[Ivan3891]

Доброго времени суток, форумчане!

Проектируем гостиницу, конструктивная схема - связевый каркас с вертикальными диафрагмами жесткости, сейсмичность площадки строительства - 8 баллов. Необходимо выполнить антисейсмический шов в проекте, хотя бы потому, что длина здания превышает 80м (СНиП II-7-81*, п.3.5*, табл.8)! Сначала хотел сделать по оси 10 шов (потому как примерно середина здания и к тому же, чтоб не нарушать еще и п.2,б табл.3, Пособия к СНиП 2.03.01-84* - ссылаюсь на него, потому как под рукой; в новом, насколько я помню, тоже самое), но потом увидел уступы в здании и вспомнил про другой пункт 3.1 СНиП II-7-81, или же 6.1.2 СП 14.13330.2011, который гласит:

6.1.2 Здания и сооружения следует разделять антисейсмическими швами в случаях, если: - здание или сооружение имеет сложную форму в плане; - смежные участки здания или сооружения имеют перепады высоты 5 м и более, а также существенные отличия друг от друга по жесткости и(или) массе (курсивом - в старом СНиП об этом не было ничего сказано). Устройство антисейсмических швов внутри помещений не допускается.

На первом прикрепленном файле - разрез моего здания по уступам. Собственно, по нему и вопрос: Как вы понимаете данный пункт СНиПа насчет уступов? Относится ли он к моему случаю или нет, ведь с другой стороны можно сказать, что высота уступа у меня не превышает 5м (ведь, как известно, все относительно)? Ну и хотелось бы еще узнать мнение опытных конструкторов, имевших дело и хорошо знающих сейсмический СНиП, по этому поводу.

На втором файле - план здания на отм.0,000. Попрошу сильно не ржать над формой в плане здания. Архитекторша хоть и молодая, мало опыта, но многое зависело и от заказчика, который несколько раз менял конфигурацию здания. Насчет того, что колонны расположены не совсем верно, это я тоже знаю. Диафрагмы еще не расставлял, т.к. не успел поработать еще с конструктивом.

Планировку в какой-то степени придется поломать, тут уж никуда не денешься, к сожалению. Задание только получил, как видите, все пока на стадии ПП. Вопрос у меня сейчас только один к людям знающим: "Подходит ли мой случай к пункту про уступы? Если да, тогда любопытно было бы посмотреть ваше решение по этому поводу."

Также, если кто знает и может посоветовать (не хочется просто из-за этого открывать новую тему), хочу спросить: делал ли кто-нибудь здания сложные в плане? Спрашиваю потому, что сейчас думаю над оптимальной расстановкой колонн в месте поворота здания. После просмотра ряда "подобных" проектов в различной литературе, я себе представляю как их расположить. Однако, (как видите, приходится думать за двоих) хотелось бы увидеть решения зданий с поворотами. Был бы очень благодарен любому за полезную информацию на этот счет!

P.S! Коротко о тех же имеющихся вопросах:

1. Относится ли п.3.1 СНиП II-7-81* к моему случаю или нет?
2. Делал ли кто-нибудь конструктив зданий сложных в плане (с поворотом)? Если да, прошу помочь в решении поставленной задачи.
3. Этот вопрос возник по ходу: нужно ли делать температурно-усадочный шов в данном здании? Спрашиваю потому, что, если даже разделить здание пополам, получится, что одна из половин здания будет более 50м (нарушаю старый СНиП по ЖБК получается).

Заранее спасибо!

[Vintorez]

По плану на 0,000 .
1.На пересечении осей 3 и 4 и Б и Д поставить колонны.
2. По оси Д поставить колонны (Иначе стены протараняят с двух сторон лестничную клетку)
Лучше поделить здание на три части 2 прямоугольных и 1 с разворотом .
ПО разрезу
1.по СНиПу перепад фундаментов на 3-5м (тчно не помню,длины его ) не более 0,5м. (по высоте.)

P/S/А диафрагмы или пилоны где ??? Чем собираешся гасить сейсмику ,только колоннами и ригелями?
А насчёт "- смежные участки здания или сооружения имеют перепады высоты 5 м и более, а также существенные отличия друг от друга по жесткости" Пример.Есть Холодильник (Высотой внутр. помешений 9м. в металическом каркасе) и рядом админ корпус (h=3,3 эт. ж.б. каркас ).Архитектор нарисовал как одно целое здание. А по конструктиву придётся разделять.

[Ivan3891]

Сообщение от Vintorez По плану на 0,000 . 1.На пересечении осей 3 и 4 и Б и Д поставить колонны. 2. По оси Д поставить колонны (Иначе стены протараняят с двух сторон лестничную клетку) Лучше поделить здание на три части 2 прямоугольных и 1 с разворотом . ПО разрезу 1.по СНиПу перепад фундаментов на 3-5м (тчно не помню,длины его ) не более 0,5м. (по высоте.) P/S/А диафрагмы или пилоны где ??? Чем собираешся гасить сейсмику ,только колоннами и ригелями?

Друг, я еще хотел написать, не давать подобных советов, но не стал. Это я всё знаю, что ты сказал. Планы только получил, колонны и диафрагмы найдут еще свое место, так что все будет хорошо. Свои вопросы я выделил, если не заметил. Ни одного ответа по существу. Но.., спасибо, конечно, что не остался в стороне!))

[Vintorez]

Всё нормально .
Только на "2. Делал ли кто-нибудь конструктив зданий сложных в плане (с поворотом)? Если да, прошу помочь в решении поставленной задачи." Делали подобное угол 90гр. поэтому разбили на три части и ещё с грунтами проблема подземные воды на ур. -3.000 м. от дневной поверхности. (Кароче по подошву фундаментов.).Делали щебёночную подушку 1-1,2м и дренаж . Точно не помню было около 6-8л. назад.

P.S. Это были 5-эт. институтские корпуса.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 1. Относится ли п.3.1 СНиП II-7-81* к моему случаю или нет?

не не относится у нас рельеф такой что это цветочки
Надо смотреть разрез со сваями .. только в осях 5-6 на -3,8 тоже продолжи помещение для разгона резкого перепада отметок.

Сообщение от Ivan3891 2. Делал ли кто-нибудь конструктив зданий сложных в плане (с поворотом)? Если да, прошу помочь в решении поставленной задачи.

Да делал просто по краям диафрагмы чтоб не скручивало.. Думаю разделяй на две части по оси 10 но расчет с учетом кручения (чтоб не придрались)

Сообщение от Ivan3891 Спрашиваю потому, что, если даже разделить здание пополам, получится, что одна из половин здания будет более 50м (нарушаю старый СНиП по ЖБК получается).

Это при бетонировании чтоб не трещало швы делают .. а так все 80м одним блоком можно

Я правильно понял свайный фундамент ?

[Ivan3891]

Надо смотреть разрез со сваями .. только в осях 5-6 на -3,8 тоже продолжи помещение для разгона резкого перепада отметок.

Про сваи еще пока рано говорить. Дойдем и до них. Легко сказать "продолжи". Заказчик в последнее время пошел такой, что стал деньги считать, поэтому тут трудно сказать в каком виде будет здание. Пока такое решение.

Да делал просто по краям диафрагмы чтоб не скручивало.. Думаю разделяй на две части по оси 10 но расчет с учетом кручения (чтоб не придрались)

Диафрагмы - само собой. На три части точно не надо делить? Уверен? Считать буду в Лире, как учили: первые две формы колебаний должны быть поступательными (изгибными), третья - крутильная. Ну и процент модальной массы не менее 90.

Это при бетонировании чтоб не трещало швы делают .. а так все 80м одним блоком можно

Спасибо!

Я правильно понял свайный фундамент ?

Да, думаю свайный сделать, конечно же. Плиту городить с уступами как-то не очень хорошо получится, да и не дешевле она, по-моему. Геологию только получил. Опираться свая будет на мергель средней прочности, рыхлый, размягчаемый в воде, слабо выветрелый с Rc(вод)=20МПа, Rc(сух)=30МПа. Сваи пока не решил какие будут, либо забивные сделаю 40х40см, либо буронабивные, что скорее всего, D=530мм.

Сообщение от Ivan3891 Диафрагмы - само собой. На три части точно не надо делить? Уверен? Считать буду в Лире, как учили: первые две формы колебаний должны быть поступательными (изгибными), третья - крутильная. Ну и процент модальной массы не менее 90.

К слову - по актуализированному СНиПу для Вашего здания еще и придется опасное направление искать (что в Лире можно) и учитывать вклад неучтенных форм колебаний (вот это уже не знаю - можно ли в Лире).

[Forrest_Gump]

Сообщение от Ал-й учитывать вклад неучтенных форм колебаний

Исхитрись-ка мне добыть То-Чаво-Не-Может-Быть!(с) Как это, не определяя форму собств. колебаний, можно определить нагрузку (собственно вклад) от нее?

[Ivan3891]

Сообщение от Ал-й К слову - по актуализированному СНиПу для Вашего здания еще и придется опасное направление искать (что в Лире можно) и учитывать вклад неучтенных форм колебаний (вот это уже не знаю - можно ли в Лире).

Да, придется задавать несколько направлений сейсмического воздействия, буду мудрить с косинусами. Что значит "учитывать вклад неучтенных форм колебаний"?
Кстати, звонил в экспертизу недавно, разговаривал с экспертом-конструктором, который проверяет. Сказал мне какого, мол, хрeна считаешь по новому СП? Спросил, вы разве научная организация какая-то? Сказал считать по старому СНиП II-7-81*, мне он в принципе и родней будет, т.к. в нем более все понятно. Кстати, в старом СНиП нет следующего предложения: "Устройство антисейсмических швов внутри помещений не допускается". Надо будет уточнить у него по этому поводу.

Исхитрись-ка мне добыть То-Чаво-Не-Может-Быть!(с) Как это, не определяя форму собств. колебаний, можно определить нагрузку (собственно вклад) от нее?

Сам не знаю, что это такое, если честно...

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 Плиту городить с уступами как-то не очень хорошо получится

Нельзя уступами плиту только ровно

Сообщение от Ivan3891 Легко сказать "продолжи"

да мне все равно какие там деньги... проектируй надежно а будут упрямится говори что потрескается 100%

Сообщение от Ivan3891 Считать буду в Лире, как учили: первые две формы колебаний должны быть поступательными (изгибными), третья - крутильная. Ну и процент модальной массы не менее 90.

да там только есть с учетом кручения надо его выбирать 38 динамическое воздействие

[Ivan3891]

Сообщение от 3016661@mail.ru .. только в осях 5-6 на -3,8 тоже продолжи помещение для разгона резкого перепада отметок.

Для чего это? Обязательно или нет? Почему так советуешь?

да там только есть с учетом кручения надо его выбирать 38 динамическое воздействие

Спасибо! До этого всегда считал по 35-му сейсмическому воздействию. Учту! В каких, вообще, случаях необходимо учитывать кручение?

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 Сказал считать по старому СНиП II-7-81*

Тоже недавно общался с экспертами сказали новые СП исчо с косяками и они по ним не работают

Сообщение от Ivan3891 Обязательно или нет?

Просто сваи в момент колебания работают не только на сжатие выдергивание но и по боковой поверхности а у тебя в месте перепада не будут работать

Сообщение от Ivan3891 В каких, вообще, случаях необходимо учитывать кручение?

По идее везде но я только для сложных в плане использую (перебор в армировании)

Неучтенные - это имеется ввиду отброшенные, а не "ненайденные". Определив, к примеру, направление воздействия, совпадающее с направлением 1-й формы колебаний, обычно в расчете учитывают только те формы, что вносят для этого направления существенный вклад (в сумме - 90% по новому СП), остальные отбрасываются.
Я так понимаю (по новому СП), что для сложных зданий их придется учесть, иначе что может быть завуалированно под фразой "При этом для сложных систем с неравномерным распределением жесткостей и масс необходимо учитывать остаточный член от отброшенных форм колебаний" - см.п. 5.9?

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ал-й Неучтенные - это имеется ввиду отброшенные, а не "ненайденные".

Это в старке другой подход.. в Лире все учитывается и создается таблица РСУ с кучей усилий

Кстати, там (в новом Сп) есть еще пункт, согласно которому должны быть учтены все формы, дающие вклад более 5% по заданному направлению, что ненавязчиво намекает на необходимость догонять процент учтенных модальных масс до 95? Ведь в теории учтя лишь 90, мы можем пропустить форму с вкладом свыше 5%, верно я понимаю?

[Ivan3891]

Просто сваи в момент колебания работают не только на сжатие выдергивание но и по боковой поверхности а у тебя в месте перепада не будут работать

Не совсем понимаю, если честно, почему в месте перепада сваи у меня не будут работать. С чего это? Какая разница: уступ сделан на один шаг колонн или на два? Не спорю, что, возможно, если при двукратном шаге колонн, давление на сваи в нижнем уступе будут меньше, чем при одинарном шаге. Но насколько и стоит ли овчинка выделки? Говорить сейчас архитекторше, чтобы делала план на -3,800 больше на шаг; чем обосновать такое решение? Затем надо снова согласовывать с заказчиком, которому подавай лишь красивую картинку, а конструкциях, к сожалению, никто не задумывается.
Что касается работы сваи по боковой поверхности, то для этого и задается коэффициент постели к КЭ сваям, либо считается в модуле ГРУНТ автоматически (правда, для свай еще не приходилось в ГРУНТЕ считать коэффициенты постели; знаю пока как это делается для фундаментной плиты; для свай всегда считал вручную по СНиП и прикладывал к каждой свае для каждого слоя, что трудоемко).

Неучтенные - это имеется ввиду отброшенные, а не "ненайденные". Определив, к примеру, направление воздействия, совпадающее с направлением 1-й формы колебаний, обычно в расчете учитывают только те формы, что вносят для этого направления существенный вклад (в сумме - 90% по новому СП), остальные отбрасываются. Я так понимаю (по новому СП), что для сложных зданий их придется учесть, иначе что может быть завуалированно под фразой "При этом для сложных систем с неравномерным распределением жесткостей и масс необходимо учитывать остаточный член от отброшенных форм колебаний" - см.п. 5.9?

Кстати, там (в новом Сп) есть еще пункт, согласно которому должны быть учтены все формы, дающие вклад более 5% по заданному направлению, что ненавязчиво намекает на необходимость догонять процент учтенных модальных масс до 95? Ведь в теории учтя лишь 90, мы можем пропустить форму с вкладом свыше 5%, верно я понимаю?

До выхода нового СП по сейсмике эксперту было достаточно 80% модальной массы, чтобы я собрал со здания. Кстати, в книге Перельмутера про SCAD и другие программы считающие по МКЭ, по-моему, стояла цифра 85%. Завтра могу более точно посмотреть.
Вы сами то как считаете сложные здания в плане? Собираете все 95% модальной массы? Также хотелось бы узнать еще чье-то мнение насчет уступов, чтоб наверняка, как говорится: если два уступа на разрезе идут по 3,8м, то нужен ли в этих местах антисейсмический шов, согласно пункта 3.1 СНиП II-7-81?
Кстати, что касается набора нужного количества процента модальной массы, в одном из последних моих расчетов, а именно 9-этажного жилого дома на фундаментной плите с подвалом, получалось так, что никак не мог его набрать этот процент. По совету людей из техподдержки Лиры, создал отдельное загружение с постоянной нагрузкой на фундаментную плиту, которое не включал при сборе динамических загружений из статических, мотивируя это тем, что фундаментную плиту очень сложно заставить колебаться в грунте и собрать с нее нужное количество масс. Проект прошел, вопросов эксперт не задавал по этому поводу.

Сообщение от Ivan3891 Вы сами то как считаете сложные здания в плане? Собираете все 95% модальной массы? Также хотелось бы узнать еще чье-то мнение насчет уступов, чтоб наверняка, как говорится: если два уступа на разрезе идут по 3,8м, то нужен ли в этих местах антисейсмический шов, согласно пункта 3.1 СНиП II-7-81?

Когда я жил в сейсмоопасном регионе, я занимался промзданиями из металла и у меня не было таких проблем, да и СНиП был старый - расчеты были простыми (за исключением резервуаров, но на них были пособия и сейсмостойкие серии). Сейчас эта проблема обходит меня стороной, но порой в самый последний момент, поэтому активно интересуюсь данной темой (монолит+сейсмика), дабы быть готовым ее решить... Само собой буду набирать указанные проценты масс, благо для этого есть приемы, в том числе как от техподдержки в Лире... А еще можно сетки огрубить, силы инерционные в узлы собрать и тому подобное. Просто если расчет именно в Лире, то это на мой взгляд довольно сложно (расчеты на сейсмику для реальных проектов делал только в Microfe). Т.е. в Лире пришлось бы создать отдельную схему исключительно для сейсмики (с жестким защемлением, либо завышенным модулем упругости), определить инерционные силы, а потом их уже приложить к задаче на упругом основании. Доводилось видеть подобный подход в исполнении ЦНИИСК (листал записку)... Возможно есть более быстрые приемы, но мне они не знакомы - практики нет.

[Ivan3891]

Сообщение от Ал-й Просто если расчет именно в Лире, то это на мой взгляд довольно сложно (расчеты на сейсмику для реальных проектов делал только в Microfe). Т.е. в Лире пришлось бы создать отдельную схему исключительно для сейсмики (с жестким защемлением, либо завышенным модулем упругости), определить инерционные силы, а потом их уже приложить к задаче на упругом основании. Доводилось видеть подобный подход в исполнении ЦНИИСК (листал записку)... Возможно есть более быстрые приемы, но мне они не знакомы - практики нет.

Не знаю, как насчет Microfe, не знаком с данной программой. Знаю о ней только поверхностно, был на семинаре давно еще, прежде, чем познакомился с Лирой. Насколько я знаю, в Microfe есть один существенный недостаток - это гибридные конечные элементы (КЭ). Помнится, слишком много минусов про них рассказывалось тогда. Не знаю, может это, конечно, политика такая, не стану утверждать. Что касается Лиры, то пока еще не было такой задачи, с которой эта программа могла бы не справиться. Надеюсь, этого и не случится. Никаких "отдельных схем для расчета сейсмики в Лире не задаю, модель одна, общая для всего расчета. Жесткое защемление в нижних узлах модели ставлю тогда, когда нет данных о грунтах, при этом получаю расчет вышележащих конструкций. Затем делается расчет "нагрузки на фрагмент" и зная усилие, исходя из опыта, можно только армировать фундамент неответственных зданий и сооружений. Как правило, без геологии я фундамент не считаю!

...либо завышенным модулем упругости

Ничего не завышаю никогда, ставлю модуль упругости материалов такой, какой он есть по нормам. Не знаю где и что вы видели.

Вот, все-таки удалось найти информацию по гибридным элементам: http://dwg.ru/dnl/6786 (стр. 184). Обязательно прочитайте последний абзац про гибридные элементы на странице 189, будет интересно. Сохранилось письмо годовалой давности в моем почтовом ящике. Если интересно, можете почитать.
К сожалению, пока не удается найти письмо со страницей в этой же книге Перельмутера о проценте модальной массы.
Вот еще, к слову о проценте модальной массы, что говорилось в журнале CAD master еще не так давно: http://www.cadmaster.ru/magazin/arti...m_40_scad.html Если почитать по тексту ниже, то и 80% советовали собирать.

А вот информация о всех землетрясениях в мире в реальном времени, которые происходят гораздо чаще, чем мы могли бы себе представить: http://www.emsc-csem.org/Earthquake/index.php Прошу модератора не счесть данную ссылку за спам или флуд. У меня она в закладках находится, периодически интересуюсь, что в мире происходит.

Сообщение от Ivan3891 Не знаю, как насчет Microfe, не знаком с данной программой. Знаю о ней только поверхностно, был на семинаре давно еще, прежде, чем познакомился с Лирой. Насколько я знаю, в Microfe есть один существенный недостаток - это гибридные конечные элементы (КЭ). Помнится, слишком много минусов про них рассказывалось тогда.

Всегда считал гибридные элементы как раз плюсом в связи с гораздо большей точностью, которая легко подтверждается на тестовых задачах (в том числе в сравнении с Лирой).

Сообщение от Ivan3891 Что касается Лиры, то пока еще не было такой задачи, с которой эта программа могла бы не справиться. Надеюсь, этого и не случится. Никаких "отдельных схем для расчета сейсмики в Лире не задаю, модель одна, общая для всего расчета. Жесткое защемление в нижних узлах модели ставлю тогда, когда нет данных о грунтах, при этом получаю расчет вышележащих конструкций. Затем делается расчет "нагрузки на фрагмент" и зная усилие, исходя из опыта, можно только армировать фундамент неответственных зданий и сооружений. Как правило, без геологии я фундамент не считаю!

А как же тот факт, что линейно-спектральная методика в принципе разработана для жесткого защемления, но даже если закрыть на это глаза, то тот факт, что при динамическом воздействии грунт намного жестче - уже не обойти, что понимают даже Лировские разработчики (и в ПК Мономах есть такая функция - увеличивать модуль упругости грунта при расчете на сейсмику и пульсацию). Книгу Перельмутера я читал не один раз, как и ответы Семенова (разработчика Microfe), который решал те же задачи, только сам и у него проблем не было, т.е. в книге Перельмутера - сознательная фальсификация (про гибридные элементы), еще и на ломанных программах, направленная на рекламу SCAD и антирекламу конкурентов.

Сообщение от Ivan3891 Вот еще, к слову о проценте модальной массы, что говорилось в журнале CAD master еще не так давно: http://www.cadmaster.ru/magazin/arti...m_40_scad.html Если почитать по тексту ниже, то и 80% советовали собирать.

Раньше так и поступали - ссылались на научные статьи, но сейчас то появилось четкое требование норм по поводу модальных масс.
И к слову - про сложные здания. Указанные в новых нормах требования - это к зданиям сложной конструктивной формы (там же есть определение), но ни как не к сложным в плане зданиям, которые надо либо разбивать швами, либо заказывать на них СТУ.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 Какая разница: уступ сделан на один шаг колонн или на два?

Я уже писал надо видеть развертку фундамента и сразу будет видна разница .. получается под зданием 6 метровая подпорная стенка

Сообщение от Ivan3891 Что касается работы сваи по боковой поверхности, то для этого и задается коэффициент постели к КЭ сваям, либо считается в модуле ГРУНТ автоматически (правда, для свай еще не приходилось в ГРУНТЕ считать коэффициенты постели; знаю пока как это делается для фундаментной плиты; для свай всегда считал вручную по СНиП и прикладывал к каждой свае для каждого слоя, что трудоемко).

Да вся загвоздка в этом расчете... сам поймешь когда усилия получишь на эту самую боковую поверхность

[DEM]

У меня было похожее в плане здание.
Делил на три отсека на сколько Я помню(сейчас по рукой проекта нету, дело было 3 года назад, если интересует могу глянуть старые материалы с расчетами на стадии П)...
Примерно так же как и предлагалось выше на три части, замечания эксперта(Буров был экспертом, кто главгостроевской экспертизе бывает знает его) когда в первый раз пошел на экспертизу сразу были именно по тому, что здание не разделено на сейсмические швы и имеет сложную форму.
Пришлось срочно переделывать расчеты и чертежи здания, хотя формально расчетами подтверждалась несущая способность здания при сложной форме....
Грунты на сколько Я помню задавал объемниками сваи задавал стержнями, в принципе понимая, что данный подход не очень правильный, т.к. свая в грунте ведет себя не так как моделируется в расчетной программе, хотя у эксперта данный принцип расчета нареканий не вызвал....
Тут вообще надо думать как это лучше всего задавать в сейсмике, но иного варианта Я пока не вижу, со статикой мне то все понятно и в принципе уже принял для себя методику расчета...
С расчетом стен подвала Я тогда не заморачивался, там подвал всего 3,3 м был, а вот вашем случае мне кажется все таки не стоит делать подвал уступами, да и в СНИПе есть требование по отсутствию перепадов по ф-ной плите.
В принципе одна из проблем с которой вы столкнетесь это будет еще и моделирование сейсмической нагрузки на стены подвала, тут тоже надо подумать, я как то считал резервуары в сейсмике, но расчеты уже похерились, по пробую найти эти материалы....
В общем если чаго обращайся в личку....
А то тут всяких умников развелось, от горшка 2 вершка а уже считают себя опытными, нафиг их учить то....

[Ivan3891]

Сообщение от 3016661@mail.ru Я уже писал надо видеть развертку фундамента и сразу будет видна разница .. получается под зданием 6 метровая подпорная стенка

Развертки фундаментов будут, когда я к ним приступлю. Прежде надо сперва с конструктивом разобраться.
Что касается 6 метровой подпорной стены, то зачем делать ее на два этажа?! Достаточно, на мой взгляд, сделать на один этаж: одна подпорка пойдет, грубо говоря, с отм.-7,600, другая - с отм.-3,800. Так полагал и полагаю сделать. Если я тем самым нарушаю какой-то пункт нормы, - прошу подсказать тогда какой.

Вопрос возник снова по ходу: "Как вы считаете, можно ли передавать нагрузку от каркаса на подпорную стену?" Сперва хочу услышать независимое чье-то мнение по этому вопросу. Потом расскажу приходилось ли мне делать подобное когда-то или нет.

Сообщение от 3016661@mail.ru Да вся загвоздка в этом расчете... сам поймешь когда усилия получишь на эту самую боковую поверхность

Как ты считаешь свайный фундамент? В какой программе? Если в Лире, то с модулем ГРУНТ имел ли дело? Как в нем считаются коэффициенты постели для свай? Пару раз получал нешуточные усилия в голове свай (8d40A-III в буронабивной свае D=530мм). Один раз точно помню из-за чего это произошло: из-за того, что стояла связь по Z в нижнем узле сваи стойки, которая удерживала сваю при выдергивании. Поэтому пришлось пересчитать дом с КЭ51 в нижнем узле свай. Результат был гораздо лучше.

DEM: В общем если чаго обращайся в личку....

Написал в личку.

[Игорь В]

Я бы поделил по осям 4,10,16. И считать будет просче. А уступ лучше сделать 1. При сейсмическом воздействии слишком высокое напряжение будет в слыке 2х уступов.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Ivan3891 Один раз точно помню из-за чего это произошло: из-за того, что стояла связь по Z в нижнем узле сваи стойки, которая удерживала сваю при выдергивании. Поэтому пришлось пересчитать дом с КЭ51 в нижнем узле свай. Результат был гораздо лучше.

Offtop: Караул свае, выдернулась
Интересно, как определялась податливость для КЭ 51 при выдергивании сваи?

[Ivan3891]

Сообщение от Игорь В Я бы поделил по осям 4,10,16. И считать будет просче. А уступ лучше сделать 1. При сейсмическом воздействии слишком высокое напряжение будет в слыке 2х уступов.

Один уступ на два этажа - это подпорная стена будет 3,8+3,8+заглубление еще=минимум 8м получится. Так что не лучше это. В одном большОм уступе будут выше напряжения (в конструкциях и грунте), чем в двух одинаковых, но меньших!

Я бы поделил по осям 4,10,16

А также по осям 2,3,5,6,7 и т.д. ) Здание не такое длинное, чтобы делить его на 4 части! Да и заказчик сожрет с потрохами, я бы на его месте именно так бы и поступил.
Вопрос стоит на 2 части делить или на 3, ну и где?

Интересно, как определялась податливость для КЭ 51 при выдергивании сваи?

Хороший вопрос, на самом деле!!! Податливость в КЭ51 задавалась, как отношение несущей способности сваи (насколько я помню, надо посмотреть записи) к ее осадке. Соответственно, чем меньше принимаем осадку, тем выше жесткость сваи в ее нижнем конце и больше усилия в ней, и, соответственно, наоборот.
А вы какие-то другие методы определения погонной жесткости элемента на осевое сжатие-растяжение знаете?

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 Как ты считаешь свайный фундамент?

По СНиПу определяю глубину до защемления, потом определяю глубину до начала приложения коэф пастели в сейсмике.. потом назначаю в расчетной схеме эти значения переменные с глубиной.. потом расчет выдает нагрузки на боковую поверхность, сверяю с возможностью грунта не проходит.. уменьшаю коэф делаю вторую итерацию.. не проходит ругаюсь долго и убираю все коэф пастели.. )))))))))

Сообщение от Ivan3891 Как вы считаете, можно ли передавать нагрузку от каркаса на подпорную стену?

нет нельзя

[SergeyKonstr]

Сообщение от Ivan3891 Податливость в КЭ51 задавалась, как отношение несущей способности сваи (насколько я помню, надо посмотреть записи) к ее осадке.

Податливость сваи в вертикальном направлении вниз-это отношение нагрузки на сваю к осадке сваи от этой нагрузки, причем рассматривается осадка всего сооружения. Податливость сваи в вертикальном направлении вверх иная и обеспечивается за счет сил трения по боковой поверхности сваи. А у вас что вверх, что вниз (КЭ 51 имеет двустороннее действо - "сжатие-растяжение"), все одно в схеме.
При этом вы пишите, что все считаете в одной схеме, но сейсм. воздействие быстрое, грунты во многом уже уплотнились, при быстром нагружении грунт будет работать близко к упругой стадии, а геология обычно дает общий (упруго-пластичный) модуль деформации грунтов, а упругий модуль выше по значению, отсюда и значительное уменьшение податливости при сейсмике, о чем вам писали выше.

[Ivan3891]

Сообщение от 3016661@mail.ru Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Как ты считаешь свайный фундамент? По СНиПу определяю глубину до защемления, потом определяю глубину до начала приложения коэф пастели в сейсмике.. потом назначаю в расчетной схеме эти значения переменные с глубиной.. потом расчет выдает нагрузки на боковую поверхность, сверяю с возможностью грунта не проходит.. уменьшаю коэф делаю вторую итерацию.. не проходит ругаюсь долго и убираю все коэф пастели.. )))))))))

Примерно также проходит и мой расчет. Только я не пойму одного: зачем уменьшать коэффициент постели, если у тебя при первом расчете, как ты выразился, "не проходит с возможностью грунта"? (последнее мне тоже не совсем понятно, что и с чем ты сравниваешь?) Зачем уменьшать коэффициент постели по боковой поверхности сваи, если коэффициент постели - это есть та жесткость сваи от бокового ее смещения, уменьшая ее, получишь еще большие горизонтальные перемещения! Убрав коэффициенты постели со свай - убираешь жесткость с их боковой поверхности, тем самым получишь гораздо большие перемещения по горизонтали, но меньшие усилия в оголовье свай, чем самым можешь просто не доармировать свои сваи.

Сообщение от 3016661@mail.ru Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Как вы считаете, можно ли передавать нагрузку от каркаса на подпорную стену? нет нельзя

Почему? Где об этом сказано?

Сообщение от SergeyKonstr Податливость сваи в вертикальном направлении вниз-это отношение нагрузки на сваю к осадке сваи от этой нагрузки, причем рассматривается осадка всего сооружения. Податливость сваи в вертикальном направлении вверх иная и обеспечивается за счет сил трения по боковой поверхности сваи. А у вас что вверх, что вниз (КЭ 51 имеет двустороннее действо - "сжатие-растяжение"), все одно в схеме.

Не стану спорить, т.к. расчет - это творческий подход инженера к решению определенной задачи и решать ту или иную задачу можно разными способами. Надо понимать, что когда я считаю здание, я считаю модель похожую на мое здание. Модель эта у разных расчетчиков может быть разная. Я даже не знаю соглашаться с вами или нет, потому как я только что отрыл письмо годовалой давности из своего почтового ящика от Мельникова Алексея, который работает в техподдержке ПК "Лира". Так вот в этом письме он пишет: "Жесткость по Rz это отношение несущей способности сваи по грунту к осадке от этой нагрузки". Могу переслать вам это письмо в неизменном виде, если желаете.
Что же касается податливости сваи вверх, тут вынужден согласиться с вами, она будет отлична от той, что вниз. Возникает, само собой тогда вопрос: Как вы считаете податливость висячей сваи вверх? Расскажите, как вы их, вообще, моделируете и какие граничные условия им назначаете? Зачастую встречал, что многие расчетчики не моделируют сваи вовсе, а используют одноузловые конечные элементы, либо моделируют отрезок сваи от ростверка. Кстати, именно так меня в последний раз заставил эксперт посчитать 10-этажный жилой дом. Т.е. дом получается стоял, как на колоннах (только на сваях), жестко защемленных в их нижних концах. Но.., это характерно только для свай-стоек!

Сообщение от SergeyKonstr При этом вы пишите, что все считаете в одной схеме, но сейсм. воздействие быстрое, грунты во многом уже уплотнились, при быстром нагружении грунт будет работать близко к упругой стадии, а геология обычно дает общий (упруго-пластичный) модуль деформации грунтов, а упругий модуль выше по значению, отсюда и значительное уменьшение податливости при сейсмике, о чем вам писали выше.

Снова возникает вопрос: "Какую расчетную модель вы используете для расчета зданий при сейсмике?" Сколько расчетов предварительных проводите? Интересен сам метод, который вы используете в своих задачах?

Почему нельзя передавать нагрузку от каркаса на подпорную стену?

Еще вопрос (уже достал, наверно, ими): какой максимальный шаг диафрагм жесткости в ригельном каркасе? В безригельном знаю точно - 12м максимум! (СП 31-114-2004 п.7.3.7) Однако, в моем случае, выполнить в чистом виде железобетонный рамный каркас с заполнением из штучной кладки не предоставляется возможным, т.к., во-первых, 8 этажей всего и нарушаю п.3.5, табл.8, подпункт 2. Диафрагмы жесткости обязательны. О безригельном каркасе с заказчиком речь не шла. Согласно книги Ханджи В.В. Расчет многоэтажных зданий со связевым каркасом ( http://dwg.ru/dnl/1646 ), стр.6:
"В связевом каркасе основные несущие конструкции образуются системой колонн, горизонтальных дисков — перекрытий и вертикальных сборных элементов — пилонов (рис. 1). Роли перекрытий в системе несущих конструкций связевого каркаса значительно возрастает, Помимо основной работы на вертикальные нагрузки перекрытия воспринимают действующие на здание горизонтальные силы и передают их пилонам. При больших расстояниях между пилонами или между крайними пилонами и торцами здания усилия в плоскости перекрытий могут быть довольно большими. Кроме восприятия внешних горизонтальных нагрузок, перекрытия воспринимают усилия, возникающие при погрешностях в монтаже колонн, изменениях температуры конструкций, а также перераспределяют усилия между пилонами в зонах изменения их схемы или соотношения жесткостей, участвуют в совместной работе надземной части здания с фундаментами.
Здесь и далее пилонами будем называть вертикальный элементы каркаса, имеющие необходимую жесткость для восприятия действующих на здание горизонтальных нагрузок и обеспечения общей устойчивости здания. Применительно к этим элементам каркаса терминология еще не установилась. В литературных источниках их называют «диафрагмами», «стенами жесткости», «столбами». Название же «пилон» представляется более общим."
Допускается ли использовать "комбинированный" железобетонный каркас, т.е. он будет связевым (плита перекрытия будет жестко соединена с системой колонн и воспринимать значительные горизонтальные усилия), но в то же время оставить ригели, чтобы уменьшить толщину самой плиты перекрытия до 160мм, вместо положенных минимум 200мм в безригельном?

[Игорь В]

Сообщение от Ivan3891 А также по осям 2,3,5,6,7 и т.д. ) Здание не такое длинное, чтобы делить его на 4 части! Да и заказчик сожрет с потрохами, я бы на его месте именно так бы и поступил. Вопрос стоит на 2 части делить или на 3, ну и где?

Я бы сделал так как сказал. Но если по вашему то на 3части с выделением изогнутого сектора. Здание должно быть как можно проще и симетричней в плане. Если оставить 2 блока( при любом их расположении) то части здания будут иметь различную жесткость в плене. В следствии этого збание будет сильно крутить в плане и на крайних колоннах не всегда можно будет подобрать арматуру.
Перекрытие с ригелями думаю можно и оставить, но до 160 мм перекрытие не рекомендую уменьшать.
1. Слабая звукоизоляция (экспертиза и к этому пристает)
2. Арматуру очень тяжело расположить не только на чертеже, но и на стройке(строители проклянут, делал жилье с перекрытием в 160мм знаю по себе).Это если по делу.
А не поделу: можно всегда слушать заказчика которому всегда надо подешевле и архитектора которому нужно по красиивее, а когда завалится посадят конструктора.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Ivan3891 Так вот в этом письме он пишет: "Жесткость по Rz это отношение несущей способности сваи по грунту к осадке от этой нагрузки". Могу переслать вам это письмо в неизменном виде, если желаете

Offtop: НЕ жалаю. Отошлите назад ему это письмо
Осадка сваи и несущая способность сваи друг к другу не имеют отношение. Осадка сваи в группе более чем осадка одиночной сваи (доказано испытаниями) за счет взаимовлияния между сваями.

Сообщение от Ivan3891 тогда вопрос: Как вы считаете податливость висячей сваи вверх?

Вот я спросил вас-как считаете? Я то вообще не допускаю отрыва свай.

Сообщение от Ivan3891 Т.е. дом получается стоял, как на колоннах (только на сваях), жестко защемленных в их нижних концах

Offtop: Ет не правильно

[Ivan3891]

Сообщение от SergeyKonstr Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение тогда вопрос: Как вы считаете податливость висячей сваи вверх? Вот я спросил вас-как считаете? Я то вообще не допускаю отрыва свай.

Как вы этого не допускаете? Ставите связь по Z в висячей свае? Это не верно, во-первых, потому что это не свая-стойка, а, во-вторых, осадку тем самым вы не получите. Если же ставите КЭ51 в нижнем узле сваи, то это намного лучше будет, чем первый вариант, и эта же податливость будет, в какой-то степени, препятствовать отрыву сваи вверх.

Сообщение от SergeyKonstr Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Т.е. дом получается стоял, как на колоннах (только на сваях), жестко защемленных в их нижних концах Offtop: Ет не правильно

Не правильно для висячих свай ставить жесткие защемления. Для свай-стоек - это допустимо, тем более эксперт сам пожелал так сделать. Я же уже говорил, есть разные пути решения определенных проблем (в т.ч. и в моделировании ) и говорить громогласно, что это неправильно, "не совсем корректно".

Осадка сваи и несущая способность сваи друг к другу не имеют отношение.

Ничего не могу сказать по этому поводу; на тот момент я не знал ни одного из путей решения поставленной задачи. Обратился в техподдержку - помогли.

Осадка сваи в группе более чем осадка одиночной сваи (доказано испытаниями) за счет взаимовлияния между сваями.

Ну это и ежу понятно.

Сообщение от Игорь В Перекрытие с ригелями думаю можно и оставить, но до 160 мм перекрытие не рекомендую уменьшать. 1. Слабая звукоизоляция (экспертиза и к этому пристает) 2. Арматуру очень тяжело расположить не только на чертеже, но и на стройке(строители проклянут, делал жилье с перекрытием в 160мм знаю по себе).Это если по делу. А не поделу: можно всегда слушать заказчика которому всегда надо подешевле и архитектора которому нужно по красиивее, а когда завалится посадят конструктора.

Я тебя удивлю: делают и меньше толщину плиты! Ни о каких проблемах с звукоизоляцией никто никогда не придирался, это глупость! Что 160мм, что 200мм - звукоизоляция будет примерно соизмерима, из-за этого утяжелять общий вес здания глупо, с учетом имеющихся эффективных утеплителей на рынке.

[Игорь В]

А ты у архитекторов или экспертов спроси. Может сам удивишся.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Ivan3891 Как вы этого не допускаете?

Дык есть для этого анализ нагрузок на сваи.

Сообщение от Ivan3891 Ставите связь по Z в висячей свае?

Нет, не ставлю.

Сообщение от Ivan3891 Если же ставите КЭ51 в нижнем узле сваи, то это намного лучше будет, чем первый вариант, и эта же податливость будет, в какой-то степени, препятствовать отрыву сваи вверх

Претятствовать отрыву не будет. Будет перемещение вверх в зависимости от задаваемой жесткости КЭ 51, причем с нагрузки от +0,1 т и выше. Если уж так хотите, то задайте связь с ограничением предельной нагрузки. Тогда всерх нее сваю "вытащит" из грунта.

Сообщение от Ivan3891 Для свай-стоек - это допустимо

А вы уверены в том, что такая свая не будет давать податливость при повороте конца и грунт не будет препятствовать горизонтальному перемещению ее. Если уверены, то флаг вам в руки.

Сообщение от Ivan3891 и говорить громогласно,

Читайте внимательно, написал Offtopом.

[Monolit-aga]

Сообщение от Ivan3891 Расскажите, как вы их, вообще, моделируете и какие граничные условия им назначаете?

По моему при работе сваи на вырыв лировцы рекомендуют 251-й элемент, у него можно задать разные характеристики на сжатие и растяжение.

Сообщение от Ivan3891 Допускается ли использовать "комбинированный" железобетонный каркас, т.е. он будет связевым (плита перекрытия будет жестко соединена с системой колонн и воспринимать значительные горизонтальные усилия), но в то же время оставить ригели, чтобы уменьшить толщину самой плиты перекрытия до 160мм, вместо положенных минимум 200мм в безригельном?

Мы допустили, проект сейчас в экспертизе)

Сообщение от Ivan3891 Ничего не завышаю никогда, ставлю модуль упругости материалов такой, какой он есть по нормам. Не знаю где и что вы видели.

а для основания коэффициенты постели тоже не завышаете при сейсмике?

[Ivan3891]

Сообщение от Monolit-aga Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Расскажите, как вы их, вообще, моделируете и какие граничные условия им назначаете? По моему при работе сваи на вырыв лировцы рекомендуют 251-й элемент, у него можно задать разные характеристики на сжатие и растяжение.

Может 261-й КЭ? 251-го не существует.

Сообщение от Monolit-aga Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Допускается ли использовать "комбинированный" железобетонный каркас, т.е. он будет связевым (плита перекрытия будет жестко соединена с системой колонн и воспринимать значительные горизонтальные усилия), но в то же время оставить ригели, чтобы уменьшить толщину самой плиты перекрытия до 160мм, вместо положенных минимум 200мм в безригельном? Мы допустили, проект сейчас в экспертизе)

Буду иметь в виду, спасибо!

Сообщение от Monolit-aga Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Ничего не завышаю никогда, ставлю модуль упругости материалов такой, какой он есть по нормам. Не знаю где и что вы видели. а для основания коэффициенты постели тоже не завышаете при сейсмике?

Нет! Ничего никогда не завышал. Где написано, что их надо завышать???

Сообщение от SergeyKonstr Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Если же ставите КЭ51 в нижнем узле сваи, то это намного лучше будет, чем первый вариант, и эта же податливость будет, в какой-то степени, препятствовать отрыву сваи вверх Претятствовать отрыву не будет. Будет перемещение вверх в зависимости от задаваемой жесткости КЭ 51, причем с нагрузки от +0,1 т и выше. Если уж так хотите, то задайте связь с ограничением предельной нагрузки. Тогда всерх нее сваю "вытащит" из грунта.

Вниз по Z КЭ51 удерживает вашу сваю, а вверх, говорите, не будет? Это как? Ориентация связи указывается по какой-то из осей (либо кручение, про него сейчас не говорим), не говорится ведь только вниз по Z (+), соответственно, смею предположить, что этот же КЭ будет удерживать сваю и на отрыв.
Не хочу спорить, хочу лишь узнать как вы считаете свайный фундамент и какие граничные условия прикладываете к сваям, ростверку. Как вы их моделируете?

Сообщение от SergeyKonstr Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Для свай-стоек - это допустимо А вы уверены в том, что такая свая не будет давать податливость при повороте конца и грунт не будет препятствовать горизонтальному перемещению ее. Если уверены, то флаг вам в руки.

Не уверен! Поэтому эксперт всегда требует расчет сваи на совместное действие вертикальной нагрузки, горизонтального усилия и момента! Что мы им и предоставляем.

Сообщение от Игорь В А ты у архитекторов или экспертов спроси. Может сам удивишся.

Архитекторы сами у меня спрашивают...

[Monolit-aga]

Сообщение от Ivan3891 Может 261-й КЭ?

может быть, лиры щас нет под рукой, уточните в тех поддержке

Сообщение от Ivan3891 Нет! Ничего никогда не завышал. Где написано, что их надо завышать???

Хотябы перечитайте примеры идущие в комплекте с лирой, демонстрируя вариацию моделей они касаются этого вопроса(судя по ответам можно подумать что вы с 9.6 не знакомы), да и техподдержка их вам посоветует с формулой Савинова поколдовать или по фундаментам для динамических нагрузок литературу почитать.

[Ivan3891]

Сообщение от Monolit-aga Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Может 261-й КЭ? может быть, лиры щас нет под рукой, уточните в тех поддержке

Посмотрел в справке. Уточнять нечего.

Сообщение от Monolit-aga Хотябы перечитайте примеры идущие в комплекте с лирой, демонстрируя вариацию моделей они касаются этого вопроса(судя по ответам можно подумать что вы с 9.6 не знакомы), да и техподдержка их вам посоветует с формулой Савинова поколдовать или по фундаментам для динамических нагрузок литературу почитать.

"Вариации моделей" у нас не было и нет, этот модуль стоит отдельных денег, а именно, 24200 рублей. С Лирой 9.6, естественно, знаком, причем давно, а вот с Лирой-САПР 2011 пока нет, к сожалению. Про "Вариации" Алексей рассказал на курсах, к сожалению, посредственно, поэтому никогда не придавал этому модулю особое значение.
Увидел, что вы имели в виду http://www.lira.com.ua/products/lira/spec.php#var :
Система ВАРИАЦИИ МОДЕЛЕЙ

Система ВАРИАЦИИ МОДЕЛЕЙ позволяет в рамках одной расчетной схемы варьировать не только нагрузкой (традиционный расчет), но и жесткостными характеристиками и условиями опирания (при неизменной топологии). Полученные усилия от различных нагружений, с различными вариациями жесткостей и условий опирания объединяются и могут быть включены в традиционную цепочку автоматизированного проектирования (РСУ или РСН – КОНСТРУИРУЮЩАЯ СИСТЕМА – ЭСКИЗЫ ЧЕРТЕЖЕЙ).

Применение этой системы может быть полезно при расчете на сейсмические воздействия с увеличенными жесткостными характеристиками грунтового основания, при расчете конструкций с различными вариантами расположения карстов, в ряде случаев при расчете на форс-мажорные нагрузки и др.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 зачем уменьшать коэффициент постели, если у тебя при первом расчете, как ты выразился, "не проходит с возможностью грунта"?

Там в снипе все написано я велосипеды не изобретаю

Сообщение от Ivan3891 Допускается ли использовать "комбинированный" железобетонный каркас, т.е. он будет связевым (плита перекрытия будет жестко соединена с системой колонн и воспринимать значительные горизонтальные усилия), но в то же время оставить ригели, чтобы уменьшить толщину самой плиты перекрытия до 160мм, вместо положенных минимум 200мм в безригельном?

Это что за каламбур
1. Каркас обычный жесткий в сейсмике запрещены шарниры в каркасе
2. Безригельный каркас
3. Связевой каркас это любой из выше переч только с диафрагмами

перекрытие 160 мм классика жанра для каркаса с ригелями зачем больше

[Ivan3891]

Сообщение от 3016661@mail.ru Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение зачем уменьшать коэффициент постели, если у тебя при первом расчете, как ты выразился, "не проходит с возможностью грунта"? Там в снипе все написано я велосипеды не изобретаю

Хм.., пересмотрю еще раз значит, спасибо!. Так с чем ты сравниваешь, так и не сказал?

Сообщение от 3016661@mail.ru перекрытие 160 мм классика жанра для каркаса с ригелями зачем больше

Я и не собираюсь увеличивать толщину перекрытия в ригельном каркасе, это глупость. Это Игорь В мне советует, пост #29.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 Так с чем ты сравниваешь, так и не сказал?

Почему? сказал вот из снипа кусок .
Если расчетные горизонтальные давления на грунт не удовлетворяют условию (35), но при этом несущая способность свай по материалу недоиспользована и перемещения свай меньше предельно допускаемых значений, то при приведенной глубине свай > 2,5 расчет следует повторить, приняв уменьшенное значение коэффициента пропорциональности К. При новом значении К необходимо проверить прочность сваи по материалу, ее перемещения, а также соблюдение условия (35).

[Ivan3891]

Сообщение от 3016661@mail.ru Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Так с чем ты сравниваешь, так и не сказал? Почему? сказал вот из снипа кусок . Если расчетные горизонтальные давления на грунт не удовлетворяют условию (35), но при этом несущая способность свай по материалу недоиспользована и перемещения свай меньше предельно допускаемых значений, то при приведенной глубине свай > 2,5 расчет следует повторить, приняв уменьшенное значение коэффициента пропорциональности К. При новом значении К необходимо проверить прочность сваи по материалу, ее перемещения, а также соблюдение условия (35).

Благополучно забыл про это примечание в СНиП. Спасибо, что напомнил! Надо уже, пожалуй, печатать новые СП и работать по ним, а то что-то я совсем уже отстал от жизни.

Почему считаешь, что нельзя передавать нагрузку от каркаса на подпорную стену? Можешь пояснить?

[3016661@mail.ru]

Сообщение от Ivan3891 Надо уже, пожалуй, печатать новые СП и работать по ним

Исчо рано )))) там многие вопросы закрыли усилили все ужесточили а кое где и вообще круто

Сообщение от Ivan3891 Почему считаешь, что нельзя передавать нагрузку от каркаса на подпорную стену? Можешь пояснить?

Ну у нас горы везде оползни и подпорная стена это то что воспринимает оползневое давление а так как расчет оползня это дело не совсем так предсказуемое стены бывают отклоняются.. это не страшно ну наклонилась чуток а вот если фундаменты здания воспринимают оползень то это проблема
это мое личное мнение я на фундаменты здания оползневое давление не передаю

[Ivan3891]

Сообщение от 3016661@mail.ru Цитата: Сообщение от Ivan3891 Посмотреть сообщение Надо уже, пожалуй, печатать новые СП и работать по ним Исчо рано )))) там многие вопросы закрыли усилили все ужесточили а кое где и вообще круто

У меня, вообще, в бумажном виде по сваям СНиП 2.02.03-85* "Свайные фундаменты", который уже отменили. Еще недавно он действовал до выхода новых СП-шек (до 20 мая 2011). Так что надо что-то сейчас печатать: либо СП 50-102-2003 "Проектирование и устройство свайных фундаментов", либо СП 24.13330.2011 "Свайные фундаменты". Рекомендуешь по СП 50-102-2003 считать и проектировать?

Ну у нас горы везде оползни...

У нас - это где? Ты откуда?

это мое личное мнение я на фундаменты здания оползневое давление не передаю

Я тоже не люблю этого делать. Однажды, у нас проект был - 12-этажный жилой дом, в котором магазин был 2-этажный пристроен и находился он на склоне ниже уровнем. Там передавали нагрузку на подпорную стену. Проект экспертизу прошел, но... расчетчик болел (или не было его в тот момент в экспертизе), поэтому, возможно, и получил положительное заключение.
Я тут у себя в голове прокрутил и, чувствую, не получится не опирать на подпорную стену ростверк.

[3016661@mail.ru]

Сообщение от 3016661@mail.ru Сочи

Я считал по СП 50-102-2003 недавно школу со спорт залом на сваях в экспертизе прошел

[Ivan3891]

Кто знает, это СП 50-102-2010 Свайные фундаменты http://dwg.ru/dnl/7529 действует уже или нет?