[DTab]

Хотелось бы узнать мнение коллег об анкеровки арматуры безбалочных плит перекрытии в крайние колонны, а также анкеровку арматуры колонны в покрытие.

Предпосылки:
В крайней колонне районе перекрытий момент меняет знак. Разница моментов должна восприняться перекрытием, т.е. этот момент воспринимает та арматура, которая должна заанкериться в колонну. Почти всегда эта арматура дстаточно большого диаметра, чтобы просто быть отогнутой, да и отгибать иногда некуда. Я пока вижу выход анкеровки на пластину за крайним дальним рядом арматуры колонны (площадь пластины по расчету).
С анкеровкой арм. колонны в покрытие примерно тоже самое.

[p_sh]

плита в колонну
1. по контуру сделать балку и в нее анкерить, при этом арматура в плите у колонны несколько размазывается (в ширину)
1а. капитель (происходит тоже что и в балке)
2. плиту выпустить за колонну на требуемое расстояние и анкерить прямым участком стержня или "+ загибать"
3. арматура заканчивается анкером (отгибом или пластиной)

колонна в плиту.
по результатам прошлого обсуждения:
1. стержни колонны оканчивать пластиной (анкером) при толщине плиты более 10 диаметров стержней колонны. Если стержни колонны большего диаметра то крепить их на металлическую "базу" с отверстием для контроля заполнения стыка бетоном, размещаемую по верху плиты покрытия. Я также рассматривал как вариант - продление колонны выше плиты перекрытия на требуемое для анкеровки расстояние - пенек на плите покрытия (высотой около 1 м).

для внутренних колонн можно принять и шарнирное опирание плитына колонну, однако продавливание здесь не совсем корректно получается, т.е. контур несколько уменьшается при взаимном повороте плиты вокруг колонны.

любопытно узнать еще решения данного вопроса

[Boniconstr]

Выставляю чертеж, там есть почти такой узелок. Только там я анкерил рабочую арматуру плиты в ЖБ стену, толщиной 250мм

Как вариант, можно к стержням устанавливать "П образные" хомуты.
Обычно длины хомута хватает, чтоб заанкерить раб. арматуру.
[ATTACH]1149247406.rar[/ATTACH]

[p_sh]

в отдельных случаях выходом может быть уменьшение шага наружных колонн (по сравению с средними) - т.е. уменьшение интенсивности требуемой арматуры.

ps.
было бы интересно узнать (разработать) другие пути решения....

[DTab]

Прошу прощения , что не достаточно точно поставил вопрос! Обрисую для примера ситуацию, которая бывает сплошь и рядом:

1. Ни балок , ни капителей нет .
2. Если плита подходит к стене - там все ясно - сколько верхн. арматуры пришло столько и анкерим, и диаметры в таком случае большими редко бывают. Другое дело с колонной. Она по ширине не очень большая, а надколонная зона армируется серьезно.

Дак вот для примера ситуация : надопрная зона армируется 10d28, ширина колонны 300мм т.е. максимум над колонной проходят только 2 диаметра. Колонна крайняя. Вопрос - чего (сколько) и куда анкеровать?

Как я для себя решил эту проблему написал в начале. Хотелось бы узнать кто как борится с ситуацией .

P.S. смена шага колонн крайнего ряда неплохой способ, но к сожилению не всегда выполним, по независимым от нас причинам.

[AlfF1]

Сообщение от DTab надопрная зона армируется 10d28, ширина колонны 300мм т.е. максимум над колонной проходят только 2 диаметра. Колонна крайняя.

я бы так не делал....что у вас там за пролеты? ширина зоны армирования? не есть хорошо ф28 в плите а толщина плиты какая...большие диаметры уменьшают h0...да еще такая хлипкая колонна...она у вас момент то с перекрытия возьмет?

[p_sh]

Сообщение от DTab Дак вот для примера ситуация : надопрная зона армируется 10d28, ширина колонны 300мм т.е. максимум над колонной проходят только 2 диаметра. Колонна крайняя. Вопрос - чего (сколько) и куда анкеровать?

действительно если использовать анкера в виде пластин, то получается её приблизительный размер (для В25, А-III) sqrt(365*6,15/14,5)==154см2=12,5см*12,5см толщиной 20-24мм
совсем еле-еле...
причем если не напутано и интенсивность 10d28 то совсем не получается....


сейчас рассматриваю подобный случай..
обращаю внимание:

Сообщение от Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (кСНиП 2.03.01-84) 5.45. При невозможности выполнения требований п.5.44 должны быть приняты специальные меры по анкеровке продольных стержней: ... б) отгиб анкеруемого стержня на 90° по дуге круга радиусом в свету не менее 10d (1-l1/lan) [где l1 - длина прямого участка у начала заделки (черт.104)], отвечающим рекомендациям табл.37; на отогнутом участке ставятся дополнительные хомуты против разгибания стержней;

здесь в противовес руководству по конструированию l1 не ограничивается 0.5*lan . см. п. 2.41 (г).

поэтому, видимо, можно принимать длину прямого участка равной "0" и загибать радиусом 10 диаметров. Т.е. в вашем случае заложить выпуски из колонны, а затем на сварке или внахлест соединить с арматурой плиты или сделать выпуск на требуемую длину...

ps. Встречаю в чертежах (на форуме в частности) анкеровку устроенную путем двойного изгиба стержня. Не противоречит ли такое решение вышеобозначенным пунктам - указывается возможность загиба только на 90 градусов....
[ATTACH]1149493409.JPG[/ATTACH]

Сообщение от Boniconstr Как вариант, можно к стержням устанавливать "П образные" хомуты. Обычно длины хомута хватает, чтоб заанкерить раб. арматуру.

как разновидность такого решения у вас...

[DTab]

Сообщение от AlfF1 Сообщение от DTab надопрная зона армируется 10d28, ширина колонны 300мм т.е. максимум над колонной проходят только 2 диаметра. Колонна крайняя. я бы так не делал....что у вас там за пролеты? ширина зоны армирования? не есть хорошо ф28 в плите а толщина плиты какая...большие диаметры уменьшают h0...да еще такая хлипкая колонна...она у вас момент то с перекрытия возьмет?

это просто отвлеченный пример, а колонна вполне может быть и такой (300 - поперек пролета, а вдоль пролета может и 800 и 1000.) Может я конечно с d28 погорячился , но суть дело это не меняет ( ведь есть еще и d25 и d22 и они тоже не гнуться), и речь не о прочности колонны, а о "простом" конструктивном мероприятии где сечения плиты , колонны , а также их армирование удовлетворяют обеем группам предельных состояний (в том числе гибкости и устойчивости).

А вопрос - кто что думает - все диаметры плиты должны быть заанкерены или только часть (т.е. те которые воспринемают разницу момента в колонне до плиты и после).

[p_sh]

Сообщение от DTab А вопрос - кто что думает - все диаметры плиты должны быть заанкерены или только часть (т.е. те которые воспринемают разницу момента в колонне до плиты и после).

здесь видимо рассматриваются такие случаи (рис)
но разве в обоих случаях не будет расчетная интенсивность армирования воспринимать именно эту разницу :?:
хотя у меня получается сумма......и всё такое, вплоть до равновесия в узле... и равновесия в плите
[ATTACH]1149495693.JPG[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от p_sh действительно если использовать анкера в виде пластин, то получается её приблизительный размер (для В25, А-III) sqrt(365*6,15/14,5)==154см2=12,5см*12,5см толщиной 20-24мм совсем еле-еле... причем если не напутано и интенсивность 10d28 то совсем не получается....

а можно взять и уголок.

[p_sh]

на счет уголка - куда девать полку....
есть мнение, что нельзя конструкцию всю перерезать закладной...
(уголок в консоли предполагается использовать - + усилиение угла)

[DTab]

Сообщение от p_sh Сообщение от DTab А вопрос - кто что думает - все диаметры плиты должны быть заанкерены или только часть (т.е. те которые воспринемают разницу момента в колонне до плиты и после). здесь видимо рассматриваются такие случаи (рис) но разве в обоих случаях не будет расчетная интенсивность армирования воспринимать именно эту разницу :?: хотя у меня получается сумма......и всё такое, вплоть до равновесия в узле... и равновесия в плите [ATTACH]1149495693.JPG[/ATTACH]

Это все конечно так, и даже здорово - но к сожелению это подходит только к плоским балочным рамам где только M, Q, N. Для обьеных задачь с оболочками к ним добавятся понятно M и Q другово направления (в том числе и мембранные усилия), да еще и крутящие компоненты Mxy и Sxy. (их просто в СКАДе нет ) всего 8 усилий отсюда и небольшая разница в полной арматуре плиты и разницой в моментов в колонне вдоль пролета. (не много коряво получилось и может не совсем понятно?)

[OlegM]

p_sh

Встречаю в чертежах (на форуме в частности) анкеровку устроенную путем двойного изгиба стержня. Не противоречит ли такое решение вышеобозначенным пунктам - указывается возможность загиба только на 90 градусов....

Противоречит, взяв руководство – рис.8 – мах доп. 120 градусов. Но я бы более 90 не стал бы делать. Думаю 180 градусов допускается, кроме гладкой арматуры и для А-500С.

[p_sh]

Сообщение от DTab Для обьеных задачь с оболочками к ним добавятся понятно M и Q другово направления (в том числе и мембранные усилия), да еще и крутящие компоненты Mxy и Sxy. (их просто в СКАДе нет ) всего 8 усилий отсюда и небольшая разница в полной арматуре плиты и разницой в моментов в колонне вдоль пролета. (не много коряво получилось и может не совсем понятно?)

думаю что понял ситуацию.
я полагаю следует анкеровать всю арматуру в сечении плиты по грани колонны. (по причине экономии проектрного времени)
Если плиту "сдвигает" Sxy, "выкручивает" Mxy, из колонны - не означает что арматуру, приходящуюся на эти силовые факторы не надо анкеровать. .

если обратиться к п 5.14 формуле 186 и 187, то
если следовать тому принципу, что анкеровать следует только изгибные усилия (нормальные в арматуре), а действюут и другие (сдвигающие) то:
1. длина анкеровки увеличивается ->
2 в случае анкеровки на анкерные устройства потребуется увеличение площади анкера...

При этом очень интересно как будут отфильтровыватся компоненты усилий - по колонне?., но и в ней возникает кручение и т.п.
и как в связи с этим рассчитать площадь анкера...

[p_sh]

При этом очень интересно как будут отфильтровыватся компоненты усилий - по колонне?., но и в ней возникает кручение и т.п.и как в связи с этим рассчитать площадь анкера...

в связи с тем что

да еще и крутящие компоненты Mxy и Sxy. (их просто в СКАДе нет )

можно посчитать схему в скаде -> получить армирование без учета ненужных Mxy и Sxy.
и по полученной интенсивности установить анкер..
однако его площадь д.б. увеличена (на неопределенную величину)

если обратиться к п 5.14 формуле 186 и 187 СНиП

[DTab]

Сообщение от p_sh я полагаю следует анкеровать всю арматуру в сечении плиты по грани колонны. (по причине экономии проектрного времени) Если плиту "сдвигает" Sxy, "выкручивает" Mxy, из колонны - не означает что арматуру, приходящуюся на эти силовые факторы не надо анкеровать. . если обратиться к п 5.14 формуле 186 и 187, то если следовать тому принципу, что анкеровать следует только изгибные усилия (нормальные в арматуре), а действюут и другие (сдвигающие) то: 1. длина анкеровки увеличивается -> 2 в случае анкеровки на анкерные устройства потребуется увеличение площади анкера... При этом очень интересно как будут отфильтровыватся компоненты усилий - по колонне?., но и в ней возникает кручение и т.п. и как в связи с этим рассчитать площадь анкера...

В связи с кручением колонны считать анкер занятие неблагодарное и бесполезное т.к. арматура в данном случае будет работать как нагель, и на сдвиг работать не будет. А анкеровать вроде бы все равно что - плиту в колонну или колонну в плиту ( из условия равновесия узла) , поэтому и пришла такая шальная мысль считать арматуру анкеровки плиты из условия разници моментов (отдельно Mx, отдельно My) в колонне. Арматуры в плите больше чем нужно из-за Sxy и Mxy в плите. Вот я и пытаюсь получить на это критику.

[p_sh]

Сообщение от DTab такая шальная мысль считать арматуру анкеровки плиты из условия разници моментов (отдельно Mx, отдельно My) в колонне. Арматуры в плите больше чем нужно из-за Sxy и Mxy в плите. Вот я и пытаюсь получить на это критику.

в данном случае будет справедливо (и не придется сильно мучаться избавляясь от Sxy и Mxy) рассчитать арматуру скадом на Mx My Nx Ny и взять ее за требуемую для анкеровки

ps
действитеьлно формула 187 уменьшает требуемую длину анкеровки.

pps. А какой предполагается от такого шаманства эффект??? (процентно)

[DTab]

Сообщение от p_sh pps. А какой предполагается от такого шаманства эффект??? (процентно)

процентно не знаю , но мужикам на стройке не придется гнуть стержни более d18 , тем более что гнутые стержни под нагревом не имеют уже тех расчетных характеристик.

[p_sh]

первоначально планировалось, что интенсивность армирования будет приличной ф25-28... Неужели столько требуется армирование на восприятие Sxy Mxy... что достаточно анкеровать только 50% расчетной арматуры плиты??? при ф28 на ф18???

но и опять всплывает вопрос: как альтернативно анкерной пластине (загибом) заанкерить ф18 в колонну 300???? Арматура А-3 бетон В25 анкеровка 29 диаметров, а по прямой (кривой) еле -еле 21 диаметр кот наплакал???

[Boniconstr]

Сообщение от DTab а можно взять и уголок.

Можно, ниже пример.
А вот насчет d28 в плите перекрытия, я с таким еще не сталкивался.
А уменьшить шаг нельзя? До минимума?
Наверное строите какоето НОУ-ХАУ, при этом ХАУ-НОУ!
[ATTACH]1149513144.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

и какой уголок потребуется для ф28???
что остается от бетонного сечения.

по вашему узлу есть вопросы с вашего позволения:
1. для арматуры колонны подходит этот же анкер по площади (уголок)
2. как рассчитать толщину уголка??? не нахожу в руководстве

[DTab]

Сообщение от p_sh первоначально планировалось, что интенсивность армирования будет приличной ф25-28... Неужели столько требуется армирование на восприятие Sxy Mxy... что достаточно анкеровать только 50% расчетной арматуры плиты??? при ф28 на ф18???

Все смешалось в доме Облонских!
d18 - это так к слову, что я могу еще допустить на гнутье.
А вот при d28 ни кто менять и не собирался . Просто речь идет о возможностях анкеровки вообще и анкеровки всех или какой-то части из этих стержней (возможные расчеты для определения этой части). Кстати существовало руководство по призводству арматурных работ , где сказано, что "гибка арм. стали на ручных станках допускается только при d до 12мм". Так что еще раз повторюсь d28 взят условно. d25, 22, 20 и т.д. проблемы не снимают. Все их все-равно не куда анкеровать если решать анкеровку "в лоб".

[p_sh]

уж если проектируем не сарай, то я надеюсь, если потребуется, можем позволить согнуть несколько изделий ф20-25 под 90 градусов и на заводе... и в крайних случаях ф32... (по руководству - по согласованию) ....
DTab
вопрос: по вашему опыту что можно констатировать
что лучше (проще дешевле и проч..): приварка анкера из пластины или всё же согнуть?

[DTab]

Сообщение от p_sh уж если проектируем не сарай, то я надеюсь, если потребуется, можем позволить согнуть несколько изделий ф20-25 под 90 градусов и на заводе... и в крайних случаях ф32... (по руководству - по согласованию) .... DTab вопрос: по вашему опыту что можно констатировать что лучше (проще дешевле и проч..): приварка анкера из пластины или всё же согнуть?

При строительстве моста в США (я по Дискавери видел) тамошний технадзор заметил , что отгнут 1 стержень d на глазок 20..25 - вот шуму то было - переделывать заставили. А анкеровку на пластину я видел еще кстати в НИИЖБе и был рад что наши мнения по конструированию совпали.
Из здравого смысла при изгибе d32 на 90град по кроям стержня возникают дополнительные относительные деформации и напряжения, которые в рамках деформационной модели надо бы прибавить к уже существующим в конструкции, так что сечение стержня может и несправится, во всяком случае произойдет разупрочнение материала.
Я кстати и представить-то ф32 согнутый на 90град не могу - фантазии не хватает .

[p_sh]

Сообщение от DTab при изгибе d32 на 90град по кроям стержня возникают дополнительные относительные деформации и напряжения, которые в рамках деформационной модели надо бы прибавить к уже существующим в конструкции, так что сечение стержня может и несправится, во всяком случае произойдет разупрочнение материала.

я полагаю установленные нормами радиусы загиба 8-10 диаметров (для стержней диаметром более 20 мм) учитывают данный эффект (доп напряжения). При принятом для А400 расчетном сопротивлении в 365 МПа и временном сопротивлении разрыву в 590 МПа.., поэтому есть основания полагать что такие опасения напрасны.

ps. анкеровка на пластину не вызывает никаких возражений.

Но всё же почему одни положения норм вызывают субъективное недоверие, а другие нет ????.

[Boniconstr]

Сообщение от p_sh по вашему узлу есть вопросы с вашего позволения: 1. для арматуры колонны подходит этот же анкер по площади (уголок) 2. как рассчитать толщину уголка??? не нахожу в руководстве

Размер уголка считается из условия прочности бетона на смятие. Расчет описан в пособие к СНиП 2.03.01-84 "пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения" п5.45 Na/2.5*Rпр
Подбирался по вертикальной арматуре колонны.
Что касается загиба стержневой арматуры см. ниже
[ATTACH]1149665435.jpg[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от Boniconstr Размер уголка считается из условия прочности бетона на смятие. Расчет описан в пособие к СНиП 2.03.01-84 "пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения" п5.45 Na/2.5*Rпр

п5.45 в) - очень понравился. Я раньше как-то не обращал на него внимания.

[p_sh]

Boniconstr
1.

Сообщение от То ПОСОБИЕ п.5.45.а ... а толщина анкерующей пластины должна быть не менее 1/5 всей ширины (диаметра)

в связи с выше процитированным вызывает сомнения принятая толщина уголка... 5мм -
если принять, что полуширина пластины (полка уголка) принята 50мм -> значит ширина 100 мм -> значит толщина 100/5=20мм ????
Сомневает прочность уголка на изгиб на анкерное усилие....
Уточню : Интересует расчет анкерной пластины не по бетону, а по металлу...
2.

Сообщение от То ПОСОБИЕ п.5.45.б ... отгиб анкеруемого стержня на 90° по дуге круга радиусом в свету неменее 10d (1-L1/Lan)

имеется в виду радиус загиба стержня при анкеровке его отгибом.
при анкеровке с L1 относительно небольшой ~0.2*Lan радиус загиба составит ~8 диаметров...
3.

Na/2.5*Rпр

не всегда получится. Если рассматривать обозначеный случай с анкеровкой ф28, то скорее всего коэффициент Rb loc=a*Rb получится гораздо меньшим (около "1"), т.к. нагрузка приблизится к сплошной.. Aloc2=Aloc1.

[Boniconstr]

p_sh
1. Почему вы принимаете полку уголка, как полуширину?
2 Выкладываю ниже расчет уголка. К оформлению замечания не принимаются ( прикинул на коленке, в прямом смысле слова )

Пояснения: Согласно СНиП 52-01 пункт " Конструктивные требования к жб конструкциям" по ф.5 вычисляем максимальное усилие N в стержне (d20 фактический, d18 требуемый).
Ns=11759.3кг
Площадь закладной (из условия прочности B25 на смятие) 36,75 см2
Принимаем уголок 50х7.4 (фактически получим 50х150 ну да это ладно, в запас)
По ГОСТ 14098-91 для сварки H1-Рш
s- толщина пластины
s>=0.3dn (dn=20) s=03*20=6
s>=4mm
длина шва l=4dn=80
2см на непровар, получаем 100мм шва- 50+50 (тютелька в тютельку)

Окончательно принимаем уголок 50х6 Признаю ошибку!

PS Из условия жесткости необходима толщина пластины 9мм, но надо учитывать, что сверху к уголку приваривается арматура плиты с ш100 d16 создающий дополнительную жесткость уголка.
[ATTACH]1149752034.jpg[/ATTACH]

[rakshin]

меня эта тема заинтересовала другим: как вы выходите из положения в последних этажах? когда колонна сверху жестко связяна только с плитой и ее крутит по сути, как консоль? в таких случаях при полном защемлении ее может скрутить.

[p_sh]

Сообщение от Boniconstr 1. Почему вы принимаете полку уголка, как полуширину?

Сообщение от Пособие 5.45.... а толщина анкерующей пластины должна быть не менее 1/5 всей ширины(диаметра)

я полагаю если весь анкер расположен по одну сторону от арматурного стержня (уголок) его ширина (с точки зрения прочности металла на изгиб) - есть полуширина ...
думаю ребрышко уголку не повредит...

в таких случаях при полном защемлении ее может скрутить.

здесь требуется уточнить - какие усилия вы имеете в виду.

[rakshin]

момент в заделке при плите, жестко сопряженной с колонной.

[p_sh]

Сообщение от rakshin как вы выходите из положения в последних этажах? когда колонна сверху жестко связяна только с плитой и ее крутит по сути, как консоль? в таких случаях при полном защемлении ее может скрутить.

пост 2. Обсуждается....?

[rakshin]

там рассматриваются вопросы анкеровки, а не вопросы деформаций элементов.

[p_sh]

не вполне понятно: если вопросы прочности решены - конструкция сораняет прочность и т.д. Почему её должно скрутить??? Работет как рама, деформации в пределах нормы...
поясните.

[Boniconstr]

Сообщение от p_sh я полагаю если весь анкер расположен по одну сторону от арматурного стержня (уголок) его ширина (с точки зрения прочности металла на изгиб) - есть полуширина ...

Признаю, логика присутствует.

думаю ребрышко уголку не повредит...

Ну, если мы учтем ,что в плита тоже армируется и длина акеровки арматуры колонны уменьшается путем умножения на коэффициенты (согласно пособия (косвенное армирование и постановка арматуры с запасом)),а также арматуру плиты приваренную к уголку, то получим реальные размеры анкерующей пластины.
А приваривать ребрышки - это лишнее (конечно хуже от этого не будет).

[rakshin]

Сообщение от p_sh не вполне понятно: если вопросы прочности решены - конструкция сораняет прочность и т.д. Почему её должно скрутить??? Работет как рама, деформации в пределах нормы... поясните.

про это и речь. очень часто случается так, что в отличие от перекрытия для покрытия вопрос защемления стоит более остро, поскольку деформации колонны по расчету зачастую больше предельных.

[p_sh]

rakshin
какие деформации имеются в виду?
СНиПы ограничивают крен здания, и относительную разность осадок, предельные горизонтальные и вертикальные смещения.

Плита покрытия в горизонтальной плоскости может считаться жестким диском (по отношению к колоннам). Т.е. горизонтальные смещения обусловлены иными факторами нежели работой переркытия.
Крен и и разность осадок в большей степени обуславливают фундаменты.

Как я понимаю, остаётся только изгиб колонны... Но если выполнены условия трещиностойкости её изгиб вряд-ли будет больше допустимых значений. или в вашей практике встречались подобные случаи?
или я опять что-то недопонял...

[rakshin]

при жестком защемлении момент вопринимается узлом колонна-перекрытие. в случае монолита это чаще колонна-скрытая балка. опорный момент вполне может быть равен, допустим, 10тм. Я вот люблю в наружных стенах ставить плоские колонны, пряча их в толще стены, скажем так 200х500. Как вы понимаете, крутить колонну как раз будет в невыгодном направлении, там где маленький момент инерции. Вот в этом вся и проблема, жесткости в этом случае не хватает в 1,5-2 раза (судя по Арбату). Думаю ручные расчеты дадут примерно тот же результат.

[p_sh]

пространственная схема работает иначе (по сравнению , даже не знаю что вы имеете в виду) - где меньше жесткость - там меньше и момент, поэтому момент в колонне будет вполне ей воспринимаемым. Большая часть момента со "слабой" колонны "сползет" в пролет плиты. При этом конечно колонна может быть на пределе прочности по моменту (да и никуда ей от этого не уйти)

руками никогда не считал (такие вещи) ибо всё равно посчитать "точно" и быстро вряд-ли получится...

если совсем деваться некуда - следует перейти на шарнирное опирание плиты на колонну

[Aragorn]

А при шарнирном оприании связи не предется ставить?

[p_sh]

есть еще и внутренние колонны, и возможно, диафрагмы - надежда на них...

[Boniconstr]

Сообщение от p_sh 2. как рассчитать толщину уголка??? не нахожу в руководстве

Уголок считается на реактивное давление бетона.
Нечто похожее на расчет опорной пластины в базе колонны.
Выкладываю ниже расчет моей закладной.
Из расчета видно, что в данном случае толщина закладной принимаеться из условия сварки.
[ATTACH]1150704878.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Коллега, я замечаю ваш уголок не дает спокойного сна...
попробуем его оправдать.

Замечания (вопросы) к вашему расчету -
не догнал какая схема выбрана:
- консольная балка? - по п. 2
- пластина с защемленим одной стороны , опорами на 2-х и свободной четвертой.? - по п. 4

полагаю это слишком тонко...
ЯТД следует взять за РС консольную пластину на УО (говорят (если как опорную пластину базы) можно и на Винклеровском - т.е. с равномерным давлением равным (усилие на анкер)/(площадь анкера))...
в данном случае предположить что уголок защемляется перпендинулярной полкой
и попробовать учесть привареный стержень..
а если не мучаться то следует воспользоватся рекомендацией норм по толщине анкера = 1/5 диаметра (стороны)

[Boniconstr]

Коллега вы правы, самому стало интересно, как все-таки правильно посчитать.
1. Я предположил, что уголок, это половина пластины (50+50мм)
2. Предположив, что усилие в арматуре N, располагается в середине пролета пластины, получил примерную силу в 1\4 пролета (знаю, этот пункт очень спорный, я долго думал, как правильно перейти от силы N к силе N2 это самое лучшее, к чему я пришел)
3. Шаг арматуры в месте анкировки 100мм, самый неблагоприятный вариант это сила в середине пролета, его я и просчитал в Лире
Пояснения к схеме:
пластина толщиной 6мм (толщина полки уголка) в месте примыкания полки жестко защемлена. В местах примыкания арматуры плиты поставлены шарнирно неподвижные опоры.
Снизу на пластину давит реактивное давление бетона (587.95т/м2)
далее получив результат в Лире, нахожу толщину уголка.

ЗЫ Дополнительно решил просчитать уголок на силу N2=N (в запас) в 1\4 пролета, получил 8.4мм толщину уголка. :shock:
Но если учесть, что размер силы уменьшается тем дальше, чем дальше мы отходим от реального места ее приложения, также, что этот уголок идет по всему контуру плиты, решил, что принятого размера достаточно ИМХО :!: :!: :!:

[Julianna]

Оживлю тему).
Что делают в случае, когда по факту отгибов из перекрытия в крайнюю колонну не выполнено (только выпуски из колонны в след. этаж)?
Край перекрытия совпадает с гранью крайних колонн. Колонны 400х400 мм. То есть надопорная верхняя арматура доведена просто до наружной грани колонны ( заходит в колонну на 400-20=380 мм), без каких-либо отгибов и пр.
А по расчетной модели узел должен быть жестким. Сетка колонн 5,7х6,3 м.
Расчет не показывают, а по моему расчету фактически установленной арматуры недостаточно. Так что речи про уменьшение длины анкеровки не идет.

[Лоскутов Илья]

Сообщение от Julianna Оживлю тему). Что делают в случае, когда по факту отгибов из перекрытия в крайнюю колонну не выполнено (только выпуски из колонны в след. этаж)? Край перекрытия совпадает с гранью крайних колонн. Колонны 400х400 мм. То есть надопорная верхняя арматура доведена просто до наружной грани колонны ( заходит в колонну на 400-20=380 мм), без каких-либо отгибов и пр. А по расчетной модели узел должен быть жестким. Сетка колонн 5,7х6,3 м. Расчет не показывают, а по моему расчету фактически установленной арматуры недостаточно. Так что речи про уменьшение длины анкеровки не идет.

Уже построено?

[Julianna]

Да, но успели только два этажа.

[Julianna]

Я понимаю, что должно быть так (см. вложение из Рекомендаций Залесова).
И всегда так делала.

[Grim]

В таких местах в плане разрушения самое опасное - продавливание. А по моментам... Очень мала длина стыка плиты с крайней колонной, там можно разместить минимум арматуры. Ну треснет на стыке плита, может дойти до образования пластического шарнира, момент хорошо уйдет в пролет и опора разгрузится. А в пролете и большее сечение принимает участие в работе и вообще все веселее.

[Лоскутов Илья]

Все что выше делать как положено.
Все что построено - пересчитать. Если не проходит усилить.

[Grim]

Сообщение от Julianna а по моему расчету фактически установленной арматуры недостаточно.

Так недостаточно арматуры или анкеровки?

[Julianna]

Сообщение от Grim Ну треснет на стыке плита, может дойти до образования пластического шарнира, момент хорошо уйдет в пролет и опора разгрузится

Но в пролете в таком случае должно быть достаточно арматуры стоять, так?

----- добавлено через 36 сек. -----

Сообщение от Grim Так недостаточно арматуры или анкеровки?

И того и другого

[Grim]

Сообщение от Julianna Но в пролете в таком случае должно быть достаточно арматуры стоять, так?

Должно. Может там достаточно стоит. Тут вопрос только в том, кто накосячил?

[Julianna]

Сообщение от Grim Тут вопрос только в том, кто накосячил?

Есть только чертежи.
С продавливанием там тоже какая-то беда. Плита толщиной 200 мм, а шаг поперечных стержней принят 100 мм.

[mainevent100]

Сообщение от Julianna Колонны 400х400 мм

Сообщение от Julianna Плита толщиной 200 мм, а шаг поперечных стержней принят 100 мм.

а поперечка по расчету нужна?
в целом стандартные размеры колонны, толщина плиты и пролеты.
а 380 мм анкеровки не достаточно по нормам, но не так уж мало по факту.
тем более, что длину анкеровки нужно принимать для арматуры, требующейся по прочности, а не по трещ/стойкости.
при "стандартных" жилых нагрузках там может требоваться порядка d14/100

[Axe-d]

Сообщение от Julianna Есть только чертежи. С продавливанием там тоже какая-то беда. Плита толщиной 200 мм, а шаг поперечных стержней принят 100 мм.

А Вы в данной истории - кто? от этого будет зависеть и ответ на вопрос "что делать?"

[Julianna]

Axe-d, я пока проверяющий. Но решение тоже нужно принимать. Нужно достраивать.

[Axe-d]

Сообщение от Julianna Axe-d, я пока проверяющий. Но решение тоже нужно принимать. Нужно достраивать.

В смысле - заказчик, генподрядчик, консалтинг, может - ГАСН?

[Julianna]

На продавливание арматура требуется. При чем шаг максимальный оговорен нормами ho/3. И это никак не 100 мм.
Армирования не хватало прилично, но да, я запамятовала, что для анкеровки нужно смотреть по прочности.

----- добавлено через ~10 мин. -----
Axe-d, нет )).Не заказчик и не ГАСН. Скорее подрядчик
Расчёт. И решения тоже за расчетчиком обычно.Варианты обсуждаешь с руководством. Не все устраивает часто.
Вот и думаю, что делают в таких случаях.
Не прошла колонна-ясно,что усилять.
А с узлами что сделаешь? С продавливанием?

[Axe-d]

Сообщение от Julianna А с узлами что сделаешь? С продавливанием?

Ну вообще - есть решения по усилению.
первая группа решений - установка дополнительной поперечной арматуры (вклеивание и/или стягивание болтами). У хилти целое СТО по этому поводу есть.
вторая - подведение капители, стольной или жб.

Сообщение от Julianna Скорее подрядчик

то есть "ваши" накосячили?

[Julianna]

Axe-d, спасибо за подсказку!
Не сталкивалась пока с таким.
Нет, проект не наш. Решения тоже.

[Axe-d]

Сообщение от Julianna Axe-d, спасибо за подсказку! Не сталкивалась пока с таким. Нет, проект не наш. Решения тоже.

Если вы подрядчики, то ваша задача - исполнить проект.
Боитесь, что проект косячный? Максимум ваших возможностей - это рассказать о своих подозрениях заказчику. Ну можете "настучать" в ГАСН - они любят вмешиваться, куда не просят. Но как воспримет тот же заказчик, если ГАСН тормознет стройку?

[Julianna]

Сообщение от Axe-d Боитесь, что проект косячный?

Да как-то это видно...

[Axe-d]

Сообщение от Julianna Да как-то это видно...

Но не дело подрядчика исправлять ошибки проекта. Конечно мало приятного, если построенный тобою объект даже при отсутствии твоей вины потерпит аварию, но все шаги зависят от степени доверия с заказчиком и издержками, на которые готово пойти ваше руководство ради "доброго имени". Как минимум, для прикрытия надстулья, надо писать, и побольше, письма заказчику с описанием выявленных ошибок проекта и, получив входящий, хранить в сейфе рядом с учредительными документами организации .

[Julianna]

Сообщение от Axe-d первая группа решений - установка дополнительной поперечной арматуры (вклеивание и/или стягивание болтами). У хилти целое СТО по этому поводу есть.

Axe-d, подскажите пожалуйста! Если по факту стоит поперечная арматура в перекрытии с шагом бОльшим, чем оговорено нормами (конструктивные требования СП 63.13330.2012 п.10.3.17 - максимальный шаг h0/3), то условие прочности плиты на продавливание считается не обеспеченным? По расчету поперечная арматура требуется, и программа автоматом расставляет с шагом h0/3.

И еще вопрос такой. Посмотрела решения Хилти, и получается, что такой способ не использовать, т.к в плите уже есть поперечная арматура.
Стягивать болтами - тоже сомнительный способ в производстве. Это нужно попасть между существующими стержнями.
Получается либо капители делать либо долбить всю опорную зону? Хотя последний вариант тоже отпадает - армирование в плите с шагом 100мм установлено, а каркасы на продавливание нужно с шагом 50 мм ставить. Обширная зона получится.
Выходит только капители и можно?

[Axe-d]

Сообщение от Julianna Axe-d, подскажите пожалуйста! Если по факту стоит поперечная арматура в перекрытии с шагом бОльшим, чем оговорено нормами (конструктивные требования СП 63.13330.2012 п.10.3.17 - максимальный шаг h0/3)

в том же СП допускается увеличивать до h0/2.

Сообщение от Julianna то условие прочности плиты на продавливание считается не обеспеченным?

Вовсе не обязательно. Максимальная плотность поперечки необходима у самой опоры, чуть дальше, теоретически, можно и пореже.

[Julianna]

Сообщение от Axe-d в том же СП допускается увеличивать до h0/2.

По факту шаг все равно больше 100>ho/2=158/2=79 мм.
Но есть п.8.1.48 " Поперечная арматура должна удовлетворять конструктивным требованиям, приведенным в 10.3. При нарушении указанных в 10.3 конструктивных требований в расчете на продавливание следует учитывать только поперечную арматуру, пересекающую пирамиду продавливания, при обеспечении условий ее анкеровки."
Я так понимаю - шаг можно и нарушить (если хватает арматуры), но эта арматура должна иметь надежную анкеровку. А это либо сварка либо загиб стержня. Причем соединение должно быть равнопрочным (как я поняла по п.10.3.19 СП63).
По факту на схемах стержни прямые. Значит - сварка (если есть...). По ГОСТ 14098 для арматуры AIII равнопрочным соединением считается только К1-Кт (заводское. Значит должны стоять готовые каркасы).
Cомнительно, что заказывали на заводе.
Мои рассуждения верны (относительно равнопрочности сварки)?

[mainevent100]

Сообщение от Julianna Мои рассуждения верны (относительно равнопрочности сварки)?

да

[Julianna]

mainevent100, спасибо!

[Лоскутов Илья]

ИМХО - оптимальным тут будет вариант устройства капители из металла.

[Julianna]

Сегодня узнала, что поперечка в перекрытиях (которая по проекту в виде прямых стержней) просто привязывалась к продольной арматуре вязальной проволокой...

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Лоскутов Илья ИМХО - оптимальным тут будет вариант устройства капители из металла.

Понимаете, далеко не все хотят видеть в своих квартирах сие творение...

----- добавлено через ~7 мин. -----
Лоскутов Илья, нету примера фото такой капители?

[mainevent100]

Julianna, намного продавливающая сила превышает несущую способность бетонного сечения?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Julianna Лоскутов Илья, нету примера фото такой капители?

отвечу за Илью

[Лоскутов Илья]

Сообщение от Julianna Лоскутов Илья, нету примера фото такой капители?

Стандартная обойма из уголков оголовка колоны. К обойме опять же из уголков капитель по периметру с ребрами жесткости. Расклинивание обязательно.
По типу такого

[Julianna]

Сообщение от mainevent100 Julianna, намного продавливающая сила превышает несущую способность бетонного сечения?

По-разному. Если говорить просто о соотношении F/Fb,ult, то :
1) для центральных колонн F/Fb,ult = 337.45/333*= 1,013
2) для крайних колонн сверху F/Fb,ult = 288.05/226,36 = 1,273
3) для одной из крайних колонн, для которой вообще поперечка не поможет(балконы "висят" и плюс расчетный периметр "разрезается" термовставками) F/Fb,ult = 383.08/226,36 = 1,692

Я рассчитываю с учетом моментов. И , если рассматривать условие (8.95) СП63.13330.2012, то его левая часть соответственно равна:
1) для центральных колонн 1,367>1
2) для крайних колонн сверху 1,721>1
3) для одной из крайних колонн, для которой вообще поперечка не поможет(балконы "висят" и плюс расчетный периметр "разрезается" термовставками) - 2,285>1
Данные приведены для перекрытия 2-го этажа. F и Fb,ult в [кH]. Нагрузки от перегородок немного увеличатся. Модель одна из первых была.

[Лоскутов Илья]

Offtop: Сейчас это все как стоит? С подпорками?

[Julianna]

Offtop:

Сообщение от Лоскутов Илья Offtop: Сейчас это все как стоит? С подпорками?

В настоящий момент не знаю. Подпорки были. Но, я думаю, их убирают, когда бетон наберет необходимую прочность.
Возведено 2 этажа и подвал. У меня в расчетах все здание полностью.
Когда возводилось перекрытие 2-го этажа, то подпорки были на всех этажах возведенных.

[Grim]

Интереснее посмотреть на сколько правильно определены продавливающие силы.

[Julianna]

Сообщение от Grim Интереснее посмотреть на сколько правильно определены продавливающие силы.

Продавливающие силы определяются программой автоматически на основе расчета РСУ.

[TNemo]

Сообщение от Grim Ну треснет на стыке плита, может дойти до образования пластического шарнира, момент хорошо уйдет в пролет и опора разгрузится

пластический шарнир допускается только при перераспределении 30% момента с опоры на пролет. Не арматуры, а момента. Но и то по утилизированным нормам. Дело в восприятии поперечной силы - при раскрытии трещины в месте пластического шарнира площадь контакта бетона уменьшается, соответственно и возможность восприятия поперечных сил падает. На сколько - методики расчета нет.

Сообщение от Julianna Axe-d, подскажите пожалуйста! Если по факту стоит поперечная арматура в перекрытии с шагом бОльшим, чем оговорено нормами (конструктивные требования СП 63.13330.2012 п.10.3.17 - максимальный шаг h0/3), то условие прочности плиты на продавливание считается не обеспеченным? По расчету поперечная арматура требуется, и программа автоматом расставляет с шагом h0/3.

Если больше, то между поперечными стержнями по бетону образуется трещина и сечение разрушится какая бы здоровая арматура не стояла, это не будет иметь значения.

Сообщение от Julianna Я так понимаю - шаг можно и нарушить (если хватает арматуры), но эта арматура должна иметь надежную анкеровку. А это либо сварка либо загиб стержня. Причем соединение должно быть равнопрочным (как я поняла по п.10.3.19 СП63). По факту на схемах стержни прямые. Значит - сварка (если есть...). По ГОСТ 14098 для арматуры AIII равнопрочным соединением считается только К1-Кт (заводское. Значит должны стоять готовые каркасы). Cомнительно, что заказывали на заводе. Мои рассуждения верны (относительно равнопрочности сварки)?

Шаг нарушать нельзя.
Соединение д.б. только К1-Кт, более того, с указанием к шву "нормируемая прочность".

Сообщение от Julianna Сегодня узнала, что поперечка в перекрытиях (которая по проекту в виде прямых стержней) просто привязывалась к продольной арматуре вязальной проволокой...

Встречался с такими *** строителями и не лучше были и проектировщики, которые тоже не знали что силовые каркасы для поперечного армирования нужно варить К1-Кт. Образование упало ниже плинтуса в РФ. Эти все на прихватках ручной дуговой построили. 3х-этажная школа в СПб. Досталась "в наследство". Я поднимал вопрос, доказал состоятельность мнения, но там все спустили на тормозах... никто не хочет платить больше чем рассчитывал.
Арматуру в таком случае учитывать не нужно и нельзя. Если не хватает бетонного сечения, выполняйте усиление, параллельно разгружая полы и перегородки в проекте (всегда есть возможность облегчить). В указанной школе было возможно выполнить жб балки между колоннами под перекрытием, оперев их на уширения колонн, а в коридорах оставить пролет без балок. У вас наверное есть аналогичные варианты.

[Julianna]

Offtop: TNemo, если с первым этажом еще можно рассмотреть варианты (капители, балки), то с жилым этажом что делать не знаю.
Здание 9 этажей. Помимо этого усилять колонны нужно.
Лучше бы вообще поперечку не ставили...

[TNemo]

Может фундаменты позволяют добавить колонны, сократив пролеты и нагрузки? Или даже несущие стены добавить

[mainevent100]

Сообщение от Julianna Помимо этого усилять колонны нужно.

ну как вариант - увеличить сечение колонн обоймой, тогда и периметр контура продавливания увеличится.

[Kykycuk]

Julianna, выложите планчик хотя бы

[TNemo]

Сообщение от mainevent100 ну как вариант - увеличить сечение колонн обоймой, тогда и периметр контура продавливания увеличится.

1. Где вы видели четко описанный вариант усиления обоймой с расчетами и конструктивными требованиями? Сколько обойма добавит, как ее выполнять? Все что я видел это очень условные бла-бла и 2-3 формулы не вызывающие доверия или не говорящие о чем то конкретном.
2. Как я понял балок по периметру там не предусмотрено. Потому обоймы на крайних колоннах вылезут за периметр здания со всеми вытекающими. Да и увеличение сечения крайних колонн (угловых тем более) не дадут особого эффекта для восприятия продавливания при действии момента. Более того, увеличение сечения колонн приведет в свою очередь к увеличению моментов в узле примыкания плиты, что окажет обратное действие на восприятие узлом полученных усилий и ухудшит ситуацию, а не улучшит.

[Grim]

Сообщение от TNemo Встречался с такими *** строителями и не лучше были и проектировщики, которые тоже не знали что силовые каркасы для поперечного армирования нужно варить К1-Кт. Образование упало ниже плинтуса в РФ. Эти все на прихватках ручной дуговой построили. 3х-этажная школа в СПб. Досталась "в наследство". Я поднимал вопрос, доказал состоятельность мнения, но там все спустили на тормозах... никто не хочет платить больше чем рассчитывал.

Интересно, как вы доказали "состоятельность мнения"? Испытаниями? Школа небось стоит без проблем. Сварное соединение в чистом виде и сварное соединение замкнутое бетоном это совершенно разные вещи! Хотя, формально вы конечно правы, но на деле-то все не так страшно.

Сообщение от Julianna Продавливающие силы определяются программой автоматически на основе расчета РСУ.

А вы абсолютно уверены, что в программу внесены правильные исходные данные и правильно интерпретируются результаты расчета?

[TNemo]

Сообщение от Grim Сварное соединение в чистом виде и сварное соединение замкнутое бетоном это совершенно разные вещи! Хотя, формально вы конечно правы, но на деле-то все не так страшно.

это какое то антинаучное утверждение.
и не логичное совершенно.
поперечная арматура не имеющая анкеровки не будет работать в каком бы бетоне ее не замуровали.
вы где учились?

[mainevent100]

Сообщение от TNemo Все что я видел это очень условные бла-бла и 2-3 формулы не вызывающие доверия

вероятно, видели Вы не много
СП 63.13330
Рекомендации по проектированию усиления железобетонных конструкций зданий и сооружений реконструируемых предприятий. Надземные конструкции и сооружения
ТЕХНИЧЕСКАЯ ЭКСПЛУАТАЦИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ. ЧАСТЬ II
Мальганов. Восстановление и усиление...

Информации достаточно, но кто-то способен увидеть в ней только "бла-бла"

[Grim]

Сообщение от TNemo это какое то антинаучное утверждение. и не логичное совершенно.

А, у нас великий теоретег!

Ответ-то будет?

Сообщение от Grim Интересно, как вы доказали "состоятельность мнения"? Испытаниями?

[Julianna]

Сообщение от Grim А вы абсолютно уверены, что в программу внесены правильные исходные данные и правильно интерпретируются результаты расчета?

Поясните...
Почему я должна быть не уверена? Считаю не первый объект. Тем более проверила вручную что-то. Нагрузки все перепроверила. Данные по РСУ задать - тоже ничего сверхординарного нет. Все по СП 20.13330.2011.
Единственный момент - первый раз пользуюсь Винклеровской моделью грунта. Армирование колонн отличается по винклеру и на ОКЭ (объемники). Поперечка на продавливание все равно требуется.

[TNemo]

Сообщение от Grim Интересно, как вы доказали "состоятельность мнения"? Испытаниями?

нормативами. испытания нужны там, где нет ответа как конструкция будет себя вести при нарушении норм, а здесь все ясно.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от TNemo вы где учились?

ответ то будет?

[Grim]

Сообщение от Julianna Поясните... Почему я должна быть не уверена? Считаю не первый объект.

Поясняю, так надежнее - сомневаться и перепроверять.

[mainevent100]

Сообщение от Julianna Почему я должна быть не уверена?

Julianna, потому что плита 200 мм на колонне 400х400 и классе бетона В25 несет вертикальную нагрузку на продавливание порядка 40 тонн. Жилым этажом не так просто собрать такую нагрузку.

[Kykycuk]

Сообщение от mainevent100 Julianna, потому что плита 200 мм на колонне 400х400 и классе бетона В25 несет вертикальную нагрузку на продавливание порядка 40 тонн. Жилым этажом не так просто собрать такую нагрузку.

Дополню:40 тонн - это без поперечки и без моментов. С моментами при этом коэффициент использования никак не больше 1,5 будет. То есть поперечка легко решит проблему.

[TNemo]

Сообщение от mainevent100 потому что плита 200 мм на колонне 400х400 и классе бетона В25 несет вертикальную нагрузку на продавливание порядка 40 тонн. Жилым этажом не так просто собрать такую нагрузку.

При расчете на продавливание колонны располагаются в центре, с краю и в углу плиты, это разные расчеты.
Что такое 40т? Пролет не важен? Моменты тоже не важны?

[Kykycuk]

Сообщение от TNemo ри расчете на продавливание колонны располагаются в центре,

Естественно в центре. С краю, а тем более в углу плиты такую нагрузку еще сложней собрать

[mainevent100]

Сообщение от TNemo Что такое 40т? Пролет не важен? Моменты тоже не важны?

ну если Вы в жилье колонны расставляете с шагом 10х10 метров, тогда, конечно, можно спрашивать "что такое 40т?"
Момент важен, но для центральных колонн он обычно не велик. А для крайних колонн, кстати, моменты зависят от соотношения жесткостей колонны и плиты, а реальное их соотношение науке пока не известно

----- добавлено через ~2 мин. -----
для крайних колонн меньше периметр продавливания, но и нагрузка меньше, поэтому и сомнения в том,

Сообщение от Grim что в программу внесены правильные исходные данные и правильно интерпретируются результаты расчета?

[TNemo]

Сообщение от Kykycuk Естественно в центре. С краю, а тем более в углу плиты такую нагрузку еще сложней собрать

Сообщение от mainevent100 для крайних колонн меньше периметр продавливания, но и нагрузка меньше, поэтому и сомнения в том,

для крайних колонн обычно момент такой, что без балки по периметру плиты никак не обойтись. редко когда архитектор согласен уменьшить шаг крайних пролетов для создания благоприятной ситуации разделу КЖ.

Сообщение от mainevent100 моменты зависят от соотношения жесткостей колонны и плиты, а реальное их соотношение науке пока не известно

может и неизвестно, но что предлагаете вы? игнорировать пространственные расчеты и расчеты продавливания по СП, махнуть рукой "да не будет там ничего!" и не учитывать влияние момента? Или учитывать постучав по бубну до момента появления в голове некоего мистического к-та, который сгладит все разногласия между СП, СНиП и реальностью?
Практически весь КЖ из экспериментов выведен эмпирическим путем. Может не будем вообще требования нормативов выполнять, они же все равно не точные, усредненные, часто с большими запасами по материалам и нагрузкам?... Но иногда и материалы и нагрузки все таки достигают тех максимальных значений, которые указаны в СНиП и что вы, инженер, будете делать, что вы будете слезно вопрошать? "Что же теперь делать? Я не хочу в тюрьму!"

[Kykycuk]

Сообщение от TNemo для крайних колонн обычно момент такой, что без балки по периметру плиты никак не обойтись.

В то же время момент, учитываемый в расчетах на продавливание серьезно ограничивается п. 8.1.46 СП 63. К тому же, момент от эксцентриситета приложения продавливающей силы относительно центра тяжести контура продавливания оказывает разгружающее действие в большинстве случаев.

[mainevent100]

Сообщение от TNemo но что предлагаете вы?

предлагаю конкретную вещь: когда что-то где-то не проходит по расчету, в первую очередь посмотреть, какие исходные данные и допущения приняты для расчета.
Потому что факторов, которые оказывают на конечную цифру много, и если все их принимать по "наихудшему" значению, может накопиться очень большая погрешность, которая приведет к очень большим расходам на усиление.
Например, значение h0 как принимать? ведь арматура лежит в двух направлениях с разным защитным слоям..

[TNemo]

Сообщение от mainevent100 Например, значение h0 как принимать? ведь арматура лежит в двух направлениях с разным защитным слоям.

ho принимается для арматуры до того слоя к которому крепится поперечный стержень и тут никаких танцев с бубном.
а для бетона - до крайнего горизонтального арматурного стержня, тоже ничего сверх естественного.

[Kykycuk]

Сообщение от TNemo ho принимается для арматуры до того слоя к которому крепится поперечный стержень

А если нет поперечного стержня?

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от TNemo ho принимается для арматуры до того слоя к которому крепится поперечный стержень и тут никаких танцев с бубном.

Это справедливо только для выяснения "сколько стержней учитывать в расчете". Бетонное сечение надо считать на h0 без учета места анкеровки поперечного стержня.
Offtop: Может Вы это и имели в виду, я не понял.

[mainevent100]

Сообщение от TNemo поперечная арматура не имеющая анкеровки не будет работать в каком бы бетоне ее не замуровали.

TNemo, какое усилие для выдергивания нужно приложить к арматурному стержню d6А400, забетонированному на длину, например, 100 мм?
согласно конструктивным требованиям к арматуре против продавливания, это усилие равно нулю.
а по факту руками хрен выдернешь, усилие получится не сильно меньше расчетного 8 кН

[Julianna]

Напомню, что схема существующая ). Не я задавала эти шаги колонн.

Сообщение от mainevent100 Например, значение h0 как принимать? ведь арматура лежит в двух направлениях с разным защитным слоям..

Формула (8.89) СП 63.13330.2012.

[skam]

Сообщение от mainevent100 несет вертикальную нагрузку на продавливание порядка 40 тонн. Жилым этажом не так просто собрать такую нагрузку.

Почему вы так уверены в этом? При стандартном шаге колонн 6х6м, суммарная нагрузка на 1м2 (полезная+собственный вес) не должна превышать 40т/36м2=1.11т/м2. Обычно в жилье суммарная нагрузка в районе 1.2-1.5т/м2

[mainevent100]

Сообщение от skam Обычно в жилье суммарная нагрузка в районе 1.2-1.5т/м2

обычно не более 495(плита)+195(полезная)+180(полы)+150(перегородки)=1020 кг/м2

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Julianna Формула (8.89) СП 63.13330.2012.

Сообщение от Julianna По факту шаг все равно больше 100>ho/2=158/2=79 мм

у Вас h0=158 мм - это средняя цифра?

[skam]

Плита толщиной 200мм уже даст 550кг/м2 (2500*1.1*0.2), полезная в коридорах будет 360кг/м2 (пусть даже не по всей площади), полы и перегородки можно оставить ваши значения, но перегородки могут располагаться неравномерно + собственный вес колонн. У нас, как правило, 200 не хватает без поперечки.

[Лоскутов Илья]

Offtop: Рассуждать о расчете некой конструкции, для которой отсутствуют исходные данные нет смысла. Ваш КО.
На поставленный вопрос ответ дан.
Все что дальше всего лишь размазывание мыслей по столу, пока не будет достаточной информации о предмете обсуждения.

[TNemo]

Сообщение от mainevent100 какое усилие для выдергивания нужно приложить к арматурному стержню d6А400, забетонированному на длину, например, 100 мм? согласно конструктивным требованиям к арматуре против продавливания, это усилие равно нулю. а по факту руками хрен выдернешь, усилие получится не сильно меньше расчетного 8 кН

0,283см2 х 3550кг/см2 = 1т - усилие воспринимаемое стержнем 6мм А400
необходимая анкеровка в растянутом бетоне В25 - 199мм
при анкеровке на 100мм получаем, что стержень заанкерован на 50%
т.е. анкеровка стержня выдерживает 1т/2 = 500кг.

Сообщение от mainevent100 по факту руками хрен выдернешь

Вы такой сильный парень, что можете приложить усилие выдергивания более 500кг?

Сообщение от mainevent100 согласно конструктивным требованиям к арматуре против продавливания, это усилие равно нулю.

тут я "не догнал" что имеется в виду. возможно, что не заанкерованный стержень работать не будет? да это так. стержень будет работать на столько, на сколько заанкерован. На длине анкеровки он будет тоже работать, но с тем усилием, которое позволяет длина анкеровки до участка приложения усилия, иначе его выдернет из бетона.
только от прорабов слышал нелепые сравнения усилий в арматуре и "хрен его руками выдернешь" или "и экскаватором не выдернуть". Люди эти не понимают размерности, не осознают, что сравнение усилий в арматуре и бетоне с бытовым восприятием сил не имеет смысла.

[Grim]

Сообщение от TNemo при анкеровке на 100мм получаем, что стержень заанкерован на 50%

По длине, но не по усилию.



образец;

эпюра нормальных напряжений в арматуре;

эпюра сил сцепления поповерхности арматуры

[Julianna]

Сообщение от mainevent100 у Вас h0=158 мм - это средняя цифра?

В принципе да. Я нахожу средний защитный слой до арматуры. 36 мм и 48 мм - расстояния до центров арматуры. 0,5(36+48)=0,5х84=42 мм. h0=200-42=158 мм.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от skam Плита толщиной 200мм уже даст 550кг/м2 (2500*1.1*0.2), полезная в коридорах будет 360кг/м2 (пусть даже не по всей площади), полы и перегородки можно оставить ваши значения, но перегородки могут располагаться неравномерно + собственный вес колонн. У нас, как правило, 200 не хватает без поперечки.

Еще добавьте в плитах отверстия под вентканалы и шахты и получается порой, что плита во многих местах работает по "консольной схеме" - больше нагрузка будет приходиться. Вообщем, я к тому, что все зависит от конкретной схемы.

[TNemo]

Сообщение от Grim эпюра сил сцепления поповерхности арматуры

эта картинка по-мне так ничего не доказывает и не противоречит моим подсчетам.
вы, полагаю, думаете, что если стержень заанкеровать на половину, то и эта эпюра будет тупо обрезана на половине анкеровки?
а что если характер эпюры сохранится и просто немного меньшие значения будут чем при полной анкеровке?

здесь все логично - у торца элемента силы падают потому как бетон не может держать много из-за выкола, а в начале анкеровки местное смятие видимо не позволяет набрать усилие сразу по прямой. но значения не вычисляемы, потому берем по прямой и не паримся.

П.С. и эта картинка не применима на 100% к поперечной арматуре, т.к. нет части эпюры где стержень выходит из элемента и бетон не держит скол.

[Grim]

Сообщение от TNemo эта картинка по-мне так ничего не доказывает и не противоречит моим подсчетам.

Я даже не сомневался!

Сообщение от TNemo вы, полагаю, думаете, что если стержень заанкеровать на половину, то и эта эпюра будет тупо обрезана на половине анкеровки?

Ээээ, не надо за меня ничего полагать!

Сообщение от TNemo здесь все логично - у торца элемента силы падают потому как бетон не может держать много из-за выкола

Что???

Сообщение от TNemo П.С. и эта картинка не применима на 100% к поперечной арматуре, т.к. нет части эпюры где стержень выходит из элемента и бетон не держит скол.

Мдаааа... если стержень не выходит из элемента, то и разрушения нет.
В общем, все понятно, дальше можете не пыжиться!

Сообщение от TNemo Образование упало ниже плинтуса в РФ

[TNemo]

Offtop:

Сообщение от Grim В общем, все понятно, дальше можете не пыжиться!

Рад был помочь. И пусть Господь дарует тебе разум и защитит от несчастий творения твои

[maks-ufa]

Сообщение от mainevent100 согласно конструктивным требованиям к арматуре против продавливания, это усилие равно нулю.

Мы же не можем быть точно уверены где пройдет трещина!? Это потому, что трещина может пройти у самого конца стержня, где анкеровка в бетоне 0 см.

[mainevent100]

Сообщение от TNemo 0,283см2 х 3550кг/см2 = 1т - усилие воспринимаемое стержнем 6мм А400

для поперечной арматуры А400: 0,283 х 2850 = 0,8 тонны
а для класса А240 будет 0,283 х 1700 = 0,48 тонны

Сообщение от TNemo Вы такой сильный парень, что можете приложить усилие выдергивания более 500кг?

не могу, поэтому и говорю, что "хрен выдернешь"
я к тому, что анкеровка "по факту" будет не сильно меньше (ну может раза в 2, как Вы насчитали) расчетного сопротивления, а по требованию норм, учитывать ее совсем нельзя, т.к. приварка или охват не выполнены.
И если бетонного сечения не хватает на 3-5%, то, может, и закрыть глаза на это (естественно, с учетом анализа запасов по нагрузкам), а не упираться "не проходит и все тут".

Сообщение от maks-ufa Мы же не можем быть точно уверены где пройдет трещина!? Это потому, что трещина может пройти у самого конца стержня, где анкеровка в бетоне 0 см.

расчетное наклонное сечение по СП проведено под 45 градусов

----- добавлено через ~6 мин. -----
Почти уверен, что процентов 90 безэкспертизных объектов с монолитными перекрытиями построено или вообще без поперечной арматуры или с нарушением шага или с анкеровкой К3-Рр вместо К1-Кт

[maks-ufa]

Сообщение от mainevent100 расчетное наклонное сечение по СП проведено под 45 градусов

Это понятно, но линии возможных трещин - это как штриховка металла, они же могут пройти и через центр или у края стержня.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от mainevent100 Почти уверен, что процентов 90 безэкспертизных объектов с монолитными перекрытиями построено или вообще без поперечной арматуры или с нарушением шага или с анкеровкой К3-Рр вместо К1-Кт

Да просто мы закладываем через расчетные коэффициенты, что прочность бетона теоретически может быть меньше класса бетона. А она может получиться не меньше. Плюс остальные запасы. Плюс небольшой процент несет продольная арматура.

[TNemo]

Сообщение от mainevent100 0,283см2 х 3550кг/см2 = 1т - усилие воспринимаемое стержнем 6мм А400 для поперечной арматуры А400: 0,283 х 2850 = 0,8 тонны

чИто это за 2850? если уж собрались выдергивать арматурину из бетона, то и РС принимайте не как для поперечных стержней, т.к. ваш выдергиваемый стержень как поперечная арматура работать не будет. Что то вы "потерялись в показаниях". Если правите кого, нужно быть дважды уверенным в правоте своей позиции.
Offtop: Несколько ошибочные конечно значения, грубый перевод единиц, на самом деле усилие больше - 3620 и 2900 переводя в кг/см2

[mainevent100]

Offtop: TNemo, я имею ввиду расчетные значения, которые используются при расчете на продавливание.
для А400 расчетное сопротивление 285 МПа, т.е., грубо говоря, требуемая длина анкеровки в бетоне (если бы она могла учитываться нормами) рассчитывалась бы на усилие Rsw*As, а не Rs*As
но на самом деле все это имеет малое отношение к теме.

Сообщение от maks-ufa Это понятно, но линии возможных трещин - это как штриховка металла

при увеличении угла наклона трещины возрастает и несущая способность по бетону

[Julianna]

Offtop:

Сообщение от mainevent100 я к тому, что анкеровка "по факту" будет не сильно меньше (ну может раза в 2, как Вы насчитали) расчетного сопротивления, а по требованию норм, учитывать ее совсем нельзя, т.к. приварка или охват не выполнены. И если бетонного сечения не хватает на 3-5%, то, может, и закрыть глаза на это (естественно, с учетом анализа запасов по нагрузкам), а не упираться "не проходит и все тут".

А как объяснять все это экспертизе?

Сообщение от mainevent100 Почти уверен, что процентов 90 безэкспертизных объектов с монолитными перекрытиями построено или вообще без поперечной арматуры или с нарушением шага или с анкеровкой К3-Рр вместо К1-Кт

А если сделано так, что и шаг нарушен (даже в проекте) и анкеровка в виде вязальной проволоки и вообще неизвестно что и как там сделано по факту?
Если еще посмотреть аварии по этому поводу (с человеческими жертвами) - рассчитывать на авось не хочется.

[An2]

Julianna
Всё правильно пишете. Одно только то, что продольная арматура не имеет надлежащей анкеровки, определяет необходимость усиления.
После решения этого, вопрос продавливания эффективнее всего решить именно постановкой доп. Поперечной арматуры.
Разве штамп в производство работ не означает, что строители приняли эту документацию.? Есть ли при такой приёмке требование её проверки?

[Axe-d]

Сообщение от mainevent100 Например, значение h0 как принимать? ведь арматура лежит в двух направлениях с разным защитным слоям..

четко же написано в СП - среднее значение

Сообщение от Kykycuk В то же время момент, учитываемый в расчетах на продавливание серьезно ограничивается п. 8.1.46 СП 63.

Благодаря этому условию, когда лень считать можно просто сравнить N и Nb,ult. При Nb,ult>0.75N и армировании, превышающем по НС Nb,ult, узел пройдет при любом М

[Julianna]

Сообщение от An2 После решения этого, вопрос продавливания эффективнее всего решить именно постановкой доп. Поперечной арматуры.

Не понимаю как можно впихнуть доп. поперечную арматуру??? Если она уже там есть, но "косячная".
Выдалбливать не хочу всю зону.Слишком опасно мне кажется. Где гарантия как потом новый и старый бетон свяжут?

----- добавлено через ~3 мин. -----
Offtop: An2, теперь и штамп в производство работ мало что значит. Если такие бумаги вообще есть.

[TNemo]

Сообщение от Julianna Выдалбливать не хочу всю зону.Слишком опасно мне кажется. Где гарантия как потом новый и старый бетон свяжут?

а никто и не даст. можно даже не пытаться. к тому же получится дешевле снести здание, чем выдалбливать перекрытия вокруг каждой колонны на 1/3 пролета

Offtop: если бы строили в японии, то перегородки из бумаги наверное все могли бы исправить

[Julianna]

Offtop: Я тоже думаю,что проще взорвать и заново построить

[An2]

Выдалбивать категорически нельзя. Отверстия выполнять алмазными коронками. Основная стоимость при этом будет именно расход колонок. При попадании на существующее поперечное армирование коронка её пройдёт.

[Julianna]

An2, хорошо, допустим приму такой тип усиления плит на продавливание. Но не получится ли такого, что этими алмазными коронками "разрежут" и продольное армирование?
Как этого избежать? Или свести к минимуму?
Это вообще дорогое удовольствие?
Вы про стяжные болты? С каким шагом обычно ставятся? Наверное не по конструктивным требованиям норм (s=ho/3)?

----- добавлено через ~2 мин. -----
Объём усиления приличный.

[An2]

Шаг можете принять ho/2
Верхнюю растянутую арматуру резать нельзя. Выявляйте её магнитным методом, локальными вскрытиями на удалённом расстоянии.
Но также не менее важно в этом случае усилить плиту на изгиб! Без этого усиление только на продавливание будет недостаточно.

[Saur]

Сообщение от An2 вопрос продавливания эффективнее всего решить именно постановкой доп. Поперечной арматуры.

Неа. Эффективнее подвести капители. С архитектурой это надо увязать.

[An2]

Капитель требуется если дефицит прочности без поперечного армирование более 2 раз. В других случаях по трудоемкости и материалоемкости установка поперечного армирования эффективнее.
Как я понимаю это жилье и иметь в квартире массивную капитель вряд-ли кто-то захочет.

[Julianna]

Первый этаж нежилой. Офисы либо торговля. Верхние этажи - жильё. Если в нежилом этаже ещё можно повыбирать способы усиления, то в жилом - не разбежишься....

[Saur]

Сообщение от An2 В других случаях по трудоемкости и материалоемкости установка поперечного армирования эффективнее.

Не эффективнее, а целесообразнее... это разные вещи.

Сообщение от Julianna то в жилом - не разбежишься....

А вдруг при незначительном увеличении сечения колонны плита будет способна воспринять поперечную силу только бетоном?

[Grim]

Вы своими "выдалбливаниями" да "вырезаниями" только хуже сделаете плите. Самый простой и дешевый вариант - провести испытания, удостовериться, что все там несет с полуторным запасом и успокоиться на этом!

[Julianna]

Сообщение от Saur А вдруг при незначительном увеличении сечения колонны плита будет способна воспринять поперечную силу только бетоном?

По предварительным прикидкам не воспринимала. Но понятно,что нужно все смотреть еще. Когда все основные моменты будут проработаны.

[skam]

Сообщение от Grim Самый простой и дешевый вариант - провести испытания, удостовериться, что все там несет с полуторным запасом и успокоиться на этом!

Согласен: продавливание - хрупкое разрушение, как правило при таком характере разрушения запасы составляют 40-60%, в отличии от пластическго, где запасы - 15-20%

[Julianna]

Сообщение от Grim Самый простой и дешевый вариант - провести испытания, удостовериться, что все там несет с полуторным запасом и успокоиться на этом!

А кто может выполнять эти испытания? Я так понимаю,что это должен быть как доказывающий документ какой-то?
То есть хотите сказать,что если расчетами мы не можем подтвердить, что усилять допустим не нужно, то проводим испытания?
Нельзя же просто оставить все как есть "закрыв" на это глаза? Хотя кажется, что так и будет.

[Grim]

Я хочу сказать, что такими проблемами должны заниматься специалисты высокой квалификации.

[Julianna]

Сообщение от Grim Я хочу сказать, что такими проблемами должны заниматься специалисты высокой квалификации.

Не спорю.

[An2]

Julianna
проблем с испытаниями нет в Москве и крупных городах, но это не тот случай что Вы описываете...
здесь дешевле и быстрее будет усилить на изгиб и продавливание.

[Julianna]

Сообщение от An2 Шаг можете принять ho/2 Верхнюю растянутую арматуру резать нельзя. Выявляйте её магнитным методом, локальными вскрытиями на удалённом расстоянии. Но также не менее важно в этом случае усилить плиту на изгиб! Без этого усиление только на продавливание будет недостаточно.

Так и не поняла , нормами запрещено принимать шаг поперечных стержней более ho/2?

[maks-ufa]

Сообщение от Julianna нормами запрещено принимать шаг поперечных стержней более ho/2?

В СП 63 же написано, что нельзя

[Kykycuk]

Сообщение от maks-ufa В СП 63 же написано, что нельзя

О чем тогда написано в п. 8.1.50 СП 63? "Поперечная арматура должна отвечать конструктивным требованиям, приведенным в 10.3. При нарушении указанных в разделе 10.3 конструктивных требований в расчете на продавливание следует учитывать только поперечную арматуру, пересекающую пирамиду продавливания, при обеспечении условий ее анкеровки."

[Julianna]

Вот и не очень понятно, какие требования конкретно можно нарушать: конструктивный шаг h0/3 или допускаемый шаг h0/2 ?
И тот и другой прописан в п.10.3.17 (конструктивные требования).

При усилении плит на продавливание постановкой поперечной арматуры максимальный шаг h0/2?

[maks-ufa]

Сообщение от Kykycuk О чем тогда написано в п. 8.1.50 СП 63?

А вы сможете предсказать линии пирамид продавливания? Приложите пример

[Kykycuk]

Сообщение от maks-ufa А вы сможете предсказать линии пирамид продавливания?

Я - нет. Я лишь спросил Ваше мнение об этом пункте.

[maks-ufa]

Сообщение от Kykycuk Я - нет. Я лишь спросил Ваше мнение об этом пункте.

Я тоже, поэтому я ставлю как написано в 10.3, т.к. расчетом обратное не смогу доказать

[Julianna]

Сообщение от maks-ufa Я тоже, поэтому я ставлю как написано в 10.3, т.к. расчетом обратное не смогу доказать

То есть ставите с шагом h0/3 ?

[maks-ufa]

Да. Тут же все просто. Если можете/хотите доказать обратное, то СП вам это позволяет, если нет, то ставьте h0/3.

[An2]

Сообщение от Julianna Так и не поняла , нормами запрещено принимать шаг поперечных стержней более ho/2?

я бы рекомендовал не превышать шаг стержней более h0/2, есть исследования (в том числе наши), что шаг для стержней с анкерами по концам в виде пластин, высаженных головок, может быть увеличен до 3/4h0.
кроме того, армирование следует устанавливать равномерно/симметрично вдоль контура продавливания. Другими словами не следует понимать СП так, что допускается нарушение конструктивных требований в части интенсивности поперечного армирования qsw вдоль расчетного контура.

В ACI 318 этот шаг зависит от величины касательных напряжений, что очень логично...ближе к опоре шаг стержней сгущают, по удалении от нее он может увеличиваться...
к сожалению наши нормы в этот вопросе имеют пробелы.

[maks-ufa]

Сообщение от An2 есть исследования (в том числе наши), что шаг для стержней с анкерами по концам в виде пластин, высаженных головок, может быть увеличен до 3/4h0

да, в Евронормах шаг 0,75h0

[Julianna]

Добрый день! Подскажите, пожалуйста, при смене сечения колонны с этажа на этаж, площадь опирания которой колонны принимается в расчете на продавливание?
По логике вроде бы нижней колонны, но где-то читала,что берут мЕньшую площадь.

[Grim]

А где в расчете на продавливание фигурирует понятие "площадь опирания"?

[An2]

в данном случае нижней

[Julianna]

Сообщение от Grim А где в расчете на продавливание фигурирует понятие "площадь опирания"?

Размеры сечения колонны по-другому )