[Tym]

Здравствуйте, господа конструктора!
Листая старый проектик у меня возник вопрос выдержит ли крайняя колонна?
Суть: Здание двухэтажное монолитное ж/б, перекрытия в чистом виде безбалочные бескапительные. Бетон В25. Пролеты в раме 6,4/7,2/6,4, шаг рам 6 м. Высота 1 этажа 3,7 м, второго 3,4 м. Колонны 400х400 перевязаны по периметру обвязочными балками 600х400, перекрытие и покрытие толщиной 250 мм. Анкеровка обеспечена: верхняя и нижняя арм. плит заведена в балки (в соотв. с нормами), к арматуре верхней колонны приварена пластина.
Нагрузка на второй этаж: люди 4,80 кПа, полы+перегородки осредненно 3,60 кПа (с учетов коэф. надежн.) + собств. вес плиты. Нагрузка на эксплуатируемую кровлю: 1,95кПа, конструкция кровли осредненно 8,00 кПа (с учетов коэф. надежн.) + собств. вес плиты. Вообщем большие нагрузочки. После расчета (модуль упругости табличный, с коэф. не шаманил, требов. по снижению Е не учитывал) момент в колонне 2 этажа получился большой 133 кНм (13,3 т ) с сравнительно маленькой продольной силой 308 кН. (проверял методом заменяющих рам - посл. рис. - получается похоже...)
Армирование по углам получилось 4х22 (на угол нужно 3,28 см2), либо распределенне по стороне 6,25 см2 , по ручным расчетам чуток больше... Принято как на рис. - 4х20 в углах + 4х16 в серединах сторон, на сторону получается 8,8 см2 - вроде все ок...
Средние колонны вроде как без момента, армирую конструктивно 4х16, правда по поводу этого есть мнение армировать как и крайние....
Недавно посмотрел графики зависимости момента от продольной силы для свай (правда так и не понял для какой расчетной длины сваи построены) в серии 1.011.1 и для 400х400 с B25 и армированием 4х22 при N=300 кН M=86 кНм.... Вопросы:
1. Можно ли назвать в моем случае узел соединения колонны с балками/плитами жестким - см. рис.? (в расчетной схеме жесткий)
2. Выдержит ли колонна такой момент? не вырвет ли?
3. По поводу серии 1.011.1 эти таблички для каких длин свай?
4. Можно ли применять ориентировочно для колонн табл. с серии 1.011.1, правда свайки к тому же в грунте....
Пока все...
Дополнение:
5. Как вы армируете средние колонны, в них зачастую момент в разы меньше крайних (до 10 этажей ветер не сильно сыграет, т.к. часть возьмут диафрагмы)? как карайние или как получилось по расчету?

[мозголом из Самары]

А старк считает в колоннах ширину раскрытия трещин у растянутой зоны? В MicroFe эта функция появилась не давно, в старке сомневаюсь, что она есть.

[mainevent100]

Сообщение от мозголом из Самары А старк считает в колоннах ширину раскрытия трещин у растянутой зоны? В MicroFe эта функция появилась не давно, в старке сомневаюсь, что она есть.

странно, но старк не считает трещины в балках и колоннах..

колонны армирую в соответствии с расчетом по 1 группе п.с., средние - обычно конструктивно; в крайних доп. стержни (только в верхней части колонны) для восприятия рамного момента в стыке с ригелем

[Neo_]

1 Со средними колоннами да если поставите надопорную арматуру в балках под момент соотв.
Для крайних если заведете верхнюю арм. на треб. гл. анкеровки.
2 ну если колонну будете кормить нормальной пищей то не вырвет ее.
Армируйте средние как средние а крайние как крайние. Момент небольшой.. играйте сечением колонны если не проходит по арм.

Рекомендую вам для крайних колонн применять трубобетон - проблема уйдет. Если пожарные вам будут резать этот вариант, то заложите в проекте штукатурку по сетке.

[мозголом из Самары]

Tym уточните вопрос. Если вы на будущее, то надо применять не симметричное армирование, у растянутой грани ставится больше из-за большого момента ( характер работы колонны- как изгибаемый элемент) или развивать сечение. В вашем случае при нехватки армирования, образуется пл. шарнир в колонне и соответственно снизится опорный момент в плите, а для выполнения МПР в ней должен возрасти пролетный момент. Вот если плита не сможет воспринят доп момент, то возможно обрушение.
Ответ про разницу результатов в Старк и серии см. пост 2

[Tym]

1.

Сообщение от мозголом из Самары А старк считает в колоннах ширину раскрытия трещин у растянутой зоны?

звонил, сказали что в 3D проектах нет, только при плоской задаче...

2.

Сообщение от Neo_ Со средними колоннами да если поставите надопорную арматуру в балках под момент соотв. Для крайних если заведете верхнюю арм. на треб. гл. анкеровки.

Здесь я ни чего не понял...
Я не имею таланта хорошо объяснять, поэтому повторюсь...
Балки в каркасе обвязочные, т.е. идут по периметру здания... в плитах балок нет, плиты целиком безбалочные и бескапительные...
Вы, как я понял, имеете ввиду работу колонн в плоскости балок, а меня интересует поперечник здания - работа в плоскости моментов представленных на 1 рис. в первом посте. именно в этой плоскости возникает гигантский момент в колонне, в плоскости обвязочных балок все ок. .

3.

Сообщение от Neo ну если колонну будете кормить нормальной пищей то не вырвет ее. Армируйте средние как средние а крайние как крайние. Момент небольшой.. играйте сечением колонны если не проходит по арм.

В том то и дело нормальная сила в верхник колонная маленькая.... А средними я назвал средние колонны каркаса (в середине здания - средние в поперечнике здания) в них момент в 5...7 кНм, поэтому и спросил армировать их конструктивно 4х16 или в запас как крайние....

4.

Сообщение от ЛИС Рекомендую вам для крайних колонн применять трубобетон - проблема уйдет. Если пожарные вам будут резать этот вариант, то заложите в проекте штукатурку по сетке.

Спасибо, но не вариант...

5.

Сообщение от мозголом из Самары Если вы на будущее, то надо применять не симметричное армирование, у растянутой грани ставится больше из-за большого момента ( характер работы балки- как изгибаемый элемент) или развивать сечение.

Это я знаю... Выше написал что в плоскости балок проблем нет, проблемы в поперечном направлении... согласен, логичнее было б армировать по двум граням.
развивать сечение колонны - не вариант, на нее по законам строймеха придет с плиты еще больший момент (это с тем учетом чтоя еще с Е не игрался)

6.

Сообщение от мозголом из Самары В вашем случае при нехватки армирования, образуется пл. шарнир в колонне и соответственно снизится опорный момент в балке, а для выполнения МПР в балке должен возрасти пролетный момент.

Здесь если заменить ваши слова в балке словами в плите, то получается, что не воспримут крайние колонны должно уйти в плиту, и тогда выход: посчитать плиту шарнирно опернтой на колонны (а по краям на обвязочные балки) и армировать так-же (неразрезная шарнирноопертая трехпролетная балка), а колонны посчитать без шарниров и армировать как жестко сопряженные с плитой... и будь что будет...

Дополнение:
а. добавил схему расположения колонн - для наглядности, т.к. на рис 1 поста они начерчены в плоскости обвязочных балок.
б. узел угловая колонна-обвязочная балка

[Шмидт]

По поводу узлов, чисто ИМХО по механике:

1) узел балка/плита - не совсем жесткий, так как сечения отличаются в 2 раза. Рекомендую проверить нижнюю арматуру плиты по схеме с шарнирным опиранием

2) колонна и балки - думаю жесткий по тем же соображениям

Пэ.эС. сам предпочитаю с жесткими узлами не связываться.

[Tym]

Сообщение от Шмидт По поводу узлов, чисто ИМХО по механике: 1) узел балка/плита - не совсем жесткий, так как сечения отличаются в 2 раза. Рекомендую проверить нижнюю арматуру плиты по схеме с шарнирным опиранием 2) колонна и балки - думаю жесткий по тем же соображениям Пэ.эС. сам предпочитаю с жесткими узлами не связываться.

1. Т.о. как вариант можно в расчетной схеме изменить опирание плит на обвяз. балки на шарнирное (как правда не знаю ), также опирание плит на средние колонны сделать шарнирным и армировать плиту как шарнирно опертую...
2. Если все-таки у меня получится замоделировать шарнирное опирание плит на обвязочные балочки, думается мне моментих в крайних колоннах поуменьшится... в таком случае как мне армировать колонны?

Конечно все в кучу, но все же:
Если рассмотреть отвлеченный пример такого же здания только вместо обвязочных балочек будут конслоли где-то 490 мм считая от оси колонны, по продавливанию меры приняты будут... момент в колонне в поперечном направлении в этом случае будет слегка меньше засчет консолей... Но все же не сильно отличаться... Тогда:
1. Стык колонна-плита сложно назвать жестким, особенно с плитой покрытия - пластины анкерные, усы делать бесполезно поэтому его можно принять шарнирным... И рассчитатывать плиту покрытия шарнирно опертой...
2. Стык крайняя колонна-плита перекрытия будет чуток по-жестче, самым относительно жестким будет стык средняя колонна-плита перекрытия... как считать плиты перекрытия опертыми на колонны?
3. как при всем при этом считать сам каркас, имеется ввиду моделировать ли шарнирчики? Как подбирать армирование колонн?

Offtop: Может отдельную темку создать...???

[Шмидт]

Если считаете по МКЭ то там по определению появиться (в зависимости от реальной работы конструкции по поперечному сечению элементов) что-то среднее межде жестким и шарнирным опиранием (часть момента все равно уйдет в колонну). Так что особого смысла моделировать шарнирчики не вижу (если конечно не читый сборняк). Хотя чисто по конструктиву я бы ставил в плитах и балках нижнюю арматуру как при шарнире, а на опорах как при жестком (хотя так многие и делают).

Как армировать коллону - из собственного опыта, редко видел колонны заамированные больше чем 4*18, чаще всего 400х400 и 4*18 А3. Здесь промежуточные колонны получается надо армировать только конструктивно (так как они центрально сжаты), да и крайние тоже мне кажеться что армировать не стоит усиленно. Поясню: нагрузка от плиты передается на центральные колонны и на обвязачные балки (еще его называют поясом). С цнетральными колоннами вопрос решили, крайние колонны будет загружены только вот этими балками. В направлении вдоль стен (крайние опоры - наружные) нагрузка будет идти с двух сторон по балкам и незначительная от плиты, дригими словами получаем почти центральное сжатие (надо ветровую еще учесть и кручение от внецентренно нагруженных обвязочных балок, но скорее всего и получиться что-то в районе 4*18 А3). А вот угловые опоры реально внецентренно закружены (с 2 граней) вот их и надо посчитать. Но еще раз повторюсь что колонны с армированием выше 4*18 вижу крайне редко.

А узел колонна/балка сможет работать как жесткий? Всмысле там арматура заведена как следует по нормам?

Пэ.эС. Зачем такую сложную конструкцию намутили?

[Tym]

1.

Сообщение от Шмидт Так что особого смысла моделировать шарнирчики не вижу (если конечно не читый сборняк). Хотя чисто по конструктиву я бы ставил в плитах и балках нижнюю арматуру как при шарнире, а на опорах как при жестком (хотя так многие и делают).

Согласен. Если б я считал в Мономахе то мог бы посчитать все соединения условно жесткими. Потом перекинуть плиты в модуль "плита" и там уже как и стоит по умолчанию принять плиты с шарнирным опиранием. Но колонны то все рано остались с большим моментом....
2.

Сообщение от Шмидт Поясню: нагрузка от плиты передается на центральные колонны и на обвязачные балки (еще его называют поясом). С цнетральными колоннами вопрос решили, крайние колонны будет загружены только вот этими балками. В направлении вдоль стен (крайние опоры - наружные) нагрузка будет идти с двух сторон по балкам и незначительная от плиты, дригими словами получаем почти центральное сжатие (надо ветровую еще учесть и кручение от внецентренно нагруженных обвязочных балок, но скорее всего и получиться что-то в районе 4*18 А3). А вот угловые опоры реально внецентренно закружены (с 2 граней) вот их и надо посчитать.

Тут не согласен.... Если рассматривать литературу: Дорфман, Штаерман, Руководство по расчету стат. неопределимых систем (правда они в МКЭ не считали) там предлагается расчет вести методом заменяющих рам, и в таком случае моментик на крайнюю колонну поперечника идет внушительный. И соединения в книгах при монолите вроде как жесткие... Фактически конечно это относительно... но все же... так что согласно лит-ре ятд колонну нужно армировать по моменту как при жестком соединении, а с плитами уже шаманить... Прм расчете плит про МПР вспомнить - перераспределение моментов, пластические шарниры и т.п.
Поэтому вопрос с колонной для меня открыт...
3.

Сообщение от Шмидт; А узел колонна/балка сможет работать как жесткий? Всмысле там арматура заведена как следует по нормам?

Да, думаю жестко: арматура балок транзитом через колонны, в углах отгибы, арматура колонн транзитом через балки - в плите покрытия к арматуре колонны приварена анкеная пластина...
4.

Сообщение от Шмидт; Пэ.эС. Зачем такую сложную конструкцию намутили?

Что бы вы посоветовали?
ИМХО: балки убрать, попериметру сделать консоль 490 мм от оси - по продавливанию поставить поперечку, моментик на колонне уменьшится, но останется все равно достаточно большим....
Проблема с отверстиями под лестницы... можно тогда лестницу решить в монолитных стенах... либо че нить придумать с опаиранием стен лестницы... Плиты расчитывать и армировать как шарнирно опертые, слегка докинуть опорной арматурки.. колонны все таки как жестко соединенные с плитами, т.к. если в схеме задать шарниры в колоннах - бред...

[Шмидт]

Сообщение от Tym Тут не согласен.... Если рассматривать литературу: дорфман, Штаерман, руководство по расчету стат. неопределимых систем (правда они в МКЭ не считали) там предлагается расчет вести методом заменяющих рам, и в таком случае моментик на крайнюю колонну поперечника идет внушительный. И соединения в книгах при монолите вроде как жесткие... Фактически конечно это относительно... но все же... так что согласно лит-ре ятд колонну нужно армировать по моменту как при жестком соединении, а с плитами уже шаманить... Прм расчете плит про МПР вспомнить - перераспределение моментов, пластические шарниры и т.п. Поэтому вопрос с колонной для меня открыт...

Ну да, забыл главное, что и ригель то внецентренно нагружен, то бишь крутящий момент будет в нем возникать и имеено он и будет восприниматься крайними колоннами - ИМХО это и будет их основная нагрузка на изгиб.

Ну это так, лирика. Все-таки армирование которое принято в проекте он было получено при жестком защемлении колонны и балок? Если так, то в чем вопрос?

По констукции. Шаг колонн 6х6 так на глаз проситься решение сборно-монолитное. Чисто каркас из монолита, плиты - сборняк. Но это чисто ИМХО.

[мозголом из Самары]

Сообщение от Tym развивать сечение колонны - не вариант, на нее по законам строймеха придет с плиты еще больший момент (это с тем учетом чтоя еще с Е не игрался)

Это спорное утверждение, в нем верно только второе утверждение.
Я поправил свое сообщение #6

Сообщение от Tym 1. как вариант можно в расчетной схеме изменить опирание плит на обвяз. балки на шарнирное (как правда не знаю ), также опирание плит на средние колонны сделать шарнирным и армировать плиту как шарнирно опертую...

Как сделать опирание шарнирное? Разорвать плиту или в колонне шарнир поставить? В средних колоннах и так момента нет, а в плите есть. В балках можно поставить фактор кручения 0 тогда балка не будет работать на кручение и плита воспримет всю нагрузку.
Что б не гадать какой момент будет из-за учета фактической жесткости узла, необходимо произвести вариацию моделей- есть шарнир и нет шарнира в колонне, а арматуру принимать для каждого места по наихудшему варианту.

[Neo_]

Сообщение от Tym Здесь я ни чего не понял... Я не имею таланта хорошо объяснять, поэтому повторюсь... Балки в каркасе обвязочные, т.е. идут по периметру здания... в плитах балок нет, плиты целиком безбалочные и бескапительные... Вы, как я понял, имеете ввиду работу колонн в плоскости балок, а меня интересует поперечник здания - работа в плоскости моментов представленных на 1 рис. в первом посте. именно в этой плоскости возникает гигантский момент в колонне, в плоскости обвязочных балок все ок. . 3. В том то и дело нормальная сила в верхник колонная маленькая.... А средними я назвал средние колонны каркаса (в середине здания - средние в поперечнике здания) в них момент в 5...7 кНм, поэтому и спросил армировать их конструктивно 4х16 или в запас как крайние....

Поиграйте с сечением (и уменьшая в пролет и увеличивая), например, или можно поставить в старке в узлах стыковки контура колонны и плиты включающийся шарнир, логически плита армированная 12/200 толщиной 200 образует пластический шарнир задолго до 13,3 т*м, т.е. найдите этот момент и он будет в шарнире точкой включения упругого шарнира, соответственно над крайними колоннами не ставьте доп. армирование.. Этот шарнир в реале не страшен так как у вас есть обвязочные балки...

[Tym]

Сообщение от Шмидт Все-таки армирование которое принято в проекте он было получено при жестком защемлении колонны и балок? Если так, то в чем вопрос?

1) Вопрос в том выдержит ли колонна момент в 133 кН (при N=308 кН)? Не вырвет ли ее? Армирование, например, 4хd20 в углах + 4d16 по сторонам (на сторону получается 8,3 см2), по расчету проходит 4х22 (на стоону 7,6 см2). Смущает серия 1.011.1 (для свай) для сваи 400х400 с B25 и армированием 4х22 -при N=300 кН M=86 кНм... Правда в серии нет упоминания про расчетную длину, да и в грунте свая...
2) Благодаря этой теме начал сомневаться в жесткости стыков в моем случае: колонна-балка однозначно жестко, балка плита - под вопросом, плита - крайняя колонна ... Т.е. вообще придет ли такой момент на колонну, по расчету в МКЭ (Stark) с соединениями по умолчанию (жесткие) вроде придет...

Сообщение от мозголом из Самары В балках можно поставить фактор кручения 0 тогда балка не будет работать на кручение и плита воспримет всю нагрузку.

Большого рояля не сыграет: моменты в плите вообще не поменялись, в колоннах снизились примерно на 6 кНм.

Сообщение от мозголом из Самары В средних колоннах и так момента нет, а в плите есть. Что б не гадать какой момент будет из-за учета фактической жесткости узла, необходимо произвести вариацию моделей- есть шарнир и нет шарнира в колонне, а арматуру принимать для каждого места по наихудшему варианту.

т.е. Плиты рассчитать шарнирно опертыми, потом жестко - армировать на опорах по жесткому опиранию, пролет по шарнирному....
что с колоннами? Армировать исходя из жесткого защемления в плитах?
Если ставить шарниры в колоннах то получается ставить их нужно только в верхних сечениях колонны, т.к. если поставить и в верху колонны и внизу - 2 шарнира на 1 прямой - механизм... Поэтому чисто шарнирное опирание смоделировать у меня пока получается только для плиты покрытия, для плит перекрытий нет т.к. передается момент с вышелнжащей колонны... как это дело (шарнирное опирание плит на колонны, плит на балки) красиво замоделировать?

Сообщение от Neo_ можно поставить в старке в узлах стыковки контура колонны и плиты включающийся шарнир, логически плита армированная 12/200 толщиной 200 образует пластический шарнир задолго до 13,3 т*м, т.е. найдите этот момент и он будет в шарнире точкой включения упругого шарнира, соответственно над крайними колоннами не ставьте доп. армирование.. Этот шарнир в реале не страшен так как у вас есть обвязочные балки...

Такой шарнир, на сколько я понял нужно применять при нелинейном расчете.... (в справке по старк написано вроде)... Меня интересует пока линейный расчет...
Я тоже думаю что плита у меня быстрей треснет и момент уйдет в пролет, но для определения момента ктороый несет арматура в плите у крайней колонны какую ширину плиты брать - в 1 м, или как в заменяющих рамах 6 м? На колонну согласно лит-ре момент приходит с ширины заменяющей рамы... (у меня шаг 6 м, ширина заменяющей рамы - 6м)

Сообщение от Neo_ Этот шарнир в реале не страшен так как у вас есть обвязочные балки...

не уловил связи, можно подробнее...

[мозголом из Самары]

Сообщение от Tym Большого рояля не сыграет: моменты в плите вообще не поменялись, в колоннах снизились примерно на 6 кНм.

Что вы спросили, на то я и ответил. А сильно это влияет или нет сами решайте.

Сообщение от Tym т.е. Плиты рассчитать шарнирно опертыми, потом жестко - армировать на опорах по жесткому опиранию, пролет по шарнирному.... что с колоннами? Армировать исходя из жесткого защемления в плитах?

Это тоже вариант но более расточительный, но он идет в запас прочности, и если заказчик позволяет так делать то и нечего страшного. Но я имел ввиду несколько иное: плиту рассчитывать шарнирно только на крайних опорах и по этим результатам армировать середину первого пролета, для верхней арматуры и арм. колонн брать схему с "жесткими узлами". Любое отклонение в жесткости будет лежать между двумя учтенными крайностями -шарнир и жесткое сопряжения колонны.
А колонна проходит по прочности и скорее всего не пройдет по трещиностойкости, что я говорил в #2

[Шмидт]

Tymочень моного думаете!
Вопрос то в чем?
Если что-то произойдет то треснет, главное чтобы не рухнуло.
Ответьте на вопрос: арматуру назначали из каких соображений в узле?

[Кулик Алексей aka kpblc]

Шмидт, ты, конечно, брахман тот еще, но все же текст-то подправь.

[Шмидт]

Сообщение от Кулик Алексей aka kpblc Шмидт, ты, конечно, брахман тот еще, но все же текст-то подправь.

поправил

[AspirantMK]

Сообщение от Tym Средние колонны вроде как без момента, армирую конструктивно 4х16, правда по поводу этого есть мнение армировать как и крайние....

Как то есть совсем без момента?А на отсутствие временной нагрузки в одном пролете проверяли?