[Lamer Inc..]

Проектируется жб 5,7-этажное жилое здание.

Приложенная схема стен первого этажа практически идентична схемам подвала и типового этажа.
Фундаменты - ленточные, монолитные жб, на естественном основании.
Стены - монолитные жб, толщиной 160 мм.
Перекрытия - монолитные безбалочные жб, толщиной 160 мм.
Бетон В25 для всех конструкций.
Качество СМР будет контролироваться весьма жестко.

Сомнения:
1. проведен ряд расчетов, тем не менее, не нравятся пилоны 160х1630
2. достаточно большой перекрываемый пролет плит перекрытий
3. кормилец не слишком желает монолитные стены в подвале под
наружные стены (хочет заполнение из ФБС). Т.е. подвал не
является по сути жесткой коробкой.

Буду рад любому отзыву. Критике - особенно.
Заранее благодарю за потраченное время.
[ATTACH]1160948252.dwf[/ATTACH]

[nmr]

1. Про пилоны ничего сказать не могу - пилоны как пилоны
2. Вызывает сомнение толщина перекрытий при пролете до 6 м
а) В рекомендациях НИИЖБ (1993Г) по бебал. перекрытиям минимальная толщина 200мм
б) Есть требования к жбк (защитным слоям) по огнезащитным соображениям
в) Какая арматура получилась по расчетам? Пробовали разместить её в 160 мм?
3. Про стены подвала обсуждалась недавно тема на форуме.

[mela]

Два года назад мы отказались от стен толщиной 160мм т.к. для строителей (на 3-ех объектах) было проблематично пробетонить такую стенку. Перешли на толщину 180мм, опять таже фигня, плохое качество бетонирования. Теперь делаем толщину 200мм, даже там где в принципе можно обойтись и толщиной 160мм.

[Niko 1]

Перекрытие в 160 мм на пролет в 6 метров не потянет по бетону.

[MLG]

нормальный дом, нормальные толщины... не вижу никаких аномалий

[p_sh]

1 вопрос. Расчет на прогибы что показал...???
2 вопрос Расчет на продавливание (у торца пилона) . Скажите какое соотношение сторон контура продавливания допустимо для применения формул расчета на продавливание по СП. Если вы вышли на него то следует уточнить и этот момент. (Я лично не знаю какое соотношение сторон допустимо - надо узнавать в НИИЖБ). Но ЯТД достаточно надежной будет проверка исходя из максимальной (у края) интернсивности вертикальных напряжений в пилоне.

[Lamer Inc..]

2 all.
Спасибо за ответы!


2 Niko 1
Плиты перекрытий рассчитывались в Лира 9.2 с учетом физ. нел. на заданное армирование. При армировании d12ш.200 по нижней грани в обоих направлениях по всей плите и d12ш.100 на опорах сверху прогиб не превышает эстетический. Это без учета принятых в проекте скрытых балок.

2 nmr
Рекомендации НИИЖБ - это замечательно, уважаю, но в СПБ 80% монолитных жилых зданий с перекрытиями 160мм. Если конструкция удовлетворяет требованиям Норм по 1 и 2 группе предельных состояний, то зачем делать толще?

Защитные слои определяем по МДС 21-2.2000 "Методические рекомендации по расчету огнестойкости и огнесохранности железобетонных конструкций", а иначе иногда такой бред получается...

Армирование получилось не такое уж и тяжелое (см. чуть выше). Размещается.

Про стены подвала обсуждалась недавно тема на форуме.

А все таки, применительно к данной конструктивной схеме? В расчете учитывать кладку из блоков вообще нет никакого желания, но тогда моменты в лентах (и, соответственно, армирование) весьма злобные. Да и поперечное армирование расчетное получается.

2MLG
Да грызет что-то. Какой-то нестандартный дом. Не делали таких еще.

[/quote]

[Lamer Inc..]

2 p_sh

Меня заметили!! Уже стало слегка спокойнее!

1. Расчет на прогибы по физ. нел. дал 22 мм max.
2. Максимальные вертикальные напряжения в пилонах 70 кг/см2 (сжатие). Даже если считать по максимальным, поперечное армирование в плите не требуется. Прямо благодать, что и пугает.

[p_sh]

проверил продавливание вручную...
(не прошло)

Нагрузка
0,16*2,75*2(перекрытия)+0,25 (монтажная)=1,13 (1,15т/м2)

нагрузка на пилон по грузовым площадям.
1,15*1,55*3,7+1,15*3,7*(6)/2=19,3 т (на пилон)

На результат сильно влияет наличие момента во второй плоскости Му. Например при его отсутствии проверки выполняются.

Мх тоже взят от балды….

Так что есть показания перепроверить…..
[ATTACH]1160989418.rar[/ATTACH]

[MLG]

че-то не понял я откуда все эти цифры появились))
у меня так:
пред. усилие: 107х3,74х0,13=52т
по грузовым площадям: 17,02х0,8(примерно)=13,4
без момента (!!!) все проходит с четырехкратным запасом. неужели неучтенный момент дает такой результат

[p_sh]

Сообщение от MLG че-то не понял я откуда все эти цифры появились))

1. грузовая площадь пилона по оси 3С3
часть 1 между осей Ас3-Бс3 1,6*3,7=5,92 м2
часть 2 в пролете осей Бс3-Вс3 6*3,7/2=11,1 м2

общая грузовая площадь 5,92+11,1=17,02 м2

2. Нагрузка.
во время монтажа последующего перекрытия нижнее несет свой вес+ вес свежеуложенного бетона вышележащего перекрытия+ монатжная нагрузка
0,16 (м)*2,75(т/м3)*2+0,25(т/м2)=1,13т/м2

3. Момент от поперечной силы действующей на торец (от второй части грузовой площади) 1,55*0,13*11,1/2=9,72 тм
в раме поделится на вышележащую и нижележащую колонну 9,72/2=4,86 т/м
момент от изгиба плиты ql2/12=(1.13*3.7)*6*6/12=12.54 тм
допустим что приходит 70% на надколонную полосу и переходит на пилон. итого 8,8тм.
делим на верхнюю и нижнюю колонну в раме - 4 тм.

общий момент в сечении пилона 4,68+4=8,68 тм - та половина которую рассматириваем в расчете на продавливание....
(еще больше чем я в расчете ввел; но тот (4тм) почти предельный для рассмотрения)

4. Момент из плоскости пилона взят условно, и в виду его малости, его появление весьма возможно, но может быть не учтено в расчете....

[MLG]

согласен. учет моментов действительно, увеличивает нагрузку в два раза и даже больше

[Prokurat (старший)]

Lamer Inc..

Проектируется жб 5,7-этажное жилое здание. Приложенная схема стен первого этажа практически идентична схемам подвала и типового этажа. Фундаменты - ленточные, монолитные жб, на естественном основании. Стены - монолитные жб, толщиной 160 мм. Перекрытия - монолитные безбалочные жб, толщиной 160 мм. Бетон В25 для всех конструкций. Качество СМР будет контролироваться весьма жестко.

Очевидно, что вы входите в подразделение инвестора (заказчика), то-есть имеете права на собственную экспертизу. Но, для того чтобы дать экспертное заключение по разделу ж.б., нужно иметь достаточный опыт по проектированию.

То что проектировщик занижает параметры стен и перекрытий, - это очевидно. Но не всегда все так просто. Чтобы говорить о толщине плиты, нужно знать ее расчетную схему.

А еще лучше, затребовать не расчетную схему плиты, а послужной список конкретного проектировщика. Какие проекты он реализовал и в качестве кого?

Это элементарная операция, когда заказчик проводит тендер среди подрядных организаций. Там требуют: что построил, инженерный состав, технику, субподрядчиков и т.д.

Проверте проектировщика на вшивость примерно тем же способом.

[AIK]

Страшненькие сечения. Для стены плохо потому что не пробетонируется, для перекрытия потому что толщина защитного слоя, особенно по верхнему поясу очень сильно зависит от веса тех дядек, которые таскают вибратор, и от того куда они его тыкают, я уж не говорю про выравнивание бетона. Господа электрики и слаботочники очень любят пихать в перекрытия кабелепроводы, причем наиболее густо в приопорных зонах. Про господ сантехников и ОВ-шников я уж не говорю. В дырки, которые под них предусмотрены они почему то никогда не попадают.
Ссылки на прецеденты ничего не доказывают. В моей практике был случай, когда в проекте было заложено перекрытие 160. Когда связали первую карту пригласили главного конструктора, показали и спросили "ты уверен?" Переиграли на 200. Это я называю жестким контролем.

[Lamer Inc..]

Еще раз спасибо за конструктивную критику! (Честно говоря, не рассчитывал на подобную отзывчивость.)

2Prokurat

Извиняюсь, если каким нибудь образом ввел в заблуждение, но Ваш покорный слуга и есть проектировщик сего.

По поводу расчетной схемы плиты. Построена пространственная оболочечная модель (КЭ41, Lira 9.2), пилоны также замоделированы оболочками. Для анализа нелинейной работы перекрытия вырезан и рассчитан один этаж, включая часть стен и пилонов выше и ниже перекрытия (для адекватного моделирования условий опирания).

2p_sh
Мммм... даа.. все не так уж и благостно...
Насчет момента 4тм согласен, хотя если смотреть в Лире, то несколько меньше. Пусть Мх=4тм.

Очень верное замечание по поводу допустимости расчетов по СП для такого соотношения размеров поперечного сечения колонны. Действительно, это уже не стержень, поэтому и соотношения СП под вопросом. Если есть какие-либо материалы на эту тему, подскажите, если не сложно. Тем не менее, ЯТД, стержневая модель СП должна давать больший запас, => больший КСС.

Поясните пожалуйста, как получены значения h0x и h0y.

[Lamer Inc..]

to AIK

Спасибо!

Делаю следующие выводы:

1. При выполнении бетонных работ особое внимание обратить на качество укладки бетонной смеси.
2. Увеличить число поддерживающих стержней в надопорных зонах.
3. Господам сетевикам ограничить месторасположение и параметры отверстий

По поводу недоверия к прецендентам. Видел вживую некоторое количество перекрытий и стен толщиной 160мм. Как правило, в случае достаточно опытного подрядчика все пробетонировано и защитные слои выдержаны. Если подрядчик "не очень", то возникают указанные явления, да и многие другие пакости, усадочные трещины, например... Проект выполняется под конкретного подрядчика.

Все таки, сечения "страшненькие", или "СТРАШНЫЕ"?

[AIK]

Сообщение от Lamer Inc.. Все таки, сечения "страшненькие", или "СТРАШНЫЕ"?

Чтобы всьерьез испугаться надо посмотреть узлы опирания - там где сетка стен и пилонов пересекается, рабочая высота армирования приобретает какие то виртуальные значения и неразрезная плита становится шарнирно-опертой. Я смотрю с позиций заказчика - то есть того, кто все благословляет, ставит штамп "К производству работ" и отвечает за козла. Поэтому - страшные!

[Lamer Inc..]

2AIK

К сожалению, в настоящий момент узлы опирания показать пока не могу, разрабатываются, но больше d12ш.100 A-III в верхней зоне ставить не будем. Армирование пилона 12ш.200 A-III.

Если я правильно понимаю Вашу позицию, то:
"Выводы. Настоящая конструкция не может быть рекомендована для производства работ. Толщины перекрытия и пилонов следует увеличить до 200 мм." Подтверждаете ли это?

[AIK]

Подтверждаю, но прошу занести в протокол, что никогда не утверждал что такие толщины противоречат СНиПу и не могут быть обоснованы расчетом.

[Lamer Inc..]

2AIK

Извиняюсь за занудство, но в данном случае Вы- эксперт. Следовательно, выводы должны быть однозначными.

Итак:

Вариант 1.

Настоящая конструкция не может быть рекомендована для производства работ.

...по технологическим (или иным) соображениям.

Вариант 2. Представить расчеты безбалочного перекрытия.

[AIK]

Сообщение от Lamer Inc.. в данном случае Вы- эксперт. Следовательно, выводы должны быть однозначными.

А вот уж фиг! Экспертом называется тот, кто досконально вник в конструкцию. Тот кто делает однозначные выводы называется болваном.

[Lamer Inc..]

Уважаемый AIK!

Позволю себе пояснить. Если бы в том же примере пилоны были толщиной ...ммм... 50 мм и перекрытия 80 мм, то наверное, Ваши высказывания звучали не в пример резче. Есть ошибки явные, есть сомнения. Конструкция может смущать, может быть неверно запроектирована, а может быть невыполнимой технологически.

Разумеется, я не требую экспертной оценки (хотя большая часть высказываний для меня важнее будущих замечаний экспертизы), назовем это "рекомендации".

Учитывая, что предлагаемая на рассмотрение конструкция далеко не уникальна, рекомендации можно дать и на основании опыта, по крайней мере, в части принятых сечений.

[Prokurat (старший)]

Lamer Inc..

Статистика на моих объектах по толщине плиты

Пролет 4.5 - 4.8м - 160мм
Пролет 6м - 220мм
Пролет 8м - 260мм
__________________
Просматривая документацию немецких проектировщиков, они не стесняются толщины перекрытий до 45см. Особенно в тех случаях когда это упрощает работы по опалубке, то-есть идет большая экономия на зарплате строителям.

[p_sh]

Сообщение от Lamer Inc.. Очень верное замечание по поводу допустимости расчетов по СП для такого соотношения размеров поперечного сечения колонны. Действительно, это уже не стержень, поэтому и соотношения СП под вопросом. Если есть какие-либо материалы на эту тему, подскажите, если не сложно. Тем не менее, ЯТД, стержневая модель СП должна давать больший запас, => больший КСС.

я полагаю что в строительных расчетах справедливо положение о том что всякая функция определена на каком-то участке. (и для многих из приведенных в нормах зависимостей указаны все ограничения, а вот для конкретного случая, такого важного как соотношение сторон - нет)

Сообщение от Lamer Inc.. Поясните пожалуйста, как получены значения h0x и h0y.

Взяты с запасом, чтобы потом блох не ловить как в архиве...: Му=0,2тм-проходит Му=0,4тм-не проходит. а ведь появление такого момента из плоскости пилона , работающего в составе сооружения на упругом основании вполне вероятно...
Разрушение то по продавливанию может носить хрупкий характер, так что запас в данном месте совсем не лишний...хотя всё вылизано....
потом, пилоны в осях Д-Е в нелучших условиях...

ps. реакция форума бурная т.к. случай интересный
[ATTACH]1161070598.rar[/ATTACH]

[MLG]

p_sh, очень интересно, может вы подскажите: как выглядят трещины при возникновении продавливания?

[p_sh]

перекрытие лежит на отметке 0.000

[Perezz!!]

Подтверждаете ли это?

А я посчитал что мне надо грохнуть свою тещу. Подтверждаете ли это?

Такой наивняк иногда я вижу на нашем форуме [sm1602] Одно дело когда спрашивают совета коллег - это я понимаю. Другое дело когда уже просят принять решение или подписаться под проектным решением. Вы что, друзья, рехнулись?
:idea: ...Если чего не так - сажать то будут Вас, по ту сторону экрана, независимо от того кто вам чего здесь советовал.
Всё таки интернет - это интернет: кто Вам сказал что AIK это реальный проектировщик с большим стажем и хорошим послужным списком? Вы твёрдо убеждены что он мечтает каждый день, как проснётся, бесплатно помогать конкурентам хорошими советами? :wink: Может это вообще спам-робот, который выдает заложенные в него умные фразы с одной целью - чтобы почаще смотрели его профиль, в котором содержится реклама.

[AIK]

А кто будет себя плохо вести, станет таким как этот дядя:
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=9978&start=0

Перцу спасибо за комплимент про "умные фразы". Не подскажете сколько в среднем по Москве получает спам-робот?

[Perezz!!]

Пожалуйста

Не подскажете сколько в среднем по Москве получает спам-робот?

Пожалуйста: вот только что открыл свою почту:
[ATTACH]1161072386.gif[/ATTACH]

[AIK]

Сообщение от Perezz!! Пожалуйста: вот только что открыл свою почту:

Странно что никто не додумался открыть платный севис по чтению спама!

[Admin]

Странно что никто не додумался открыть платный севис по чтению спама!

Ошибочное мнение. Таких сервисов лет 6 назад много было, может даже остались еще.

[Prokurat]

Плиты перекрытий рассчитывались в Лира 9.2 с учетом физ. нел. на заданное армирование. При армировании d12ш.200 по нижней грани в обоих направлениях по всей плите и d12ш.100 на опорах сверху прогиб не превышает эстетический. Это без учета принятых в проекте скрытых балок.

Возьмите фрагмент плиты и по полученным моментам посчитайте прогибы согласно СНиП. Если результаты будут сильно отличаться выкиньте свои расчеты в Лире в мусорник, если нет то можете им доверять.

PS К сожалению для большинства инженеров расчет прогиба простенькой плиты вручную по СНиП невыполнимая задача, намного более сложная чем освоение програмных комплексов.

[p_sh]

Сообщение от Prokurat Возьмите фрагмент плиты и по полученным моментам посчитайте прогибы согласно СНиП.

здесь есть основная проблема: на какие усилия рассчитывать плиту.
В одной из тем (в которой рассматривался данный вопрос) было предложено 2 варианта:
1. расчитать прогиб по 2м взаимно перпендикулярным "вырезанным" полосам-"балкам" на усилия которые действуют в плоскости каждой из рассматриваемой полосы-"балки" и сложить их - это будеи искомый прогиб
2. рассчитать прогиб по одной из перпендикулярных полос-"балок" на усилия, действующие в плоскости полосы-"балки" - это будет искомый прогиб.

я был сторонником 2 варианта в виду того, что плита является сплошной системой и "перпендикулярные" усилия получаются исходя из того, что сплошность системы не нарушается (назвал это условие по аналогии - условием совместности деформации системы) и поэтому (исходя из условия совместности) прогибы ,вычисленные по двум взаимноперпендикулярным пересекающимся в точке А полосам в этой точке будут равны. И равны искомому прогибу.

какой подход верен???

[Prokurat]

Я за 2-й вариант

[p_sh]

к сведению. Лира не учитывает составляющую деформации от поперечной силы. Или уже это изменилось???

[Prokurat]

За Лиру может ответить Maestro
Я предпочитаю Robot

[Prokurat (старший)]

Prokurat

PS К сожалению для большинства инженеров расчет прогиба простенькой плиты вручную по СНиП невыполнимая задача, намного более сложная чем освоение програмных комплексов.

Золотые слова.

Желательно не допускать инженера к расчету конструкций в компьютерной программе, если он не знает элементарных вещей строительной механики.

Такие инженеры даже не в состоянии проверить тот бред, который им выдает машина, другим способом.

[luser]

p_sh
"Лира не учитывает составляющую деформации от поперечной силы"
если можно расшифруйте что имеется ввиду?

[MLG]

p_sh, ну это вы лишку дали) по-серьезному: эти трещины должны идти прямо от грани колонны по призме продавливания? то есть под потолком мы их не видим, а видим сверху?

[S_konstr]

Возьмите фрагмент плиты и по полученным моментам посчитайте прогибы согласно СНиП

Возможно, я чего-то не понимаю. Простите, о каком фрагменте плиты идет речь? КАК просто по фрагменту с моментами для такой плиты (плоской, безбалочной) вообще возможно рассчитать при помощи СНиПа прогибы? Вроде и Prokurat (старший) говорит, что хотя бы понятия строймеха надо задействовать.

предложено 2 варианта

А как же

Прогибы плиты fт к моменту трещинообразования определяются как сумма прогибов, получаемых из расчета пролетной плиты в упругой стадии работы, опертой по углам и на податливый контур

и т.п.
В "Рекомендациях ... 93-года" этот вопрос оговаривается вскользь и более соответствует варианту 2, но, на мой взгляд, не все так однозначно. И опять таки о какой полосе-балке идет речь - пролетной, надколонной полосе, или еще о какой то.
p_sh не могли бы Вы дать ссылку на тему, а то самому найти не удалось.

[p_sh]

Сообщение от MLG по-серьезному: эти трещины должны идти прямо от грани колонны по призме продавливания? то есть под потолком мы их не видим, а видим сверху?

вообще-то, говорят, были случаи - во время монтажа перекрытия резко изменяли отметку ....
Если проанализировать формулы проверок ж.б. элемента на продавливание, то в ней несущая способность ж.б. элемента пропорциональна ho бетона. Если по каким либо причинам ho уменьшилась, то несущая способность бетонного сечения пропорционально уменьшилась (а с ней и ж.б. сечения) -> если нагрузка не изменилась( не уменьшилась), то процесс пошел... .Возможно что-то зависнет на продольной арматуре, местами...

luser
п. 4.32 СНиП 2.03.01-84*, но для таких конструкций (тонких плит) не сильно актуально, но все же к сведению...

[Prokurat]

Простите, о каком фрагменте плиты идет речь? КАК просто по фрагменту с моментами для такой плиты (плоской, безбалочной) вообще возможно рассчитать при помощи СНиПа прогибы?

Упрощу задачу. Возьмем абстрактную задачу. Например.
Расчитай однопролетную пролет 6,0м шарнирноопертую плиту шириной 1,0 м с нагрузкой 1,0 т/м2 по предельным состояниям 2-й группы вручную.
Затем проверь полученные результаты в Лире.
[/quote]

[MLG]

p_sh? то есть, насколько я понял, трещины не являются признаками недостаточной несущей способности на продавливание? следовательно, если мы видим в плите трещины, то это различные варианты? от момента, попер. силы, усадочные и т.д., но никак не продавливание. правильно ли я понял?

[S_konstr]

Упрощу задачу. Возьмем абстрактную задачу. Например. Расчитай однопролетную пролет 6,0м шарнирноопертую плиту шириной 1,0 м с нагрузкой 1,0 т/м2 по предельным состояниям 2-й группы вручную. Затем проверь полученные результаты в Лире

+1.
Вопросов больше не имею.

[p_sh]

Сообщение от MLG трещины не являются признаками недостаточной несущей способности на продавливание? следовательно, если мы видим в плите трещины, то это различные варианты? от момента, попер. силы, усадочные и т.д., но никак не продавливание. правильно ли я понял?

я думаю что да.

1. нормальные трещины (от момента) обозначены на рисунке зеленым.
как правило верикально расположены. На несущую способность бетона на продавливание влияния не оказывают, потому что:
- их развитие ограничено сжатой зоной бетона
- принято (в расчете на отрыв) что вертикальная нагрузка (поперечная сила) передатся в ж.б. сечением в центре сжатой зоны
поэтому бетон по линии продавливания способен передавать растягивающие усилия, походя "мимо" нормальных трещин.

2. наклонные трещины (от поперечной силы)
по расчету на поперечную силу по п 3.31 СНиП 2.03.01-84* формула 76 (где Rbt - учитывается работа бетона на растяжение) зону их развития рассматривают от С=ho до C=2ho.
при случае когда с=ho ф-ла 76 выглядит следующим образом
Qb=Jb2*(1+Jn+Jf)Rbt*B*ho^2/ho=Jb2*(1+Jn+Jf)Rbt*B*ho
что больше чем значение получаемое по формуле 107 F=a*Rbt*U*ho~a*Rbt*B*ho.
т.е. при расчете по прочности по п 3.31 рассматривается другое состояние нежели отрыв бетона.

Сообщение от учебник при изгибе ж.б. элементов на участках со значительными поперечными силами от действия главных напряжений Smt может образоваться наклонная трещина, которая разделит элемент на части, соединанные между собой бетоном сжатой зоны и арматурой ... разрушение элемента по наклонному сечению может произойти либо в результате достижения предела текучести арматурой, пересекаемой трещиной, а вслед за тем взаимного поворота обеих частей элемента и разрушения сжатого бетона над трещиной, либо (при достаточно большом колличестве хорошо заанкереной продольной арматуры) в результате разрушения бетона от совместного действия среза и сжатия...

как аналогия среза в последнем случае - сила трения двух сжатых поверхностей..

3. усадочные трещины - это плохо, когда они сквозные т.к. отрезается конструкция (уже точно упадет); также плохо когда они находятся на нижней поверхности плиты в пределах ho, т.к. уменьшают (или могут уменьшить) "зону передачи отрыва".


на счет продавливания процесс описал выше (пост 41) и последствия образования "трещины" по обозначеной поверхности - всегда на отм 0.000 или местами зависают...
при продавливании - читай происходит отрыв бетона (и нкакого трения и среза и т.п. хороших сил)

[ATTACH]1161100587.JPG[/ATTACH]

[S_konstr]

to p_sh
Вообще-то всегда считал, что трещины при сложном напряженном состоянии возникают на главных площадках от одновременного воздействия всех силовых факторов, а тут такое разделение...
По поводу приведенной Вами в п.2. формулы расчета Q. Эта формула - результат развития формулы Боришанского, которая построена чисто на эмпирических зависимостях по результатам многочисленных (в масштабах всего СССР) исследованиях несущей способности ж.б. балок и никакого отношения к трещинообразованию не имеет.

[p_sh]

трещины при сложном напряженном состоянии возникают на главных площадках от одновременного воздействия всех силовых факторов, а тут такое разделение.

Как и указывает учебник (появляютя положительные силы типа обжатия при трении..), но отрыв (продавливание) происходит относительно без стеснения. - "чистый" Rbt

По поводу приведенной Вами в п.2. формулы расчета Q. Эта формула - результат развития формулы Боришанского, которая построена чисто на импирических зависимостях по результатам многочисленных (в масштабах всего СССР) исследованиях несущей способности ж.б. балок и никакого отношения к трещинообразованию не имеет.

но имеет прямое отношение к прочности по указаным (в снипе) местам. К продавливанию (отрыву), как и разъяснялось, действительно отношения не имеет.

[S_konstr]

Да я вообще то про то, что в случае пространственной работы сечения и трещины возникают пространственные. И разделять их по какому то из приведенных Вами признаков (нормальные-наклонные-результат продавливания) нелогично. При чем "чистого" понятия Rbt при исследовании пространственной работы ж.б. сечений при детерминации критериев разрушения или трещинообразования не существует (уж слишком оно "размыто"). Просто в нормы закладываются наиболее "простые" с точки зрения инженерии формулы и понятия.

[Lamer Inc..]

Похоже, пример не такой уж и тривиальный...

2p_sh
(Возможно, ересь...)
Подход СП к продавливанию, ЯТД, весьма прозрачен и доступен. Конечно, может возникнуть ситуация, когда главные площадки расположены не под 45 к срединной поверхности, но тогда и площадь отрыва возрастает. СП дает наихудший из возможных вариант, что нам и нужно.

2Prokurat
Если я правильно понял, то предлагается выполнить расчет фрагмента плиты методом предельного равновесия. (Если бред - дальше зачеркиваем). Тогда надо задаться расположением трещин, т.е. собственно, предельным состоянием фрагмента обсуждаемой конструкции.
Может быть речь идет о расчете прогиба пластинки методами теории упругости?

Касательно расчетов на Лире с учетом физ. нел.:
Собственно из-за этой самой нелинейности, а именно 15 процедуры, и была начата эпопея с Лирами лет этак 7 назад. Понятно, что это псевдонелинейность, понятно, что экспоненциальные зависимости sigma-epsilon сильно отдают эмпирикой, но ведь сходится, зараза, с балочными аналогиями, например из Вашего примера:

Расчитай однопролетную пролет 6,0м шарнирноопертую плиту шириной 1,0 м с нагрузкой 1,0 т/м2 по предельным состояниям 2-й группы вручную.

(кстати, с точно такой же и начинали!!!)
и, что уже гораздо интереснее, с реально выполненными перекрытиями в части прогибов.

[Lamer Inc..]

2p_sh

к сведению. Лира не учитывает составляющую деформации от поперечной силы. Или уже это изменилось???

Но ведь речь идет о тонкой плите 0.16/6=1/37.
(Правильнее, вероятно, сказать, что 241 элемент не учитывает сдвиговые деформации)

[Lamer Inc..]

2 Perezz!

Цитата: Подтверждаете ли это? А я посчитал что мне надо грохнуть свою тещу. Подтверждаете ли это?

Уважаемый Perezz! Это всего лишь мое занудство. Просто показалось, что г-н спам-робот выражает свою позицию несколько нечетко, вот и домогался уточнения.

[S_konstr]

to Lamer Inc..
А п. 4.34 lira учитывает? И, если да, то как? (Тем более с учетом разных hox, hoy)

[Lamer Inc..]

2all
Огромное спасибо за проявленный интерес и потраченное время.
похоже, в долги влезаю...

2S_konstr

Если не затруднительно, выскажетесь, пожалуйста, по поводу темы.

[Lamer Inc..]

Сообщение от S_konstr to Lamer Inc.. А п. 4.34 lira учитывает? И, если да, то как? (Тем более с учетом разных hox, hoy)

4.34. Для сплошных плит толщиной менее 25 см (кроме опертых по контуру), ...

В том то и дело, что в данном случае п.4.34, ЯТД, не совсем применим.

[Lamer Inc..]

2p_sh

http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=5761

Добавлено: 23 Дек 2005 00:07 ставлю перед фактом: нужен нелинейный расчет, все остальное - колдуйство или большой опыт.

Надеюсь, за прошедшее время точка зрения не изменилась?
А то балочная аналогия при расчете плит как-то не всегда вдохновляет...

[Prokurat]

Из ветки http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=5761

Сколько раз был на семинарах с разработчиками SCADa столько раз этот вопрос и всплывал. И вот что рекомендуют «скадовцы»: для оценки реальных прогибов уменьшить модуль деформации в 6 раз для колонн и 4-5 раз для перекрытий. При этом они ссылались на, если я не запамятовал Еврокод. Им каждый раз кивают на Лиру, а они говорят что физическая нелинейность Лировцев шаманство не чуть не чище ввода поправочного коэффициента. Так что весь вопрос во что мы верим…

Лет 5 назад на семинаре SCADа я задал Перельмутеру вопрос по поводу применения эквивалентного модуля упругости на основании Еврокода для определения реальных прогибов Жб элементов. Тогда я был высмеян и вывалян в смоле и перьях, было обидно. Это при том, что собственного адекватного метода предложить не могли.
Действительно эквивалентный модуль упругости жб плит в 8-4 раз меньше начального модуля упругости бетона.
Мой рачет эквивалентного модуля упругости можно посмотреть http://konstr.narod.ru/Dok/ekviv_e.rar

[MLG]

p_sh, по DIN 1045 для упрощения расчетов (речь о моменте для крайних колонн) продавливающую силу увеличивают на 40%. у нас получается на 100, а то и больше. в чем подвох...?

[Lamer Inc..]

2 AIK

А кто будет себя плохо вести, станет таким как этот дядя: http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=9978&start=0

Бррр... И так не слишком спокойно, а тут ТАКОЕ! Надеюсь, с моим случаем аналогия не проводится?.. Ведь плита удовлетворяет требованиям СП по продавливанию. (Поперечное армирование плиты в зоне продавливания будем ставить в любом случае.)

2 Prokurat
Анатолию Викторовичу хорошооо... Для него потуги конструктора (мои, например) не более, чем оценка "игры сил в конструкции". А вот "Расчетные модели сооружений и возможность их анализа" в соавторстве с г-ном Сливкером - из разряда обязательных к чтению.

Спасибо за ссылку по методике определения эквивалентного модуля упругости плиты.

Возвращаясь к теме. Г-н Prokurat! Подскажите пожалуйста, в данном случае какой ширины принять условную балку для оценки прогиба с учетом раскрытия трещин. Можно ли в данном случае считать балку защемленной на опорах, учитывая достаточно большой момент сопротивления пилона в плоскости и неразрезность перекрытия у оси (Вс3). Заранее благодарен.

[Lamer Inc..]

2 p_sh

Касательно границ применения методики СП при расчете на продавливание.
Например, в СНБ 5.03.01-02 п.7.4.3.3 регламентирует поперечное сечение колонн, следующий пункт, снабженный весьма внятным рис.7.21 описывает, что делать в случаях, подобных моему. А СП...

P.S. Встречал мнения, что этот СНБ весьма близок ЕС. Что можете сказать по этому поводу? Имеет ли смысл разбираться в его методике?

[p_sh]

Сообщение от MLG p_sh, по DIN 1045 для упрощения расчетов (речь о моменте для крайних колонн) продавливающую силу увеличивают на 40%. у нас получается на 100, а то и больше. в чем подвох...?

понятия не имею. . Видимо так был поставлен эксперимент в НИИЖБ и получились - что получилось... он (НИИЖБ) свое слово сказал - (видимо развалиться не должно).
И см. ниже. по СП против СНБ несущая способность кажется меньше.

Lamer Inc..
о использовании тех или иных норм - вопрос философский и как бы разрешенный (хоть по бразильским - отвечать всё равно гл. констр.)

смысл разобраться конечно есть, хотя бы расшириться в кругозоре - сам СНБ только что открыл и намерен ознакомиться.

п. 7.4.3.3 и 7.4.3.4 видимо в тему в виду относительно бОльшей изгибной жесткости пилона против плиты.
В случае (по п 7.4.3.4) несущая способность будет больше. (если судить по прочности бетонного сечения на поперечную силу и продавливание в наших нормах)

по требованиям Таблица 11.3 — Минимально допустимая толщина железобетонных плит толщина 160 допустима

Вот какой вопрос: как выполнить конструктивные требования по поперечной арматуре - шаг не более ho/3 =12/3=4см при допустимом расстоянии между вертикальными стержнями

Сообщение от СНиП 2.03.01-84* б) если стержни при бетонировании занимают вертикальное положение - не менее 50 мм; при систематическом контроле фракционирования заполнителей бетона это расстояние может быть уменьшено до 35 мм, но при этом должно быть не менее полуторакратного наибольшего размера крупного заполнителя

В свету (35 мм) получается армирование только d4, здесь может оказатся что Fsw менее 0.25Fb (по СП).
- Вот такая ересь если все нормы в кучу....

[p_sh]

Lamer Inc..
в таком тонком перекрытии в качестве поперечной арматуры ЯТД следует применить т.н. утки - отогнутые стержни...
но всё равно при этом

Сообщение от СНБ 7.4.3.12 Рассчитанное из условия местного среза по формуле (7.163) поперечное армирование следует размещать в пределах критической площади. При этом минимальная толщина армированной плиты в пределах критической площади должна составлять не менее 200 мм, а минимальный процент армирования определяется по формуле

в общем с толщиной 160 мм.... облом

[MLG]

p_sh, как вы ссчитате: могу ли я уйти от такого "безумного" "СП-шного" продавливания путем моделирования шарнира на крайних опорах (колоннах, пилонах, простенках и т.д.)? пока в своей голове не нашел никаких противопоказаний

[p_sh]

подскажите как законструировать....?????? при многоэтажном здании

[MLG]

а в чем может быть проблема? если подходить поперчными стенами, между ними ставить пилон(-ы) в теле наружной стены, уменьшая пролет балки жесткости, который не будет входить в каркас здания. такой вариант возможен?

[p_sh]

MLG
есои не проходит плоское перекрыти то ГОССТРОЕМ рекомендовано

Сообщение от руководство по проектированию безбалочных... 1979г 1.4. По наружному контуру безбалочные перекрытия могут: свободно выступать за крайний ряд колонн в виде консолей; иметь сопряжения с колоннами крайнего ряда при помощи полукапителей; сопрягаться с окаймляющей балкой, поддерживаемой крайним рядом колонн; опираться на стены.

документ не вчерашнего дня, но мысли светлые.

[p_sh]

Сообщение от MLG а в чем может быть проблема? если подходить поперчными стенами, между ними ставить пилон(-ы) в теле наружной стены, уменьшая пролет балки жесткости, который не будет входить в каркас здания. такой вариант возможен?

заэскизируйте.?

[MLG]

допустим что-то типа этого
[ATTACH]1161264499.dwg[/ATTACH]

[Lamer Inc..]

2 p_sh

ЯТД, если формально расчет на продавливание проходит, то поперечку можно поставить из конструктивных соображений, с шагом большим h0/3. В противном случае узел не решается, разве что с жестким металлом.
За подсказку насчет уточек - спасибо! Вроде красиво с ними получается.
Пробую посчитать по СНБ, пока туго... хрень какая-то выходит, вообще все отваливается... ищу ошибку.

P.S. Может плюнуть на это вылизывание и изобразить что-то вроде:
[ATTACH]1161296713.jpg[/ATTACH] ?

[p_sh]

Сообщение от MLG а в чем может быть проблема? если подходить поперчными стенами, между ними ставить пилон(-ы) в теле наружной стены, уменьшая пролет балки жесткости, который не будет входить в каркас здания. такой вариант возможен?

по эскизу пилон входит в каркас здания и работает совместно.., (если у вас есть мысль поставить его отдельно(шарнирно) - то об этом надо долго думать....)поэтому момент в нем будет - вопрос какой критический. Здесь решающим фактором жизнеспособности решения будет длина этого пилона. Здесь можно помочь пилону если балкон выполнить на нем. (разгрузка по моменту)

ps. интересное архитектурное решение -ячейка 43 м2. Получается симпатичное решение (и с конструктивной точки зрения) на 1-2-3-4х комнатные квартиры по планировке - без скошеных углов и т.п. излишеств.

Сообщение от Lamer Inc.. 2 p_sh ЯТД, если формально расчет на продавливание проходит, то поперечку можно поставить из конструктивных соображений, с шагом большим h0/3. В противном случае узел не решается, разве что с жестким металлом. За подсказку насчет уточек - спасибо! Вроде красиво с ними получается. Пробую посчитать по СНБ, пока туго... хрень какая-то выходит, вообще все отваливается... ищу ошибку. P.S. Может плюнуть на это вылизывание и изобразить что-то вроде:

из разряда философских категорий: ЯТД если есть конструктивные требования СНиПа или СП или СНБ то только их строгое выполнение гарантирует соблюдение конструктивных соображений.

На утки тоже есть свой конструктив. К примеру в СНБ это минимальная толщина 200 (для армированных сечений.)

На вылизываение действительно стоит плюнуть. Следует найти такое конструктивное решение чтобы спалось спокойно. Например пилон сделать тавровым (внутрь) и полку разместить в пределах наружной стены (если у вас позволяет архитектурное решение). У тавра контур по продавливанию несет существенно больше.

[Lamer Inc..]

2 p_sh

Пациент скорее мертв, чем жив...

А может так попробовать (готов к битью):
[ATTACH]1161377018.jpg[/ATTACH]

[An2]

привет! к вопросу о продавливании:
в НИИЖБ вам однозначно не скажут, эксперементов по продавливанию монолитных перекрытий выполнено ВЕСЬМА ограничено.
Влияние формы колонны по всей видимости имеет большое значение, так как продавливание это, как тут правильно заметили не есть работа конструкции на отрыв, на что наталкивает Rbt (это такое упрощение формулы) а следствие работы плиты в сложном НДС у опоры. Посмотрите Евронормы и ограничте расчетный периметр хотя бы так. Отсутствие ограничение на соотношение размеров сечений колонн, к сожалению явное упущение отечественных норм.
Разрушение при продавливании имеет весьма разнообразный характер, все зависит от процента армирования и высоты сжатой зоны, и изменяется от пластичного (с образованием и заметным раскрытием изгибных трещин) до хрупкого (внезапного). Как правило в экспериментах будущее тело продавливание не просматривается, предсказать разрушение по визуальным наблюдениям невозможно.

[p_sh]

Пациент скорее мертв, чем жив...

???
посчитали по СНБ и не проходит????
в чем дело?

Сообщение от Lamer Inc.. А может так попробовать [ATTACH]1161377018.jpg[/ATTACH]

весь вопрос в том: как это посчитать?

рассмотрим то что известно:
1. жесткая арматура, в качестве которой выступает швеллер (а лучше двутавр) способна воспринимать поперечную силу. +

то что достоверно не известно:
1. какую часть несет установленная жесткая арматура? Предположим что всю, рассматриваемую пособием по руковосдству по проектированию конструкций с жесткой арматурой. Здесь необходимо посмотреть первоисточник опять по поводу высоты сечения....

По поводу такого решения - получаем некоторую модификацию скрытой капители, поэтому будет требоваться проверка по сечению расположенному непосредственно за её пределами. (она должна выполнятся легче). Если опять отойти от вылизанного решения, то вероятно в случае необходимоти можно будет увеличить полученную "скрытую капитель" путем установки необходимого колличества жесткой арматуры (несколько двутавров в ряд с определенным шагом (не вплотную), возможно, по всей длине пилона), что позволит увеличить её несущую способность и увеличить контур продавливания бетона, до требуемых размеров.

также сейчас (без заглядывания в руководство по проектированию ж.б.к. с жесткой арматурой) мне кажется излишним приваривать её к рабочей арматуре (ик горизонтальной и к вертикальной)

Допустим что в руководство по проектированию ж.б.к. с жесткой арматурой допускает такое решение, тогда я предлагаю найти подходящие размеры "скрытой капители" для выполнения условий СП по продавливанию без установки поперечной арматуры +% запаса на спокойный сон.

Далее требуется решить на сколько следует завести за установленные границы "скрытой капители" жесткую арматуру (опять обращаемся в руководство).

В общем следует попробовать .

в НИИЖБ вам однозначно не скажут, эксперементов по продавливанию монолитных перекрытий выполнено ВЕСЬМА ограничено.

вероятно поэтому установлены такие жесткие условия...
ищем правду за границей...

[p_sh]

Lamer Inc..
сразу огорчаю

Сообщение от Руководство по проектированию ЖБК с жесткой арматурой 5.4. Толшина защитного слоя для жесткой арматуры должна быть не менее 50 мм.

т.е. в случае с толщиной 160мм остается 60мм.... маловато. Т.е. будет неэффективно.

[Lamer Inc..]

2 p_sh

посчитали по СНБ и не проходит???? в чем дело?

- дело в кривых руках и врожденном тупоумии :cry:
[ATTACH]1161466793.jpg[/ATTACH]
никак с размерностью не разобраться....

хотя вроде идеология отчасти понятна: колонна крайняя=>момент есть=> бери коэффициент beta=1.4 по рис.7.26. Иными словами, увеличивай на 40% поперечную силу. Это понятно (или мне кажется, что понятно), а вот 7.160 озадачивает.

По предлагаемому варианту.

Я все таки считаю, что назначение швеллера в указанном сечении - страховочное или аварийное (аналогия - шпилька в деревянных соединениях на врубках), поскольку формально расчет по СП дал положительный результат.( В Лире, кстати, момент получился около 3.5тм) Такой швеллерок на срез несет порядка 13т. Располагается он вблизи наиболее пакостного места, с точки зрения СП: Мx/Wx+My/Wy.

Как выполнить расчет такого узла по "Руководство по проектированию железобетонных конструкций с жесткой арматурой" - понимать отказываюсь - там речь идет о стержневых элементах конструкций (к слову, также непонятно, как использовать "Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными перекрытиями" для расчета монолитных безбалочных бескапительных перекрытий).

Пока вижу такой выход из сложившейся ситуации:

1. Считаю модель в COSMOS/М, используя элемент SHELL4T;
2. Получаю более-менее реальную эпюру касательных напряжений вблизи колонн;
3. Пересчитываю касательные напряжения в погонные поперечные силы-они уже будут с учетом моментов;
4. Принимаю распределение поперечных сил равномерным, по максимальному полученному значению в элементах.
5. Проверяю на продавливание по СП только на полученную суммарную поперечную силу, без моментов.
6. Добавляю в модель швеллер, повторяю 1-5.

Если где-нибудь усмотрели ошибочность рассуждений, предпосылок - буду рад услышать Ваши замечания.

[p_sh]

Сообщение от Lamer Inc.. По предлагаемому варианту. Я все таки считаю, что назначение швеллера в указанном сечении - страховочное или аварийное (аналогия - шпилька в деревянных соединениях на врубках), поскольку формально расчет по СП дал положительный результат.( В Лире, кстати, момент получился около 3.5тм) Такой швеллерок на срез несет порядка 13т. Располагается он вблизи наиболее пакостного места, с точки зрения СП: Мx/Wx+My/Wy.

возвращаясь к философским категориям....
ведь защитный слой в руководстве для жесткой арматуры дан неслучайно. Есть предположение, что для того же что и для обычной (гибкой) арматуры - т.е. для обеспечения совместной работы. Здесь (при нарушени) возможно ухудшение работы элемента вроде как разрезали ж.б. плиту.... - дали прогнозную линию разлома - "ослабление".....
Еще раз обращаю внимание на единство и борьбу соображений и требований.

Сообщение от Lamer Inc.. Как выполнить расчет такого узла по "Руководство по проектированию железобетонных конструкций с жесткой арматурой" - понимать отказываюсь - там речь идет о стержневых элементах конструкций

ЯТД.
на погонные усилия (по вашему COSMическому расчету) исходя из условия, что все усилия воспринимаются только по боковым граням пилона (без учета работы торца). - Здесь можно спорить....
Формула 17. стр 20.
т.е. по условию
Q<=0.8hст*Sc*Rаж.+Qb
где
--Qb=Rр*b*ho- по расчету на продавливание. (ф-ла 18_) - В запас можно попробовать неучитывать и эту составляющую.
--и в предположении отсутствия гибкой поперечной арматуры в плите, т.к. конструктивно невыполнимо....

Сообщение от Lamer Inc.. (к слову, также непонятно, как использовать "Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными перекрытиями" для расчета монолитных безбалочных бескапительных перекрытий).

ну уж расчет на продавливание (за пределами капители) есть.
сейчас под рукой нет документа, но на память условие выглядит так:
Q<=Rbt*u*ho+0.4*Аaх*Raх
против расчета по СНИП 2.03.01-84* есть запасец.., но против СП его нет. Поэтому принимаем к сведению....

Сообщение от Lamer Inc.. 1. Считаю модель в COSMOS/М, используя элемент SHELL4T; 2. Получаю более-менее реальную эпюру касательных напряжений вблизи колонн; 3. Пересчитываю касательные напряжения в погонные поперечные силы-они уже будут с учетом моментов; 4. Принимаю распределение поперечных сил равномерным, по максимальному полученному значению в элементах. 5. Проверяю на продавливание по СП только на полученную суммарную поперечную силу, без моментов. 6. Добавляю в модель швеллер, повторяю 1-5. Если где-нибудь усмотрели ошибочность рассуждений, предпосылок - буду рад услышать Ваши замечания.

да как сказать.... Здравый смысл на лицо, но если уж вы просите придираться...
- По СП принято что сечение (контур) продавливания абсолютно жесткий. Здесь при использовании МКЭ расчета данное условие нарушается. Хоть головой об стенку.... ЯТД такая модель (жесткий контур продавливания) в СП принята исходя из возможности хрупкого разрушения по нему....

-ваша модель несколько отличается от СП-шной - получается бесконечная грань загруженная максимально возможной поперечной силой, найденной по условию типа Q=N/A+Mx/Wx+My/Wy.
Но по напряжениям к ней ,ЯТД, очень близка.... Но вы опять принялись за вылизывание..... То же значение легко получить и по методике, данной в СП.... Видимо не следует так заморачитваться, чтобы получить аналогичный результат .

Полагаю следует попробовать вычислить по СНБ (поставив в курс дела гл.констр. - если он согласится) Или искать другие решения конструкции здания. ......

Я предполагал, что у вас будет балкон между пилонами и по внутреннему торцу будет проходить наружная стена.в которую можно запрятать бетонную стенку, получив пилон в виде тавра необходимых размеров см рис.


- п.6. поповоду швеллера . См философские рассуждения выше. - моя позиция.... В общем следует критически рассмотреть полезность данного швеллера... имею в виду [10

[ATTACH]1161489926.JPG[/ATTACH]

[Lamer Inc..]

Весьма доволен результатами обсуждения, большое спасибо!

2 p_sh

Просчитал таки по предлагаемой схеме. Не понравилось. Очень не понравилось.
[ATTACH]1161540681.jpg[/ATTACH]
(оказалось немного сложнее, чем предполагал - пришлось учитывать tau_xz и tau_yz одновременно.)

Видно, что максимум поперечной силы приходится не в зоне Мx/Wx+My/Wy. Вероятно, это объясняется тем, что:

- По СП принято что сечение (контур) продавливания абсолютно жесткий. Здесь при использовании МКЭ расчета данное условие нарушается.

В данном случае перераспределение усилий работает не в плюс.

Можно, разумеется, используя более точную объемную модель с учетом нелинейных свойств бетона и арматуры...ой, что-то меня не туда занесло- это же не НИР, а проект реального дома. Не хочу.

Выводы по результатам оценочного расчета:
1. Обсуждаемая конструкция не может быть использована без применения поперечного армирования в зоне продавливания или конструктивного элемента, воспринимающего поперечные силы, например, скрытой капители;
2. Для приведенного случая неприменим расчет на продавливание по методике СП;
3. Границы применения методики СП до выхода официального мнения следут определять с учетом требований 7.4.3.3 СНБ 5.03.01-02

Еще, пожалуй, присоединюсь к Аn2:

Отсутствие ограничение на соотношение размеров сечений колонн, к сожалению явное упущение отечественных норм.

По поводу таврика с полкой в наружной стене- неоптимально с точки зрения производства работ. Такие решения применяются, но в зданиях куда большей этажности и когда архитектура не оставляет другого выбора. Да и не дает ничего таврик в этой ситуации (см.чуть выше). Возможно, даже ухудшит.

Швеллер... тут ситуация следующая. Подобные решения есть и они реализованы, но плита перекрытия использовалась не тоньше 200мм.В плитах толщиной 160мм швеллера не видел ни разу. Я вот мысленно поставил себя на место эксперта...нее, послал бы нафиг такое решение!

ну уж расчет на продавливание (за пределами капители) есть. сейчас под рукой нет документа, но на память условие выглядит так: Q<=Rbt*u*ho+0.4*Аaх*Raх

- не могу согласиться. В Руководстве, если не ошибаюсь, идет речь о расчете пролетных сборных плит, т.е. опертых по четырем сторонам. Шпонками обеспечивается только совместность прогибов, но не неразрезность. Такая схема работы, имхо, существенно проще в расчете, но неприменима для расчета безбалочных бескапительных плит.

А так.. будем уламывать архитекторов и кормильцев...

P.S. Экономия по сравнению с вариантом поперечных стен, кстати, фИговая. С учетом снижения расхода арматуры на перекрытия и особым узлом примыкания перегородок к пилонам - особенно.

[p_sh]

Сообщение от Lamer Inc.. ну уж расчет на продавливание (за пределами капители) есть. сейчас под рукой нет документа, но на память условие выглядит так: Q<=Rbt*u*ho+0.4*Аaх*Raх - не могу согласиться. В Руководстве, если не ошибаюсь, идет речь о расчете пролетных сборных плит, т.е. опертых по четырем сторонам. Шпонками обеспечивается только совместность прогибов, но не неразрезность. Такая схема работы, имхо, существенно проще в расчете, но неприменима для расчета безбалочных бескапительных плит.

аналогично выделенному

Сообщение от То самое руководство 2.15. Расчет перекрытия на продавливание производится в сечениях, где очертания капителей образуют входящие углы, где изменяется толщина плиты, в местах приложения значительных грузов, распределенных на небольшой площади, а также в других местах, где это окажется необходимым для принятого конструктивного решения. ... При расчете на продавливание капителей или полукапителей, а также плиты по периметру капителей или полукапителей, величина силы Р принимается равной сумме сил, передающихся через перекрытие на поддерживающую капитель колонну, за вычетом нагрузок, приложенных к верхнему основанию пирамиды продавливания (считая до плоскости расположения верхней арматуры). При установке в пределах пирамиды продавливания поперечной арматуры расчет производится из условия Q<=k*Rp*ho*bcp+0.4*Fхn*Raх ...

хотя бы по выделенному случаю

зы.
с вашими выводами в целом согласен, но к сожалению для продолжения беседы нужен предмет спора ....

2. Для приведенного случая неприменим расчет на продавливание по методике СП;

но следует отметить что в запас по сравнению с СНБ...(неверифицированное субъективное предубеждение - НСП )

[Lamer Inc..]

Всем огромное спасибо!

Вопрос решился. Все пилоны превращены в поперечные стены.