Nagay Схема вовсе не "идиотская", а довольно часто применяемая в проектах западных компаний, занимающихся БМЗ. Это рама с развитой средней стойкой, которая есть ядром жесткости. Только эта стойка, скорее всего, примыкает шарнирно к ригелю.

Вот именно, что скорее всего шарнирно. А в том виде, как она представлена была автором...
В любом случае - а что хорошего в такой "не идиотской" схеме?
Пластические шарниры?

Сообщение от Nagay При указанных значениях сдвиговых усилий затяжки абсолютно не нужны, это только приведет к необоснованному усложнению конструкции и удорожанию, сдвиг спокойно воспринимается правильно запроектированными столбчатыми фундаментами.

Безусловно. Я просто предложил, для поддержания разговора.

Сообщение от Колян Коляныч Удивляюсь спору о нагрузках. Постоянно работаю с инофирмами, и никогда не спорю с заданными нагрузками.

А вот мне приходилось работать с одной "инофирмой". Они не совсем представляли нашу методику образования снегового мешка. Вернее, совсем ее не представляли. В связи с этим возникали некоторые проблемы с недостаточностью несущей способности согласно нашим нормам.
Так что вывод один - делать свои расчеты каркаса. Всё равно же "привязывать" импортный проект.

[Evgeny_T]

Vinco,

Скажи пожалуйста, чем дело кончилось с фундаментами под это здание запроектированное иностранной фирмой?
Кажется знаю, что это за фирма. Давно сотрудничаем с ними. Только вот статических схем таких никогда там не видел.