[bloodstone]

Добрый вечер! Так получилось, что нижняя сетка колонн здания отличается от верхней. То есть на нижнюю балку пролётом 7.5м действует нагрузка около 300т на расстоянии 1.5 от опоры. По жесткости вроде проходит балка сечением 900(h)х500, но армирование получается 12шт. д.32 внизу... Кто - нибудь сталкивался с чем-то подобным? Боязно чё-то мне... Может книженция какая есть?)

[Yuzer]

Ололо....
Я так понимаю на поперечную силу никто не считал?
А крутильные моменты (они все-таки будут)?
Книжек таких нет ибо здравомысляций человек на такое не пойдет...
Арху респект.
Добавочную колонну под другую сетку, а промежуток потом заложить кирпичем....

[Forrest_Gump]

не балкой надо такие вопросы решать...

[bloodstone]

Респект передам
Forrest_Gump, а чем же?

[Forrest_Gump]

Сообщение от bloodstone Forrest_Gump, а чем же?

Какой вид конструкций хорошо воспринимает сдвигающие (касательные) усилия? Диафрагма.

[Yuzer]

Сообщение от Forrest_Gump Диафрагма.

Ну или так)))

[bloodstone]

Это всмысле стену монолитную под балку поставить?!

[Forrest_Gump]

Сообщение от bloodstone Это всмысле стену монолитную под балку поставить?!

Типа - да.

[niisk]

лол. рахитектор колонны не может поставить, а вы ему диафрагму предлагаете)

[MasterZim]

Такие решения очень не приветствуются экспертизой, лучше переделать сразу, чем потом курочить готовый проект.
Это происходит от того, что архитектору лень подумать, обычно всегда все можно решить.

Что касается конкретного случая:
СП52-103-2007:
"п. 5.18 Несущую конструктивную систему рекомендуется проектировать таким образом, чтобы вертикальные несущие элементы (колонны, стены) располагались от фундамента один над другим по высоте здания, т.е. были соосными. В тех случаях, когда колонны и стены не выполняются по одной оси, под «висячими» колоннами и стенами следует предусматривать устройство ребер жесткости и балок-стенок."

ЗЫ: а сечение 900х500 мало для таких нагрузок.

[Sid Barret]

ситуация плохая..

если нельзя "сдвинуть" архитектора, то может подкосом уйти в колонну?

[igr]

Ничего страшного.У меня была такая ситуация.Убрали колонну на въезде в подземный гараж.Тщательно просчитать надо и проверить армирование и бетонирование.Лучше нанять спецов по бетону на эту балку.

[bloodstone]

Спасибо, друзья, за высказанное мнение! Буду пытаться с архитектором вопрос улаживать в первую очередь!

[Liam]

Автор, не делай балку, делай стену.

[wasilij1973]

Если архитектура незыблема, все равно делай пилон на 1,5.

[SergeyMetallist]

[Yuzer]

Offtop: Мой главнй инженер говорит, что нужно проектировать просто, чтоб потом спать спокойно. Это типа инфа для общего равития.

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist в предлагаемой Вами балке при соответствующем расчетном обосновании абсолютно ничего плохого не вижу

гладко было на бумаге. только не стоит забывать, что эта балка явно будет с защемленными концами, посему куда передавать момент? в колонну? или лепить дальше горбатого - делать неразрезную балку на несколько пролетов, чтобы "размазать" момент?

[Yuzer]

Offtop: Forrest_Gump, кися, ты всегда бэст!

[Аshаs-ка]

А момент они в диск перекрытия загонят . Аналогичная ситуация на работе. Архитектор невменяем. Раз я нарисовал - конструкторы должны сделать. Жду результатов расчетов - одна на них надежда...

[Yuzer]

Offtop: В топку такого арха. Ему уже директор по балде должен дать, это ему убыток. У меня архи тоже рисуют, пока до главного инженера не дойдет, а там быстро решаетс кто есть кто....

[wasilij1973]

300т серьезная нагрузка...
мне здаётся, что и 500х900(h) не пройдет на поперечку, по трещиностойкости.

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump гладко было на бумаге. только не стоит забывать, что эта балка явно будет с защемленными концами, посему куда передавать момент? в колонну? или лепить дальше горбатого - делать неразрезную балку на несколько пролетов, чтобы "размазать" момент?

Можно и как шарнирно опертую расчитать. У балки пролетом 7.2 м от 300т на расстоянии 1,5 м от опоры максимальный изгибающий момент 355 т*м при шарнирном опирании и 282 при жестком. Разница 25 %...

P.S. Ни в коей мере не отрицаю, что такое решение не рационально, не экономично и сопряжено с определенными трудностями как на стадии проектирования, так и на стадии монтажа. Но принципиально такое решение возможно.

wasilij1973, Вы правы, не пройдет, сечение нужно увеличивать

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist Можно и как шарнирно опертую расчитать. У балки пролетом 7.2 м от 300т на расстоянии 1,5 м от опоры максимальный изгибающий момент 355 т*м при шарнирном опирании и 282 при жестком. Разница 25 %...

Причем здесь сечение на расстоянии 1,5 м от опоры? Для поперечной силы не важно, какой тип опирания у балки - всё одно будет на опоре ку эль пополам. Почему не размахиваем значением максимальный момент в пролете, для которого разница будет никак не 25%, а 50%. Так что вариант с шарнирным опиранием балки - для очень больших любителей секса стоя в лыжах и в гамаке.

[13forever]

Сообщение от Forrest_Gump для очень больших любителей секса стоя в лыжах и в гамаке.

какая экспрессия!!! как все просто в металле...

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump Почему не размахиваем значением максимальный момент в пролете, для которого разница будет никак не 25%, а 50%.

Я сравнил максимальные значения моментов в балке. В первом случае необходимо армировать на момент 350 т*м нижней арматурой, во втором - на момент 280т*м верхней.

Сообщение от Forrest_Gump Причем здесь сечение на расстоянии 1,5 м от опоры?

Сила приложена на расстоянии 1.5 м от опоры

Сообщение от Forrest_Gump всё одно будет на опоре ку эль пополам.

Ну в данном случае на опоре будет далеко не ку эль пополам

Сообщение от Forrest_Gump Так что вариант с шарнирным опиранием балки - для очень больших любителей секса стоя в лыжах и в гамаке.

А вот это железный аргумент, после таких аргументов смысм дальше что-то доказывать пропадает. У Вас прям талант убеждать. Да и с фантазией тоже все в порядке

P.S. Ни одного реального аргумента на запрет подобного решения не увидел - одни только общие фразы.

P.P.S. Хотя нет, про лыжника аргумент все же весьма убедителен

[Forrest_Gump]

начнем с конца.

Сообщение от SergeyMetallist P.S. Ни одного реального аргумента на запрет подобного решения не увидел - одни только общие фразы.

Кому-то достаточно намека, а кому-то надо всё детально разжевать и в рот положить, почему так делать не стоит. Хотите реальных аргументов, то давайте вместе потрудимся.

Сообщение от SergeyMetallist Ну в данном случае на опоре будет далеко не ку эль пополам

Хорошо, давайте рабираться детальнее. При шарнирных опорах на левой опоре (предположим, что к ней наша сила ближе) возникает поперечная сила в 237,5 тс. При заделках концов балки на левой опоры возникнет поперечная сила в 266,36 тс. То есть поперечная сила при заделке будет больше в 1,12 раза. Я убит наповал. Только давайте рассматривать всю балку в целом - характер распределения усилий, реальность конструирования узлов и выполнения в натуре.
При шарнирных опорах максимальный изгибающий момент возникает под силой, равен 356,25 тс*м и растягивает нижную грань балки. А в середине пролета балки момент будет равен 225 тс*м.
Рассмотрим теперь балку с заделанными концами. Максимальный изгибающий момент в балке возникает на левой опоре, равен 282,03 тс*м и растягивает верхнюю грань балки. Максимальный момент в балке меньше предыдущего варианта в 1,3 раза. Под сосредоточенной силой (нагрузкой) в балке возникает изгибающий момент в 117,51 тс*м. То есть момент в данном сечении уже меньше в 3 раза. В середине пролета балки изгибающий момент составляет 46,9 тс*м, то есть меньше в 4,8 раза. Что, получается уже совсем не радужная картинка для шарнирной балки?
Продолжим дальше - Вы знаете, как обеспечить шарнирное сопряжение для монолитной колонны и монолитной балки без применения консолей? Жду Ваших реальных аргументов "за" шарнирную балку и конкретных слов, а не "одни только общие фразы".
P.S. к тому же статически неопределимые системы обладают бОльшей живучестью, чем статически определимые.

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump начнем с конца. То есть поперечная сила при заделке будет больше в 1,12 раза. Я убит наповал.

Здесь я имел ввиду, что у разных опор реакции разные будут (Ваша фраза ку эль пополам мной была воспринята как равное распределение реакций). Но суть одна - поперечная сила плюс минус одинаковая, и в свете опирания (жестко/шарнирно) я бы предложил дальнейшую дискуссию вести в свете изгибающих моментов.

Сообщение от Forrest_Gump При шарнирных опорах максимальный изгибающий момент возникает под силой, равен 356,25 тс*м и растягивает нижную грань балки. А в середине пролета балки момент будет равен 225 тс*м. Рассмотрим теперь балку с заделанными концами. Максимальный изгибающий момент в балке возникает на левой опоре, равен 282,03 тс*м и растягивает верхнюю грань балки. Максимальный момент в балке меньше предыдущего варианта в 1,3 раза. Под сосредоточенной силой (нагрузкой) в балке возникает изгибающий момент в 117,51 тс*м. То есть момент в данном сечении уже меньше в 3 раза. В середине пролета балки изгибающий момент составляет 46,9 тс*м, то есть меньше в 4,8 раза. Что, получается уже совсем не радужная картинка для шарнирной балки?

Да нормальная вроде картина Нижняя арматура кладется на момент 355 т*м (условно примем площадь этой арматуры за х), Верхняя - конструктивно 12-я (пусть будет 0,1 х) ... В случае жесткого опирания площадь верхней арматуры 0,7 х, площадь нижней 0,3 х, Т.е. в сумме получается тот же х. Можно конечно применить неравномерное армирование и добиться для жестко опертой балки процентов 20-30 выигрыша в арматуре. Однако кому нужен выигрыш 30% в балке в масштабах целого здания? Это же утонет в общем объеме. Наоборот, если бы я проектировал что-то подобное - заложил бы двойной запас ввиду ответственности и нестандартонсти такой балки. И общий перерасход для всего здания в целом составил бы 0,01% Никто бы не растроился. Ведь, как я понял таких балок в здании немного...Здесь гораздо важнее при существующих архитектурных решениях запроектировать надежную конструкцию. И кстати в случае жесткого опирания придется серьезно увеличить сечение колонны и столь же серьезно ее заармировать. Так что все выигрыши в балке, увы коту под хвост.

Сообщение от Forrest_Gump Продолжим дальше - Вы знаете, как обеспечить шарнирное сопряжение для монолитной колонны и монолитной балки без применения консолей?

Ну один из вариантов Вы сами назвали. Еще один посчитать раму с жестким узлом сопряжения балки 1200х800 с колонной 400х400 и посмотреть, какой момент будет на опоре. Думаю практически никакого. Чем не шарнир?

Сообщение от Forrest_Gump P.S. к тому же статически неопределимые системы обладают бОльшей живучестью, чем статически определимые.

Зато определимые понятней и проще)) Не надо ломать голову о перераспределении моментов, чрезмерном раскрытии трещин, обеспечении жестких уздов, требуемых длин анкеровок и т.д. и т.п.

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist Можно конечно применить неравномерное армирование и добиться для жестко опертой балки процентов 20-30 выигрыша в арматуре.

То есть Ваш подход - армировать одинаково везде и всюду? Ну тогда примите цитатут Ваших же слов:

Сообщение от SergeyMetallist после таких аргументов смысм дальше что-то доказывать пропадает.

Сообщение от SergeyMetallist Можно конечно применить неравномерное армирование и добиться для жестко опертой балки процентов 20-30 выигрыша в арматуре.

Считаем вместе вслух. Возле опоры верх балки армируем 0,7х, вот только длина такого армирования будет не L, а лишь L/6. Низ балки армируем 0,3х на всю длину. Верх балки армируем на значение опорного момента с другой стороны - то есть 117,51/356,25*х=0,3х. Таким образом для балки при жестком сопряжении потребуется 0,3+0,3+(0,7-0,3)/6 = 0,67х арматуры для шарнирной балки. При этом держим в уме, что это лишь для 1ПС, а для 2ПС состояниия картину будет более выпуклая (у какой балки кривизна будет больше?).

Сообщение от SergeyMetallist Здесь гораздо важнее при существующих архитектурных решениях запроектировать надежную конструкцию.

То есть шарнирная балка обладает бОльшей надежностью по сравнению с защемленной балкой?! Так как

Сообщение от SergeyMetallist посчитать раму с жестким узлом сопряжения балки 1200х800 с колонной 400х400 и посмотреть, какой момент будет на опоре. Думаю практически никакого. Чем не шарнир?

Это еще бабушка надвое сказала. А почему не учитываем специфику железобетона - трещины/раскрытие трещин? А можно эскизно посмотреть на сопряжение такой балки и колонны при жестком сопряжении? Как будем анкерить арматуру балки в колонне?

Сообщение от SergeyMetallist Ведь, как я понял таких балок в здании немного...Здесь гораздо важнее при существующих архитектурных решениях запроектировать надежную конструкцию. И кстати в случае жесткого опирания придется серьезно увеличить сечение колонны и столь же серьезно ее заармировать. Так что все выигрыши в балке, увы коту под хвост.

Это лишь Ваше частное мнение, которое еще неизвестно как соотносится с реальностью. А мне вот думается, что там неоднократно вышележащие колонны не попадают на колонны нижних этажей. Посему очень удобно будет запроектировать неразрезную балку (хотя я уже высказывался ранее, что нефиг тут балки лепить), которая будет гонять моменты мимо колонн.

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump То есть Ваш подход - армировать одинаково везде и всюду? Ну тогда примите цитатут Ваших же слов:

Не люблю усложнять строителям жизнь, за что и получаю от них благодарности)) Как то раз командировлся на авторский надзор. Рядом строились два здания. Одно проектировала наша фирма, другое - не наша. При чем здания похожи по этажности и нагрузке. Мы запроектировали монолитный ростверк под свайный фундамент с одинаковым верхним и нижним армированием, а соседний ростверк имел основную арматуру и кучу дополнительных карксов разной длины и диаметра. Я на коленке прикинул - у ростверка другой фирмы удельный расход арматуры на 25-30% процентов меньше чем у нас. При этом наш ростверк строители сделали гораздо быстрее, в результате чего и здание на нем быстрее строится началось. А с соседним ростверком возни много вышло. Все дополнительные каркасы делались на стройке(их типоразмеров 30 набралось), потом ходили с пачкой чертежей по котловану, чтобы каждый каркас на свое место поставить, чего-то нехватило, где-то проектировщики с привязками налажали, где-то монтажники не те диаметры приеменили... В общем жуть получили...Приехал заказчик, говорит че с этим зданием копаетесь, сроки горят. Вон на соседнем уже стены кладут. Когда ему те проектировщики попытались объяснить про экономию, он долго ржал и также долго матерился! Это я к тому, что у нас в фирме главное сроки проектирования и сроки строительства, а вопросы ловли блох перед нами не стоят. Хотя по общению с другими проектировщиками знаю, что бывают заказчики, у которых каждый грамм металла на счету.

Сообщение от Forrest_Gump То есть Ваш подход - армировать одинаково везде и всюду? Ну тогда примите цитатут Ваших же слов: Считаем вместе вслух. Возле опоры верх балки армируем 0,7х, вот только длина такого армирования будет не L, а лишь L/6. Низ балки армируем 0,3х на всю длину. Верх балки армируем на значение опорного момента с другой стороны - то есть 117,51/356,25*х=0,3х. Таким образом для балки при жестком сопряжении потребуется 0,3+0,3+(0,7-0,3)/6 = 0,67х арматуры для шарнирной балки. При этом держим в уме, что это лишь для 1ПС, а для 2ПС состояниия картину будет более выпуклая (у какой балки кривизна будет больше?).

Ну если уж на то пошло, у шарнирной балки часть арматуры в отдалении от сосредаточенной силы можно и оборвать. И уже будет не х, а 0,8х. И разница по продольному армированию меньше 20%. А если учесть, что поперечное армирование будет и там и там примерно одинаковое, а оно для данной балки внесет существенный вклад в общее армирование, то имеем уже 0,9х. Расход бетона в обоих случаях также одинаков. Уже 0,95х (это уже по цене сравнение пошло). Наверняка эти балки отделываться будут (видимо тоже одинаково и для шарнирного и для жесткого опирания). Уже 0,97х))). А теперь представим, что все эти балки дают вклад в общую стоимость здания 5% (смешно конечено скорее 0,05, но возьмем самый невероятный случай). Итак экономия составит (х-0,97х)*0,05=0,0015х. Ура товарищи. Миссия выполнена!

Сообщение от Forrest_Gump То есть шарнирная балка обладает бОльшей надежностью по сравнению с защемленной балкой?! Так как

Я имел ввиду не тип опорного узла, а принципиальный подход.

Сообщение от Forrest_Gump А почему не учитываем специфику железобетона - трещины/раскрытие трещин? А можно эскизно посмотреть на сопряжение такой балки и колонны при жестком сопряжении? Как будем анкерить арматуру балки в колонне?

Среднюю (по ширине) заанкерю как положено, крайнюю оборву. В данном случае на опоре много арматуры не нужно, там же почти шарнир. На счет трещин тоже особого беспокойства не испытываю - пусть раскрываются, шарнир чище будет (так называемый природный шарнир). Балка же расчитана на полное отсутствие арматуры на опорах и ее свободный поворот. Хотя думаю и с трещинами все будет ок. Как вариант можно

Сообщение от Forrest_Gump Это еще бабушка надвое сказала.

Лукавите, ведь. Все же тут однозначно... Жесткий ригель, гибкая колонна. Если в линейной постановке на опоре большой момент будет вылезать, можно в физнеле посчитать с минимальным опорным армированием и значительным пролетным, тогда точно весь момент в пролет спустится.

Сообщение от Forrest_Gump Это лишь Ваше частное мнение, которое еще неизвестно как соотносится с реальностью. А мне вот думается, что там неоднократно вышележащие колонны не попадают на колонны нижних этажей.

Ну можно у автора темы спросить. bloodstone, сколько у Вас таких горе балок то?

Сообщение от Forrest_Gump Посему очень удобно будет запроектировать неразрезную балку, которая будет гонять моменты мимо колонн.

Мысль про неразрезные балки неплохая, если в рассматриваемом здании несколько пролетов, то возможно может получится неплохой вариант. Но опять же в этом случае останется открытым вопрос о крайнем пролете (в том случае, если именно в нем приложены эти 300т). Куда тогда момент гнать?

Сообщение от Forrest_Gump хотя я уже высказывался ранее, что нефиг тут балки лепить

В жизни бывают разные случаи. Далеко не факт, что архитерктора удастся убедить на вариант со стеной. Если архитектор поставил колонны не соосно, то вполне возможно, что никакую стену он поставить не разрешит. А если дело дойдет до заказчика, то разговор будет примерно таким:
Конструктор: Архитектор не разрешает поставить мне стену
Заказчик: Архитектор, в чем дело?
А: Все планы уже сделаны и согласованы на всех инстанциях. Всем все нравится, в том числе и Вам. Удобно, красиво, технологично.
З: Ну да вроде готово уж все, сроки срывать не стоит. Конструктор, а без стены решения существуют?
К: Да, но это не совсем экономично.
З: Сколько?
К: Ну по примерным оценкам стоимость одной балки вырастет на две тысячи рублей, а их у нас целых десять штук на здание!
З: И ради этого Вы дернули меня из Сан-тропе? Да я проездил больше. Чтобы через неделю рабочка была. Клоун, блин!
К: Все понял, иду чертить...

[Yuzer]

Сообщение от SergeyMetallist Не люблю усложнять строителям жизнь, за что и получаю от них благодарности)) Как то раз командировлся на авторский надзор. Рядом строились два здания. Одно проектировала наша фирма, другое - не наша. При чем здания похожи по этажности и нагрузке. Мы запроектировали монолитный ростверк под свайный фундамент с одинаковым верхним и нижним армированием, а соседний ростверк имел основную арматуру и кучу дополнительных карксов разной длины и диаметра. Я на коленке прикинул - у ростверка другой фирмы удельный расход арматуры на 25-30% процентов меньше чем у нас. При этом наш ростверк строители сделали гораздо быстрее, в результате чего и здание на нем быстрее строится началось. А с соседним ростверком возни много вышло. Все дополнительные каркасы делались на стройке(их типоразмеров 30 набралось), потом ходили с пачкой чертежей по котловану, чтобы каждый каркас на свое место поставить, чего-то нехватило, где-то проектировщики с привязками налажали, где-то монтажники не те диаметры приеменили... В общем жуть получили...Приехал заказчик, говорит че с этим зданием копаетесь, сроки горят. Вон на соседнем уже стены кладут. Когда ему те проектировщики попытались объяснить про экономию, он долго ржал и также долго матерился! Это я к тому, что у нас в фирме главное сроки проектирования и сроки строительства, а вопросы ловли блох перед нами не стоят. Хотя по общению с другими проектировщиками знаю, что бывают заказчики, у которых каждый грамм металла на счету.

Это ни о чем не говорит. Может там строители кривые. Или прораб. Всегда проще сделать по типу или одинаковое. Тогда спрашивается, зачем на перекрытии давть пятна арматуры? д20 погонажем верхнюю и нижнюю и быстро зальют. В чертежах должно быть правильно, а на стройке пускай делают что хотят. Сначала все умные, а потом деньги считать начинают, спецификации проверяют сметчики ,строители - потом веселье будет.

Тема ни о чем.

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist вопросы ловли блох перед нами не стоят.

Это не вопрос ловли блох. Это вопрос культуры проектирования и строительства. Вот потому и строят вокруг в большинстве своем убогие коробки, да нанимают западных проектировщиков на уникальные объекты.

Сообщение от SergeyMetallist Ну если уж на то пошло, у шарнирной балки часть арматуры в отдалении от сосредаточенной силы можно и оборвать. И уже будет не х, а 0,8х. И разница по продольному армированию меньше 20%.

Всё это автоматом перенесите на защемленную балку (у нее эпюра моментов меньше по значениям) и шарнирная все-равно окажется в проигрыше. Так что Ваши "выкладки" по шарнирной балке - пустое.

Сообщение от SergeyMetallist На счет трещин тоже особого беспокойства не испытываю - пусть раскрываются, шарнир чище будет (так называемый природный шарнир). Балка же расчитана на полное отсутствие арматуры на опорах и ее свободный поворот. Хотя думаю и с трещинами все будет ок. Как вариант можно

То есть таких шарниров лично Вы не проектировали? Но предлагает другим поэкспериментировать?

Сообщение от SergeyMetallist Мысль про неразрезные балки неплохая, если в рассматриваемом здании несколько пролетов, то возможно может получится неплохой вариант. Но опять же в этом случае останется открытым вопрос о крайнем пролете (в том случае, если именно в нем приложены эти 300т). Куда тогда момент гнать?

Туда, куда я изначально предлагал. А не балками пыжиться.

Сообщение от SergeyMetallist А если дело дойдет до заказчика, то разговор будет примерно таким:

Не можете донести мысл до заказчика, что так проектировать не стоит - идите чертить балки...

Сообщение от SergeyMetallist Лукавите, ведь. Все же тут однозначно... Жесткий ригель, гибкая колонна. Если в линейной постановке на опоре большой момент будет вылезать, можно в физнеле посчитать с минимальным опорным армированием и значительным пролетным, тогда точно весь момент в пролет спустится.

А где эскиз жесткого сопряжение балки 1200х800 с колонной 400х400? Мне жутко интересно посмотреть на анкеровку арматуры такой балки в колонне.

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump Это не вопрос ловли блох. Это вопрос культуры проектирования и строительства. Вот потому и строят вокруг в большинстве своем убогие коробки, да нанимают западных проектировщиков на уникальные объекты.

Да нет, не в культуре дело. Просто для разных объектов разные требвания. Где-то действительно борятся за каждый грамм, в этом случае можно и культуру применить. Был случай на прошлой работе - заказали нам арочный ангар. Быстренько прикинули массу одной арки получилось что-то около 1 т. А заказчик говорит - много, максимум 500 кг и высота н7есущего профиля не более 400-500 мм(а арка перекрывала пролет 15 м, и высотой была метров 7-8). В итоге сделали сварную перфорированную тонкостенную арку, пару недель помучались над оптимизацией формы, толщин стенок/полки, расстановке ребер. Дальше все это посчитали по сНиП и параллельно в настране с учетом физнелинейности. В итоге масса одной арки составила 450 кг с шагом 3 или 4 м (сейчас уже точно не помню, давно дело было). Так что, если заказчик просит культурно, вопросов нет сделаем

А теперь представьте другую ситуацию. Вам приносят архитектурный проект наброски солидного здания и говорят, что через месяц нужна рабочка, а отклонение от данного проекта запрещается, поскольку все со всеми согласовано, а пересогласование - это время и деньги. При этом про экономию материалов ни слова, главное, чтобы были простые решения и максимум унификации, дабы быстрей потом это построить и запустить. При этом Вам за этот проект предлагают солидные деньги. И что, откажитесь? Ведь на культуру времени точно не хватит, придется армировать сквозняком без доп. каркасов?

Это конечно два крайних случая, но в жизни всякое бывает. Просто, ИМХО, проектировщик должен уметь подстраиваться под заказчика, а не наоборот. Получив архитектуру с несоосными колоннами, я бы, естественно, первым делом начал бить в колокол и говорить, что так не делают, двигайте Ваши колонны куда следует или поставьте в местах несоосности стены. Но если при этом получил бы утвердительный и категоричный отказ(что вполне вероятно), то стал бы подстраиваться под существующие решения. Ведь принципиально это возможно. Да дорого, да трудоемко, но если заказчик настаивает, то оснований противится не вижу. Или Вы настаиваете, что это принципиально невозможно (сколько арматуры ни пихай, все равно упадет?) В этом случае я с Вами категорически не согласен. Человечество в космос летает, а тут балку под триста тонн запроектировать...

Эскиз позже постараюсь набросать. Если в двух словах балка ставится симметрично относительно колонны. 400мм сечения балки пересекает колонну, 400 лежит вне ее - та арматура, которая входит в тело колонны анкерится в ней как положено, та которая "пролетает мимо - обрывается (ведь на опоре при шарнире арматуры много не надо)

[13forever]

Сообщение от Yuzer В чертежах должно быть правильно, а на стройке пускай делают что хотят. Сначала все умные, а потом деньги считать начинают,

таки да, должна быть золотая середина

SergeyMetallistБыстренько прикинули массу одной арки получилось что-то около 1 т. А заказчик говорит - много, максимум 500 кг и высота н7есущего профиля не более 400-500 мм(а арка перекрывала пролет 15 м, и высотой была метров 7-8). В итоге сделали сварную перфорированную тонкостенную арку, пару недель помучались над оптимизацией формы, толщин стенок/полки, расстановке ребер. Дальше все это посчитали по сНиП и параллельно в настране с учетом физнелинейности. В итоге масса одной арки составила 450 кг с шагом 3 или 4 м (сейчас уже точно не помню, давно дело было).

это металлическая арка была или ж.бетонная?

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist Эскиз позже постараюсь набросать. Если в двух словах балка ставится симметрично относительно колонны. 400мм сечения балки пересекает колонну, 400 лежит вне ее - та арматура, которая входит в тело колонны анкерится в ней как положено, та которая "пролетает мимо - обрывается (ведь на опоре при шарнире арматуры много не надо)

Я просил жесткое сопряжение балки с колонной. Если нет возможности законструкировать узел, то о каком расчете рамы можно говорить далее?

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump Я просил жесткое сопряжение балки с колонной. Если нет возможности законструкировать узел, то о каком расчете рамы можно говорить далее?

А чем оно не жесткое я же говорю - там где арматура балки пересекает колонну проблем заанкерить ее нет. Т.е. 3-4 центральных по ширине сечения балки стержня вполне можно загнуть в колонну. Думаю вполне хватит, чтобы воспринять мизерный опорный момент

13forever, арка стальная.

[13forever]

Сообщение от SergeyMetallist А заказчик говорит - много, максимум 500 кг и высота н7есущего профиля не более 400-500 мм(а арка перекрывала пролет 15 м, и высотой была метров 7-8). В итоге сделали сварную перфорированную тонкостенную арку, пару недель помучались над оптимизацией формы, толщин стенок/полки, расстановке ребер. Дальше все это посчитали по сНиП и параллельно в настране с учетом физнелинейности.

и оно того стоило? ну для 15ти метровой арки то? я про физнелинейности в настране...

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist А чем оно не жесткое

Сообщение от SergeyMetallist хватит, чтобы воспринять мизерный опорный момент

Либо сопряжение жесткое, либо мизерный момент - то есть практически никакой...

[Integer]

Вопрос непонятен совершенно, и дискуссии Вавана с Форестом я не понял, есть время можно вылизать армирование играясь с расчетной семой гоняя моменты по неразрезной схеме в соседние пролеты, нет времени впендюривай армирование по расчету простой балки, и вообще балка на 2-х опорах под 300 тонн не тот вопрос, вот у меня недавно (архи постарались) 14 этажей угловая колонна обрывается на уровне 3 го этажа и висит на консолях 3,5 метра, да арматура шла 30 и 25 (в перекрестных балках) но сделали и стоит, если интересно фото потом выложу.

[Sid Barret]

Сообщение от Integer вот у меня недавно (архи постарались) 14 этажей угловая колонна обрывается на уровне 3 го этажа и висит на консолях 3,5 метра, да арматура шла 30 и 25 (в перекрестных балках) но сделали и стоит, если интересно фото потом выложу.

ойжег - жги (кинь фотку в студию)!

[Manuel]

Сообщение от Integer дискуссии Вавана с Форестом

Offtop: Вован поменял имя чтоль?

[Integer]

Manuel Виноват исправлюсь SergeyMetallist
Sid Barred да не вопрос, для затравки чертеж такой балочки и где находится...
Фото будет вечером если не будет темно!
Offtop: Сорри за гиперболу высотности

[Sid Barret]

Сообщение от Integer чертеж такой балочки и где находится...

мда...в динамике такой авантюризьм (висячие колонны, стены) запрещен, ну, по крайней мере, у нас...а ведь ветер тоже бывает динамический

в принципе, вопрос автора и консоль йожега - это реализуемые дела, однако, если обратиться к расчетам надежности таких узлов (по Болотину, Ройтману, Синицину и др.), то риск обрушения таких конструкций окажется неприемлемым для длительной и нормальной эксплуатации.

[Integer]

Sid Barret
Одно но оговорю сразу...Снег 100 кг/м2, Ветер 70 кг/м2 с динамикой, сейсмика примерно 7 баллов, ну и коэффициенты на сочетания 1,6 постоянная 1,8 временная 1,33 непредвиденная, считал на ВСЕ по условиям без раскрытия трещин - здание 1-ой категории.... Баб такой!!! Но в принципе можно проверить и по российским нормам...

[13forever]

Сообщение от Integer Ветер 70 кг/м2 с динамикой,

т.е. с учетом динамической составляющей? думаю что многое будет решать и сейсмика...

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump Либо сопряжение жесткое, либо мизерный момент - то есть практически никакой...

Вот схема рамы(см. вложение). Узел сопряжения ригеля с колонной - жесткий. Момент на опоре - мизерный. Какие еще будут вопросики?

Integer, я примерно про то же Forrest_Gump говорю, а он чет не понимает видимо... Интересное у Вас решение, вполне жизнеспособное. Интересно, как его прокоментируют ярые противники расцентровок колонн?

13forever, ИМХО стоило. Во первых у нас были вопросы по местной устойчивости тонкостенной перфорированной стенки (в СНиПе такого расчета нет), вот вторых, хотелось определить точность СНиПовской методики по нахождению напряжений в различных точках перфарированной стенки(кстати точность не плохая оказалась), в третьих, тогда активно настран осваивали, хотелось попрактиковаться (скжу больше, коллега считал в настране, а я в солиде, потом сравнивали ), ну и в четвертых, дотошному заказчику приятно было картинки цветные показать. И все это делов то на полдня - максимум день. Гораздо дольше возились со скадами-снипами-учебниками, подбирая оптимальную форму арки, толщины стенок-полок, форму и размеры перфорации... А в настране уже готовое решение проверили на предмет жизнеспособности!

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist Какие еще будут вопросики?

Если в реальности Вы не можете узел сопряжение колонны с балкой законструировать жестким, то почему в расчетной схеме узел - жесткий?

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump Если в реальности Вы не можете узел сопряжение колонны с балкой законструировать жестким, то почему в расчетной схеме узел - жесткий?

Почему не могу? В реальности я законструирую узел, который вполне выдержит момент 11 т*м. К слову данный момент держит даже неармированное сечение 1200х400, которое прекрасно сопрягается с колонной

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist Почему не могу? В реальности я законструирую узел, который вполне выдержит момент 11 т*м. К слову данный момент держит даже неармированное сечение 1200х400, которое прекрасно сопрягается с колонной

То есть опорный узел воспринимает момент. Является ли тогда такой узел - шарнирным?

[SergeyMetallist]

Сообщение от Forrest_Gump То есть опорный узел воспринимает момент. Является ли тогда такой узел - шарнирным?

Позвольте ответить вопросом на вопрос: узел заделки плиты перекрытия в кирпичную стену на 120 мм Вы каким считаете? Жестким или шарнирным? Ведь какой-то момент он точно понесет...
Есть разница между реальной схемой и ее расчетным приближением. Если опорный момент в 30 раз меньше пролетного, то за расчетную схему вполне можно принять Шарнирно опертую балку.

P.S. В реальных конструкциях чистых шарниров практически не бывает. Как минимум за счет сил трения небольшой момент узел воспримет. Более того в стальных конструкциях многие узлы с применением сварки считаются шарнирными. Это так, небольшая лекция, если Вы не в курсе

[Forrest_Gump]

Сообщение от SergeyMetallist узел заделки плиты перекрытия в кирпичную стену на 120 мм Вы каким считаете?

А при бОльшей заделке рекомендуют поверх плиты в пределах стены класть плитный утеплитель типа пенополистирола. Типа чтобы гарантировать свободу поворота опорного сечения плиты. Это если Вы не в курсе

Сообщение от SergeyMetallist В реальных конструкциях чистых шарниров практически не бывает.

Не стоит так безаппеляционно заявлять. Опирание балки на плоскую опорную плиту/поэтажное опирание балок - чем не чистый шарнир? Тангенциальное опирание балок. Опорный узел Молодечно - тоже понесет какой-то момент?