[p_sh]

Задача: Колонна размером 600х600. Вертикальная нагрузка 1150т.?
Рассматриваю следующие возможности для реализации:
Арматура.
1. Применение классов высокопрочной арматуры или повышеной прочности. К примеру - А-500.
Бетон.
2.1 Применение высокопрочных бетонов В50, что ЯТД само по себе в построечных условиях довольно сложно и в обеспечении такого класса бетона в конструкции нет никакой уверенности. см сайт Прокуратова.
2.2. Повышение расчетного сопротивления бетона путем введения косвенного армирования. Здесь из В30 получить эквивалент В50 довольно просто. Но вызывает сомнения качество бетонирования колонны с косвенным армированием (сетки d12 с ячейкой 100*100мм и с шагом по высоте колонны 100 мм).

Пока намечено идти по пути 2.2. По предварительным расчетам (была зачетная тема про несущую способность колонны высотой 1м, где был выставлен алгоритм расчета на косое внецентренное сжатие) колонна из В25 с косвенным армированием может иметь место.
Сейчас дорабатываю (изменяю под свою задачу) представленный экселевский алгоритм. (в архиве)

Вопросы пока следующие:
какой путь реализации избрать????

ps. есть еще один вариант решения проблемы взять колонну 700*700 из бетона В30, она тоже несет, но для этого будет необходимо увеличить пролет с 7.2 до 7.3 м (что не смертельно). Но из любви к искуству хочу добить колонну размером 600х600. Причем при расчете параметров материалов косвенного армирования возникают вопросики к нормам. по части учета коэффициентов Гаммаb,i

[p_sh]

расчеты
[ATTACH]1164012012.rar[/ATTACH]

[p_sh]

сейчас к расчету (тот что был выставлен в выше оговореной теме) имеется следующее замечание: при определении площади сжатого бетона для Формы3 положения нейтральной оси допущена неточность. Площадь ФОРМЫ 3, ЯТД, следует вычислять таким образом:
Ab3=[X1^2/2tg(Q)]-[(X1-b)^2*tg(Q)/2]

[Евгений, Екатеринбург]

смотри в сторону сталежелезобетонных конструкций, в т.ч. самонапрягаемых.
Или круглую (что лучше всего) или с 4-мя стальными уголками по углам и скрепленными мощными хомутами.
Еще вариант - со стальным профилем внутри (двутавр) - имхо самое простое в расчете, конструировании и выполнениии. Считал бы по нелинейной деформационной модели, весьма доступно описано в пособии к СП, я так считал балку с внешней арматурой в виде существующего двутавра.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh сейчас к расчету (тот что был выставлен в выше оговореной теме) имеется следующее замечание: при определении площади сжатого бетона для Формы3 положения нейтральной оси допущена неточность. Площадь ФОРМЫ 3, ЯТД, следует вычислять таким образом: Ab3=[X1^2/2tg(Q)]-[(X1-b)^2*tg(Q)/2]

Не увлекайся изобретением новых формул (хоть и с ясной сутью). Я просчитывал нелинейную модель в экселе, правда у меня изгиб был в плоскости симметрии. Но главное алгоритм должен быть простым и понятным.

[taras]

описано в пособии к СП

Что за пособие к СП

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от taras Что за пособие к СП

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003)

п. 3.72 Расчет нормальных сечений на основе нелинейной деформационной модели.

Можно долго спорить о том насколько справедлива такая модель деформирования бетона и ее отличиях от принятой в еврокоде, но имхо это лучше чем ничего.

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Считал бы по нелинейной деформационной модели, весьма доступно описано в пособии к СП

К сожалению, здесь (в СП) не освещено каким образом учитывать косвенное армирование.

Не увлекайся изобретением новых формул (хоть и с ясной сутью).

здесь помимо требуемой проверки алгоритма обращает внимание тот факт что автор, для ФОРМЫ#4 использовал ту зависимость которую привел выше я.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh К сожалению, здесь (в СП) не освещено каким образом учитывать косвенное армирование.

замонолить там двутавр и не надо никакого косвенного армирования кроме конструктивного (замкнутыми хомутами по периметру). Вопросами косвенного армирования колонн занимался мой бывший шеф, но я теперь с ним не в ладах, потому спросить не могу, но вопрос это очень сложный, главное тут не в прочности, а в продольной деформативности колонны (т.е. по сути в "новом" модуле такой колонны). Сталежелезобетонными колоннами сейчас занимается в НИИЖБе одна аспирантка.

[MasterZim]

Сообщение от p_sh ps. есть еще один вариант решения проблемы взять колонну 700*700 из бетона В30, она тоже несет, но для этого будет необходимо увеличить пролет с 7.2 до 7.3 м (что не смертельно). Но из любви к искуству хочу добить колонну размером 600х600. Причем при расчете параметров материалов косвенного армирования возникают вопросики к нормам. по части учета коэффициентов Гаммаb,i

А что, нельзя оставить один размер 600 мм, если он влияет на пролет, а другой размер увеличить? Например сделать колонну 600х1000 и спать спокойно? Зачем загонять себя в угол? Очень вероятно что в итоге марка бетона окажется ниже принятой в расчете и что тогда?.

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург вопрос это очень сложный, главное тут не в прочности, а в продольной деформативности колонны (т.е. по сути в "новом" модуле такой колонны).

поэтому никак не получится взять результаты расчета параметров бетона с косвенным армированием из СНиПа 2.03.01-84*. Но расчет с учетом косвенного армирования в СНиПе 2.03.01-84* к счастью имеется. Поэтому придется расчитывать колону с косвенным армированием по методике СНиП 2.03.01-84* (можно еще по графикам в пособии к нему прикинуть).

Сталебетонный вариант (с двутавром) тоже рассмотрю.

[X-DeViL]

А рассматриваете ли вы вариант колонны с жестким армированием?
или например с равномерно заармированым сечением?

[p_sh]

Сообщение от MasterZim А что, нельзя оставить один размер 600 мм, если он влияет на пролет, а другой размер увеличить? Например сделать колонну 600х1000 и спать спокойно? Зачем загонять себя в угол? Очень вероятно что в итоге марка бетона окажется ниже принятой в расчете и что тогда?.

К сожалению нельзя. Дело в том что не очень "красиво" смотрятся такие колонны в зале, ориентированные широкой стороной к сцене. Это так сказать архитектура. Но и располагать повернутыми тоже нельзя. , на другом этаже заморочка.
Что касается бетона то здесь варианты такие - если марка ниже - долбать. Причем в проект буду закладывать класс бетона выше расчетного на позицию. При применении косвенного армирования с расчетным классом бетона В25 ( и проектным В30) я думаю что много брака не будет, кроме того, что пробетонировать такую колонну (с косвенным армированием), ЯТД, целая проблема.

[p_sh]

X-DeViL
1. Рассматриваю. тоже есть минусы, но преодолимые - например узел пересечения с плитой - арматуру плиты сквозь двутавр не пропихнешь.

2. Да. сечение будет заармировано равномерно (можно дополнительно перепроверить себя по графикам в пособии к СНиПу 2.03.01-84*)

[MasterZim]

Сообщение от p_sh не очень "красиво" смотрятся такие колонны в зале, ориентированные широкой стороной к сцене. Это так сказать архитектура. Но и располагать повернутыми тоже нельзя. , на другом этаже заморочка. Что касается бетона то здесь варианты такие - если марка ниже - долбать. Причем в проект буду закладывать класс бетона выше расчетного на позицию. При применении косвенного армирования с расчетным классом бетона В25 ( и проектным В30) я думаю что много брака не будет, кроме того, что пробетонировать такую колонну (с косвенным армированием), ЯТД, целая проблема.

Я думал это колонны подземной автостоянки, судя по нагрузке.
А у вас что архитектор зал со сценой на первый этаж засунул? Оригинально. Обычно залы делают на последнем этаже и перекрывают фермами, никаких колонн в зале, такая архитектура действительно смотрится "красиво".

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург смотри в сторону сталежелезобетонных конструкций, с 4-мя стальными уголками по углам и скрепленными мощными хомутами.

Прикидочно. Требуется уголок L250*30 (А=142см2) сталь C345 и бетон В30. - получается замкнутое стальное сечение.
вывод:
Арматура А-500 работает лучше.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh Сообщение от Евгений, Екатеринбург смотри в сторону сталежелезобетонных конструкций, с 4-мя стальными уголками по углам и скрепленными мощными хомутами. Прикидочно. Требуется уголок L250*30 (А=142см2) сталь C345 и бетон В30. - получается замкнутое стальное сечение. вывод: Арматура А-500 работает лучше.

Ключевые слова скрепленными мощными хомутами
Дело в обжатии бетона, т.е. в увеличении его прочности а не в несущей способности уголков, не могу точно сказать про бетон, но кирпичный простенок усиливается в 2-3 раза таким методом.

зы. А-500 это хорошее дело, сам применяю, особенно в колоннах, да и в перекрытиях с большой временной нагрузкой.

[p_sh]

Сообщение от MasterZim Я думал это колонны подземной автостоянки, судя по нагрузке. А у вас что архитектор зал со сценой на первый этаж засунул?

1. В точку - Колонны стоянки. Здание 16 этажей.
2. В этом я с вами не могу не согласится...

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Ключевые слова скрепленными мощными хомутами Дело в обжатии бетона, т.е. в увеличении его прочности а не в несущей способности уголков, не могу точно сказать про бетон, но кирпичный простенок усиливается в 2-3 раза таким методом.

Я всё же попробую точно сказать - по нормами (СНиПом 2.03.01-84*) такой эффект не предусмотрен кроме случая косвенного армирования сетками (для прямоугольных колонн). Я полагаю в виду того что чересчур сжатым бетоном хомуты может разгибать, а за этим бетон потеряет свое обжатие. Т.е. хомут должен работать только на растяжение, как в случае с косвенным армированием прямоугольных сечений сетками.

ps. уголки получились такими широкими, что превращаются в замкнутое сечение, что видимо не хорошо..

[Евгений, Екатеринбург]

как в анекдоте про вовочку - странно ж%па а слова нету :-)

Эффект такой есть, а норм действительно нет, но тут надо обращаться к тем кто этим конкретно занимался. Слышал что по кирпичу есть рекомендации как это учитывать.
Еще триадовцы (триада-холдинг) усиливали углепластиком колонны обклеивая тканью с 4-х сторон, у них и книжка с методиками расчета есть, но по углепластику я не спец.
Можно в НИИЖБ обратиться там точно скажут что-нибудь хорошее.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh ps. уголки получились такими широкими, что превращаются в замкнутое сечение, что видимо не хорошо..

это очень даже хорошо, только трудоемко их сваривать, но зато эффект обжатия лучше.

с сетками вариант хороший, только например мои ПТО-шники В30 в такое не пробетонируют (лучше просто надают архитекторам по репе).

хочешь заняться наукой сделай с уголками, не хочешь - сделай с сетками или двутавром. Усилия с перекрытия можно передать на двутавр, эта проблема решается.

[Yamb]

При нагрузке в 1150т, у меня прошли колонны круглого сечения диам. 600мм. Где подавляющий момент был, мы мастерили пилоны, увеличивали сечение в плоскости момента. От варианта с жёсткой арматурой мы отказались, по причине неудобства стыков, да и сам вариант, конечно резонный, но это уже не чистый железобетон, тот, который более предсказуем для нас. Применяли арматуру класса А-500С! А вот с бетоном вышла нехорошая ситуация! Мы рассчитывали на В40, а на стройке по кубикам вышел В23, поэтому теперь головы ломаем по усилению! В подобных задачах, желательно посчитать в совместной работе конструкции всего здания, и определиться с коэф. армирования! Мы приняли 7%! Выше 7% - пилоны, т.к. расчёты показывают одно, а стройка делает другое и по обыкновению менее прочное, а отвечать за всё нам … :shock:

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург с сетками вариант хороший, только например мои ПТО-шники В30 в такое не пробетонируют (лучше просто надают архитекторам по репе). хочешь заняться наукой сделай с уголками, не хочешь - сделай с сетками или двутавром. Усилия с перекрытия можно передать на двутавр, эта проблема решается.

1. вариант с косвенным армированием по этому тоже не очень подходит (хотя чисто теоретически интересен)

2. наукой заниматся не быстро (и в данном случае стремно) - говорят проект делать надо.

3. Усилия с перекрытия на двутавр, ЯТД следует передавать через упоры (как в рководстве по расчету с жесткой арматурой). Или есть еще способ?

4. Я то склонен сделать сечение колонны 700*700 или 600*800(900) с внесением корректировок в архитектурное решение. Бетон В30

Но с косвенным армированием разобраться хочется, да и как Вы подтверждаете, вариант не абсолютно безнадежный (с В25 - В30). (надо разговаривать с производителями)

[Om81]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Слышал что по кирпичу есть рекомендации как это учитывать.

Это, как я понимаю, сетки в швах - как учитывать эффект увеличения прочности кладки на сжатие, описано в пособии по каменным конструкциям в разделе о локальных нагрузках. Думаю, в железобетоне аналогичный эффект. Неужели все-таки в нормах не описан учет косвенного армирования(?)

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Om81 Сообщение от Евгений, Екатеринбург Слышал что по кирпичу есть рекомендации как это учитывать. Это, как я понимаю, сетки в швах - как учитывать эффект увеличения прочности кладки на сжатие, описано в пособии по каменным конструкциям в разделе о локальных нагрузках. Думаю, в железобетоне аналогичный эффект. Неужели все-таки в нормах не описан учет косвенного армирования(?)

имеется ввиду обжатие уголками по углам и предварительное напряжение планками. по косвенному армированию понятно что есть.

[p_sh]

Сообщение от Yamb При нагрузке в 1150т, у меня прошли колонны круглого сечения диам. 600мм... А вот с бетоном вышла нехорошая ситуация! Мы рассчитывали на В40, а на стройке по кубикам вышел В23, поэтому теперь головы ломаем по усилению!

Да как показывает ваша практика переоценивать проектный класс невыгодно всем. поэтому конечно ваш вариант интересен но не практичен. Вот если расчетный В25 - на чертежах В30 а заказывать В40 то надеюсь что В25 будет...

Сообщение от Yamb В подобных задачах, желательно посчитать в совместной работе конструкции всего здания, и определиться с коэф. армирования! Мы приняли 7%! Выше 7% - пилоны,

Да есть еще теоретическая возможность расположить гибкую арматуру и в тело сечения (вторым рядом), но по моему это черезчур, хотя можно..., но не стоит.... Потому что конструкция хомутов получается такой что сечение получается заармировано косченной арматурой, при которой сечение уже несет. Да еще в добавок арматура второго ряда начинает дополнительно мешать бетонированию.

Om81 п.3.32 СНиП 2.03.01-84* (см пост 2- там есть расчет параметров в экселе)

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh Да есть еще теоретическая возможность расположить гибкую арматуру и в тело сечения (вторым рядом), но по моему это черезчур, хотя можно..., но не стоит.... Потому что конструкция хомутов получается такой что сечение получается заармировано косченной арматурой, при которой сечение уже несет.

А вот это ты зря, это очень хорошо - лучше даже в центр арматуру помещать, хомуты нисколько не усложняются, остаются там же где и были, ибо устойчивость внутренних стержней обеспечена. А в условиях пожара стержни находятся далеко от обогреваемых граней колонны. Расчет в этом случае то же не сложен, даже проще чем обычный если эксцентриситет не превышает высоту колонны/30.

[S_konstr]

К начальному вопросу. Расчет, предоставленный в алгоритме(т.е. в архиве), на мой взгляд,жизнеспособен и гамма учтено верно. Необходимо еще проверить трещиностойкость защитного слоя, хотя для случая 4 скорее всего это условие выполняется.

Но с косвенным армированием разобраться хочется

Вахненко П.Ф., "Современные методы расчета железобетонных конструкций на сложные виды деформаций"., Киев,1992г.
Рассмотрены кроме прочего и вопросы учета косвенного армирования при косом внецентренном сжатии с выходящими конкретными формулами.
Добавлено:

Площадь ФОРМЫ 3, ЯТД, следует вычислять таким образом: Ab3=[X1^2/2tg(Q)]-[(X1-b)^2*tg(Q)/2]

Да

[Om81]

p_sh,
наверно все-таки 3.22 - про косвенное.. Спасибо, почитаю.

[Yamb]

Да как показывает ваша практика переоценивать проектный класс невыгодно всем. поэтому конечно ваш вариант интересен но не практичен. Вот если расчетный В25 - на чертежах В30 а заказывать В40 то надеюсь что В25 будет...

К великому сожалению Вы абсолютно правы! Это мой недочёт был! Специфика отечественного домостроения, пока качеством не блещет, и приходиться думать и об этом … Как из В25 сделать В25!!!

Да есть еще теоретическая возможность расположить гибкую арматуру и в тело сечения (вторым рядом), но по моему это черезчур, хотя можно..., но не стоит.... Потому что конструкция хомутов получается такой что сечение получается заармировано косченной арматурой, при которой сечение уже несет. Да еще в добавок арматура второго ряда начинает дополнительно мешать бетонированию.

Заказчик думает о деньгах! Это естественно и нормально! Если у нас нагрузка чересчур, то и сечение или с двойным армированием, или увеличивать сечение … Вы же, решили добить 600х600 (дёшево), тогда получиться чересчур! А вопрос, о жестком армирование меня давно интригует, но руки не доходят прикинуть схемку, пощупать разницу …

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург очень хорошо - лучше даже в центр арматуру помещать, хомуты нисколько не усложняются, остаются там же где и были, ибо устойчивость внутренних стержней обеспечена. А в условиях пожара стержни находятся далеко от обогреваемых граней колонны. Расчет в этом случае то же не сложен, даже проще чем обычный если эксцентриситет не превышает высоту колонны/30.

Что вы имеете в виду про расчет? ЯТД он должен быть аналогичным п. 3.28.

Расчетный эксцентриситет пока предполагаю (на всякий случай) больше чем h/30 т.е моменты порядка 50 тм (не понял на влиияние на расчет) по п 3.28.

Сообщение от S_Konstr Расчет, предоставленный в алгоритме, на мой взгляд,жизнеспособен и гамма учтено верно.

да арматуру А-500 привожу к A-III путем увеличения площади стержня Априведенная=A(32)*Rs(A-500)/Rs(A-III) и далее она учитывается вполне приемлемо (т.е. аналогично арматуре A-500 диаметра 32), кроме вычисления значений SIGMAs,i=SIGMAsc,u*[]
где для A-500 SIGMAsc,u=450МПа. (по ТСН 102-00)
Понятно, что данное допущение идет в запас в виду того что SIGMAs,i находится в числителях выражений, т.е. несущая способность по представленному расчету получается несколько заниженой.

[Евгений, Екатеринбург]

Я имею ввиду п.3.58 пособия к СП (в старом пособии то же такой расчет был, но пункт искать неохота), это простой расчет на устойчивость как в металле через фи от площади бетона и арматуры хотя у вас все равно эксцентриситет не случайный и вам это не подходит. В таком случае считать действительно сложнее.
А что сразу на А500 считать проблематично? зачем переводить на АIII?

[p_sh]

1. понятно (с эксцентриситетом)
2. на арматуру А-500 (пока) непосредственно считать не на чем (с учетом косвенного армирования) в виду того, что под рукой свободного (с правом внесения изменений) алгоритма нет, да и это к лучшему (сам лучше разберусь). Представленный алгоритм заточен под A-III. Поэтому на первое время для прикидки пришлось выкрутится (в запас). Внес только подбор высоты сжатой зоны на кнопку. (перебором)

[p_sh]

подбил алгоритм для расчета с 7 стержнями на стороне колонны
добавил расчет по РСН.
Пока проверить как следует не успел.
[ATTACH]1164110805.rar[/ATTACH]

вызывает сомнения только значение параметра SIGMAsc.u для арматуры класса А-500 : при введении в расчетное сопротивление коэффициента GAMMAb2=0.9 принимается также 500 МПа или другое значение.

[Евгений, Екатеринбург]

Ну ты легких путей не ищешь как я понял :-)
Характеристики для арматуры А500 из пособия к СП 52-101-2003
1. Расчетное сопротивление растяжению для предельных состояний первой группы - 4430 кгс/см2 (435 МПа).
2. То же сжатию - 4080 кгс/см2 (400 МПа).
3. Граничная высота сжатой зоны КсиR - 0,493 (не зависит от коэффициента условий работы бетона).

[S_konstr]

to p_sh
Не понял, откуда в расчете взялся какой-то левый омега равный 0.887, у Вахненко (см. выше) учитывается увеличение объема эпюры напряжений при косом по сравнению с плоским внецентренным сжатием, но тут вроде расчет по СНиП, (т.е. формула 25). При обусловленности данного расчета сигма предельное принимается равным 500МПа (для случаев, оговоренных в п.2а т.15) и 400МПа (п.2б) . А Гамма бэ2, да - 0.9.

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Ну ты легких путей не ищешь как я понял :-) Характеристики для арматуры А500 из пособия к СП 52-101-2003 1. Расчетное сопротивление растяжению для предельных состояний первой группы - 4430 кгс/см2 (435 МПа). 2. То же сжатию - 4080 кгс/см2 (400 МПа). 3. Граничная высота сжатой зоны КсиR - 0,493 (не зависит от коэффициента условий работы бетона).

на кону профессиональный престиж .
1 и 2.
Характеристики арматуры брал из ТСН 102-00 табл 4+ примечания к ней.
Rs=Rsc=450 МПа. В моей версии ТСН 102-00 в шапке таблицы 4 обозначены расчетные характеристики , остальные GAMMAs по СНиН 2.03.01-84* равны 1. - это настораживает - видимо правильнее по СП...
3. В расчете (сечения по п 3.28*) не используется КсиR.???
- находится напряжение в стержне по формуле 67 СНиП 2.03.01-84* в зависимости от относительной высоты сжатой зоны стержня.
По сути утверждения -"Граничная высота сжатой зоны КсиR - 0,493 (не зависит от коэффициента условий работы бетона)" полностью согласен, но не знаю куда его приставить в расчет по п 3.28* СНиП 2.03.01-84*
В расчете параметров косвенного армирования (пост 2) по п 3.22 КсиR и w (омега) вычислены для сечения с косвенным армированием без учета Gamma_bi.
получились:
КсиR= 0.7512 при w по формуле (56)
w=0.884 формула (56)
для бетона В25 и прочих исходных данных.

Сообщение от S_Konstr Не понял, откуда в расчете взялся какой-то левый омега равный 0.887

действительно небольшая ошибочка вышла - омега (w=0,884) вычисляется для бетонного сечения с косвенным армированием - расчет параметров косвенного армирования в посте 2
Там же - при расчете параметра Rb,red - учитываю Gamma_b2, т.к. ЯТД все Gamma_bi должны применятся к Rb, а не к Rb,red. Поэтому в данном расчете Gamma_b2 назначаю равным 1 (т.к. уже учтено при вычислении Rb.red), а SIGMA_sc=500МПа по той же причине (по п 2.а табл 15)

ИТОГО В этом расчете :
1. вместо Rb, Устанавливаю Rb.red согласно п 3.22 СНиП 2.03.01-84*

3.22*. Расчет элементов сплошного сечения из тяжелого и мелкозернистого бетонов с косвенным армированием следует производить согласно указаниям пп.3.20 и 3.28*, вводя в расчет лишь часть площади бетонного сечения Aef , ограниченную осями крайних стержней сетки или спирали, и подставляя в расчетные формулы (36)-(38), (65) и (66) вместо Rb приведенную призменную прочность бетона Rb,red ,

2. Gamma_b2=1 (т.к. оно уже учтено равным 0,9 при расчете Rb.red)
3. Sigma_sc=500МПа (т.к. Gamma_b2=0,9 уже учтено при расчете Rb.red)

ps может расчет выставил не с обозначеными выше параметрами???

[DEM]

А случайный эксцентриситет вы учли???
Хм вопросик может и глупый и все учтено.

[p_sh]

Моменты в расчете по п 3.28* должны (еще будут) задаватся с учетом влияния прогибов и случайных эксцентриситетов и прочих факторов (коих не мало). Сейчас заданы, как мне кажется, с запасом, но еще необходимо перепроверять.

[DEM]

В любом случае, моё мнение следующее.
Не желательно армировать так косвенными сетками т.к. возникнут сложности с вибрированием бетона и установкой арматуры, потребуется хороший контроль.
Я бы вам посоветовал установить армокаркас с уголками, которые служили бы параллельно жесткой арматурой. Если хотите могу скинуть заготовки для своих колонн с армокаркасами.

[p_sh]

Прикидочно. Требуется уголок L250*30 (А=142см2) сталь C345 и бетон В30. - получается замкнутое стальное сечение. вывод: Арматура А-500 работает лучше.

уже пробовал (пост 16) - ничего не получится (с уголками) в таком сечении
Евгений, Екатеринбург при Rsc=400 МПА
и SIGMA_sc.u=500 МПа проверка прочности выполняется тоже.

[DEM]

Ну незнаю что тамс было предложено у меня был вот такой вариант.
[ATTACH]1164130592.dwg[/ATTACH]

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh Евгений, Екатеринбург при Rsc=400 МПА и SIGMA_sc.u=500 МПа проверка прочности выполняется тоже.

Вот объясни зачем тебе вот это самое SIGMA_sc.u=500 МПа кроме нахождения КсиR? Оно задано уже от класса арматуры и далее расчет колонны разделяется на два случая - малых или больших эксцентриститетов, в твоем случае естественно малых (хотя некоторые считают что их надо называть случай 2 и случай 1 соответсвенно, и в этом есть доля истины). Затем по формулам в пособии (хоть старом хоть новом) находишь необходимое армирование (а не делаешь проверку прочности с заданным армированием).
Хотя в такие большие мометы как у тебя я не очень верю и все таки думаю если точно посчитать можно уложиться в эксцентриситет 2 см (момент 1150*0,02=23 тс*м) и посчитать через фи по общему содержанию арматуры в сечении.

[p_sh]

1. предистория.

Я предполагаю что производить расчет в данном случае по формулам п. 3.20 (т.е. исходя из значения высоты сжатой зоны не достаточно)

Сообщение от СНиП 2.03.01-84* п. 3.20 б) при Кси=x/ho>КсиR - также из условия (36), но при этом высота сжатой зоны определяется: для элементов из бетона класса В30 и ниже с ненапрягаемой арматурой классов A-I, A-II, A-III - из формулы (38) где (39) для элементов из бетона класса выше В30, а также для элементов с арматурой класса выше A-III (ненапрягаемой и напрягаемой) - из формул (66) и (67) или (68).

Сообщение от ТСН 102-00 4.2. Расчет по прочности сечений, нормальных к продольной оси элемента 4.2.1. При расчете по прочности железобетонных элементов (согласно п.п.3.10 ... 3.28 СНиП 2.03.01-84*) с арматурой классов А500С и А400С следует учитывать дополнительные указания п.п.4.2.2 ... 4.2.7 настоящих норм. 4.2.2. Значения напряжения в арматуре Sigma_sR в формуле (25) п.3.12 СНиП 2.03.01-84* для определения КсиR принимают равными Sigma_sR= Rs . Значение коэффициента условий работы Gamma_s6 (п.3.13 СНиП 2.03.01-84*) принимают равным Gamma_s6 = 1,0. .... 4.2.4. В расчете внецентренно сжатых элементов из бетона класса В30 и ниже напряжение в арматуре Sigma_s , определяют по формуле (39) п.3.20 СНиП 2.03.01-84*. .... 4.2.6. В расчете железобетонных элементов с учетом косвенного армирования (п.3.22 СНиП 2.03.01-84*) принимают расчетное значение сопротивления арматуры сжатию численно равным расчетному значению сопротивления арматуры растяжению Rsc = Rs , не используя формулу (54) СНиП. 4.2.7. В расчетах железобетонных элементов по общему случаю (п.3.28 СНиП 2.03.01-84*) напряжения в арматуре определяют по формуле (67), не используя формулу (68) СНиП.

Довод 1 (не основной).
Бетон используется В30 и ниже, но Rb.red эквивалентно В50. Этот момент до конца не ясен.
Довод 2 (основной).
Сечение по составу усилий работает на косое внецентреное сжатие. поэтому должен быть также расчитан и по п 3.28*. СНиП 2.03.01-84*

2. зачем SIGMA_sc.u кроме нахождения КсиR?

для нахождения напряжения в i-том стержне по формуле 67 СНиП или 155 Пособия к нему
(пример 39 в пособии)

Поэтому, я полагаю, вырисовывается еще и третий случай расчета - независимый от величины эксцентриситета. - на косое внецентреное сжатие. А он производится только в режиме проверки.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от p_sh .... Поэтому, я полагаю, вырисовывается еще и третий случай расчета - независимый от величины эксцентриситета. - на косое внецентреное сжатие. А он производится только в режиме проверки.

расчет на косое внецентреное сжатие производиться только если оба эксцентриситета превышают случайные. Если при твоем-то продольном усилии это действительно так, то имхо что-то не так с компоновкой здания - явно не хватает диафрагм или связей.

[p_sh]

На текущий момент не известны конкретные усилия. - имеется только предварительная планировка. Причем мне с конструктивной точки зрения нравится: шаг колонн равномерный- 7,2*6; ядро жесткости в центре здания + диафрагмы по торцам. Всё как полагается. Сейчас стоит задача определить - возможно ли надежное конструктивное решение для колонн нижнего этажа размером 600*600, поэтому на стадии предварительного расчета на завышение усилий не скуплюсь, дабы впоследствии не встать перед фактом невозможности осуществления решения.
Конечно не менее важным является выяснение у потенциальных производителей их возможности по части должной (т.е. качественной) реализации проектного предложения: смогут ли пробетонировать колонну с косвенной арматурой? размер ячеек и её шаг выбран максимальным.
М.б. стоит произвести пробное изготовление колонны и её испытание (как вы советовали)

[Евгений, Екатеринбург]

1. Если конструктивная схема как ты сказал то моментам там не откуда взяться таким, они не превысят случайные 23 тс*м.
2. Испытать колонну на 1150 тс без пресса нереально, насколько я знаю в Екатеринбурге только в НИИАСе пресс на 1000 тс есть, а в построечных условиях полномасштабную модель испытать неудастся (пригруз такой не найти и домкраты то же).

[4 и 6]

p_sh

Пгостите, а тхубобетон почему Вы не хассматриваете?

[Maro]

По Финским нормам при высоте колонны 3 m и бетоне С25/30(В30) получается момент от случайных отклонений и неточностей M=e0 x N=1150x0,039=45kNm. По ним же требуемая площадь арматуры в симметричном сечении 7200 мм2, то есть 5 32 А500Н с каждой стороны. Это без учета дополнительных моментовю Я бы взял сечение побольше. Или можно композитный столб поставить. Залить бетон в трубу + армирование,... В Европе применяют. Про косвенное армирование ничего не знаю

[p_sh]

Сообщение от Maro Или можно композитный столб поставить. Залить бетон в трубу + армирование,... В Европе применяют.

Я сомневаюсь в применении такого, в виду невозможности контроля качества работ. Т.е. нет возможности контролировать непробетонирование колонны. А при съемной опалубке от этого недуга почти застрахован.

Про косвенное армирование

подробнее в посте 2: из В25 получаю по прочности сопоставимо с В55 ( с учетом коэффициентов условий работы) Rb(50)=30*,9*,85=22,9 МПа, а для В25 с учетом косвенного и тех же коэффициентов Rb.red=26,1 МПа.

4 и 6 - переведите на английский, а то следуя совету: если какое либо слово в техническом тексте вам не понятно - то просто пропустите его, - пропустил всё содержание.

[p_sh]

Бился над алгоритмом (представленным выше) - нашел ряд неточностей в определении геометрических характеристик.
Так и не понял почему автор то включает стержни в работу то не включает.... может кто новичку объяснит.???

В итоге сделал свой расчет.
Кого заинтересует проверьте пжста (особенно вычисление Sby Sbx) - сам проверял вдоль и поперек.

XL книга и макросы открыты для редактирования.
При обнаружении ошибок - звоните в тему. или мыло...
-удалено-

[p_sh]

подправил Sbx Sby для Формы2
+ 26.11.2006 11:00 расчет влияния прогиба
[ATTACH]1164527848.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Уточнил расчет по п. 3.24 (учет влияния прогиба на несущую способность) для сечений армированных косвенной арматурой.
Расчет требуемых параметров см в посте 2.
[ATTACH]1164619603.rar[/ATTACH]

Евгений, Екатеринбург
моменты с учетом влияния прогиба по п 3.22 и 3.24 получаются те еще : 42 т.м. !!!!! т.е. при минимальных упругих.

Сообщение от Maro По Финским нормам при высоте колонны 3 m и бетоне С25/30(В30) получается момент от случайных отклонений и неточностей M=e0 x N=11500x0,039=450kNm.

так что отечественные нормы догнали финские.

[Maro]

Извините там ошибочка 45тм, а не кNм. Путаюсь изредка в еденицах не по СИ.

[p_sh]

Уточнил расчет по п. 3.28

была ошибка с осями.
[ATTACH]1168025059.rar[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от p_sh Задача: Колонна размером 600х600. Вертикальная нагрузка 1150т.?

11500кН/(600х600)=31,94МПа, тут и В50 не поможет (Rb=27.5МПа). И это еще без учета моментов. Сечение должно быть жутко переармировано, а для таких сечений характерно хрупкое разрушение по бетону. (если я правильно понял - процент армирования 7%, это-ж 20d40), когда бетон раздавится -арматура это усилие воспринимать уже не будет. Я бы рекомендовал проверить по деформационной модели по диаграммам бетона и арматуры (как бы беды не вышло).

[p_sh]

тем не менее расчет по модели по предельным усилиям по ТНС 102-00 и СНиП 2.03.01-84* при армировании колонны косвенной арматурой и бетоне в конструкции В25 запас по предельной продольной силе сохраняется при более скромном продольном армировании = 5,3%. (20 d32 А-500)

при расчете по деформационной модели непонятно как назначить характеристики бетона, армированного косвенной арматурой.
не подскажете как???

в архиве расчет по модели по предельным усилиям Бетон В25+ косвенное армирование , арматура А-500.
[ATTACH]1168371570.rar[/ATTACH]

[DTab]

а момент какой нибудь в этой колонне возникает?

[p_sh]

Я предполагаю что больших моментов быть не должно в виду регулярности сетки колонн. Взял с полтолка 50 тм, ЯТД должно хватить.

Рассматриваются средние колонны 3 пролетного здания 16 этажей шаг колонн 6*7,2 (в направлении рамы), нагруза на перекрытие 1,6т/м2. Фундамент плитный.
т.е. с учетом собственного веса колонны
1,6*7,2*6*(16)+2,75*,6*,6*(3*16)=1153,44 т.
хотя с 1,6т/м2 это я загнул в запас, в самом деле 1,2т/м2 .

И все-ж какие деформационные характеристики взять для армированного косвенной арматурой бетона.??? Если взять за основу решение по модели по предельным усилиям то характеристики w(омега) и с ней предельная высота сжатой зоны подрастает под влиянием косвенного армирования.

[DTab]

Сообщение от p_sh И все-ж какие деформационные характеристики взять для армированного косвенной арматурой бетона.??? Если взять за основу решение по модели по предельным усилиям то характеристики w(омега) и с ней предельная высота сжатой зоны подрастает под влиянием косвенного армирования.

,
Пока не знаю, в СП по этому поводу ни чего не нашел. Знаю только что чем больше класс бетона, тем диаграмма выше, но короче. Что грозит почти мгновенным хрупким разрушением.
А вот момент для крайних колонн может быть по более.
Кстати σsc,u=400, а не 500 (п.3.60 стр.60 пособия к снип2.03.01-84).
И еще - чем больше арматуры , тем хуже качество бетонирования, а при учете косвенного армирования это крайне важно.

[OlegVR]

Не подскажете, где найти графики (кроме как в Пособии к СНиП) для подбора арматуры в колоннах по заданному моменту M и продольному усилию N.

[p_sh]

честно сказать заинтриговали: зачем вам это?
- подозрение на ошибочность приведенных графиков в Пособии?

алгоритм автора вызывает сомнения?

[OlegVR]

Нет, просто там не все случаи рассмотрены армирования. И к тому же там все зависит от относительных коэффициентов alfaM и alfaN, а хочется графики непосрдственно от N и M.

[p_sh]

позвольте полюбопытствовать - какой случай вы рассматриваете?

[OlegVR]

Любой
Квадрат, прямоугольник, тавр, Г-образное сечение; 4,6,8 стержней. Со случайным экцентр., с большим эксцентр., при косои продольном изгибе. Возможно и несимметричное армирование.
Из статического расчета получил усилия и для того чтобы быстро прикинуть арматуру нужны таблицы (только отвравлять к расчету на Лире или в Скаде не стоит)

[OlegVR]

Для колонны 400x400 с армированием 4ф16...25А400 и из бетона В25 у меня вот что-то подобное получилось
[ATTACH]1169018049.jpeg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от OlegVR Любой Квадрат, прямоугольник, тавр, Г-образное сечение; 4,6,8 стержней. Со случайным экцентр., с большим эксцентр., при косои продольном изгибе. Возможно и несимметричное армирование. Из статического расчета получил усилия и для того чтобы быстро прикинуть арматуру нужны таблицы (только отвравлять к расчету на Лире или в Скаде не стоит)

с квадратом и прямоугольноком вроде что-то ясно, но тавр и Г образное - это круто.
т.к. я немного разбирался в данном расчете то могу сказать что наиболее сложным в данных случаях будет определение наклона

Сообщение от 3.28 плоскость, проходящая через точки приложения продольной силы и равнодействующих внутренних сжимающих и растягивающих усилий

так что принимаю в производство только первые два типа сечений

[OlegVR]

Мне нужен расчет также для крайних колонн каркаса - Г-образное сечение.

[retal]

Для прямоугольных и тавровых сечений можно воспользоваться АРБАТом 5.1 (релиз 06.11.06).

[OlegVR]

Сообщение от retal Для прямоугольных и тавровых сечений можно воспользоваться АРБАТом 5.1 (релиз 06.11.06).

Арбат 5.1 строит что-то криво.

[p_sh]

в рамках темы.
После разговора с одним заказчиком узнал о существовании в г. Москва здания 22 этажа, принятая нагрузка 1,35 т/м2. шаг колонн 7,4х6,5 м. Т.е. нагрузка по грузовой площади 22*1,35*6,5*7,4=1430т + собственный вес колонны. (~50тонн)

В подвальном этаже колонна 600х600 из бетона В35.
Фундаментная плита толщиной 900 мм.

Здание существует больше года.

Вопрос - может ли такое здание существовать? или вернее как долго...

[Валера И]

Сообщение от p_sh в рамках темы. После разговора с одним заказчиком узнал о существовании в г. Москва здания 22 этажа, принятая нагрузка 1,35 т/м2. шаг колонн 7,4х6,5 м. Т.е. нагрузка по грузовой площади 22*1,35*6,5*7,4=1430т + собственный вес колонны. (~50тонн) В подвальном этаже колонна 600х600 из бетона В35. Фундаментная плита толщиной 900 мм. Здание существует больше года. Вопрос - может ли такое здание существовать? или вернее как долго...

Несущая способность фундамента на продавливание - примерно 1025тонн.
При расчетно нагрузке 1480 тнн на на фундамент, грунт под фундаментом должен нести нагрузку 89тонн/м2(скала).
Если оперировать с нормативными нагрузками(к=1.15) - тогда 51 т/м2.

Если оперировать с пониженным значением нормативных нагрузок, тогда здание может стоять 25-50 лет. Пока не обрастёт культурным слоем гумуса.

Впрочем, нужно знать еще конструкцию колонны и фундамента. Вдруг там 800 мм стали.

[p_sh]

временная нагрузка 350кг/м2, т.е. с учетом понижения грубо 50% = 175 кг/м2, т.е. расчетная не может быть меньше 1,175 т/м2
итого на колонну 7,4*6,5*22*1,175+50=1293 т...
есть конечно еще и пространственная работа каркаса (не склонен ей доверять в виду малоизученности нелинейных процессов), но допустим за счет её уменьшение нормальной силы составит до 20% и усилие составит 1293/1,2=1080т
при арматуре 20D32 А500 сечение вроде несет, но этож надо так круто проектировать...!!!
это я к тому что по СП не проходит, хотя проект был сделан раньше 2003г

[Sleekka]

это я к тому что по СП не проходит, хотя проект был сделан раньше 2003г

Конкретнее пожалуйста что значит колонна не проходит по СП? какой пункт, расчет каких элементов, завтра на работе может тоже прикину.

[ФАХВЕРК]

можненько... аккуратненько... трубобетонную ... а???

[p_sh]

Нет, колонна самая обыкновенная, без косвенного армирования и всего-такого. Замечу, что она нагружена без сильных эксцентриситетов. Армирования не знаю, но по-моему больше 20d32 не влезет.

[DTab]

Сообщение от p_sh Нет, колонна самая обыкновенная, без косвенного армирования и всего-такого. Замечу, что она нагружена без сильных эксцентриситетов. Армирования не знаю, но по-моему больше 20d32 не влезет.

Если посчитать Ncr по СП , с учетом понижения модуля от длительной нагрузки (тоже по СП), то Ncr будет почти равна N=1150т для сечения 600х600. Это все очень прикольно, т.к. вероятность потери устойчивости очень велика, да еще слйчайный эксентриситет увеличивается раз в 10...14, А ВОТ ТУТ УЖЕ И ПО ПРОЧНОСТИ МОЖЕТ НЕ ПРОЙТИ. п.6.2.3, 6.2.15, 6.2.16.

[p_sh]

Адрес обозначеного здания - г.Москва, Сущевский вал 74 (гостиница 22 этажа)

[p_sh]

фото
[ATTACH]1183727706.jpg[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от p_sh Адрес обозначеного здания - г.Москва, Сущевский вал 74 (гостиница 22 этажа)

М ни чего удивительного - пол Москвы через одно место построено! Это значит , что не все условия для реализации данного события выполнились - начиная от характеристик материала и заканчивая распределением нагрузки, в том числе и ее длительностью. (если модуль не понижать, т.е. не учитывать длительность нагрузки по СП, то все вроде как нормально)

[p_sh]

благодарю за ЦУ

[p_sh]

информация о проектировщике данного объекта
[ATTACH]1183981087.GIF[/ATTACH]

Уважаемые разработчики, может быть вы проясните, что там с прочностью, или картинка была размещена только в рекламных целях?

[techsoft]

Уважаемый p_sh
Не выступайте пожалуйста в роли известного персонажа "...ничего не видел, кое-что слышал, зато всем обо всем расскажу". В расчетной схеме этого здания, которую мы видели нет никакой плиты толщиной 900 мм, а также кроме колонн 600 x 600 в подвальном этаже имеются и другие вертикальные несущие конструкции и, соответственно, в колоннах нет продольной силы и близко похожей на 1293 т. Если же Вас действительно интересует что-то содержательно по этому объекту, то и обратитесь к своим коллегам из фирмы, которая этот объект проектировала. Судя по всему название этой фирмы вы знаете.

[p_sh]

заказчик в пример привел данный объект, и озвучил данные параметры (1,35т/м2, 6,5*7,4, 22 этажа и показал план типового). Да в качестве вертикальных конструкций имеются стены, но и "чистое пространство" с обозначеным шагом.
Попробую выудить у него расчеты данного объекта. Просто случайно увидел на вашем сайте расчетную схему данного объекта и предположил, что авторы не просто передали вам эскиз расчетной схемы, но и саму расчетную схему, и вы можете прояснить ситуацию - потому как она довольно переживательная.

конечно все приведенные ранее оценки сжимающей силы в колонне нижнего яруса носят самый приблизительный характер. Однако замечания DTab более драматичны чем мои...

Возможно то, что мы сейчас обсуждаем данную конструкцию (хотя и не имея достаточно данных) поможет предотвратить, возможные неприятные последствия и своевременно принять меры, о чем я постараюсь предупредить известного мне заказчика. Это было бы просто замечательно.

С уважением, Павел.

ps. сила оценена как 1080т (пост 73).
[ATTACH]1184002426.rar[/ATTACH]

[ильдус]

Прошу прощения, что проникаю в вашу беседу г-да Проектировщики. Но у меня есть вопрос на который вы наверняка знаете ответ: "Какой максимально допустим эксентриситет у расположеных друг над другом колонн или стен в монолитном варианте каркаса здания ? "

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от ильдус Прошу прощения, что проникаю в вашу беседу г-да Проектировщики. Но у меня есть вопрос на который вы наверняка знаете ответ: "Какой максимально допустим эксентриситет у расположеных друг над другом колонн или стен в монолитном варианте каркаса здания ? "

Бесконечность, хотя это только по приблизительным расчетам :-)

Если имеется ввиду несовпадение осей которое допускается не учитывать расчетом то это уже производственные СНиПы, вроде 3.03.01-87 "Несущие и ограждающие конструкции". Если расчетом учтено, то никаких проблем нет - сколько учтено столько и будет+допустимое производственным СНиПом.

[ильдус]

мне казалось что должна быть привязка погрешности к габариту элемента(к толщине стены)

[Drulya]

Косвенное армирование в виде спиральной арматуры (взамен МОЩНЫМ хомутам, которые не должны разгибаться) решает проблему с сложностью укладки бетонной смеси в опалубку. Тоже самое но в виде внешнего косвенного армирования спиральной обмоткой (лучше круглого сечения) по слою эпксидки углепластиковых гибких лент еще больше облегчает задачу. Методику определения эффекта от внешнего армирования можно получить у дистрибьюторов этих материалов. По поводу обычного армирования посмотрите в мостовом снипе,- может там есть что-то новенькое для Вас. Прилагаю отрывок.

[AndyWasHere]

ильдус

вы говорите о эксцентриситете и несоосности, которые заложены в проект
или о том случае, когда в проекте они соосно, а забетонировали криво ?