| Правила | Регистрация | Пользователи | Поиск | Сообщения за день | Все разделы прочитаны |  Справка по форуму | Файлообменник |

Вернуться   Форум DWG.RU > Архитектура и Строительство > Конструкции зданий и сооружений > Железобетонные конструкции > Монолитное безбалочное перекрытие vs Продавливание

Монолитное безбалочное перекрытие vs Продавливание

Ответ
Поиск в этой теме
Непрочитано 15.04.2008, 07:00 #1
Монолитное безбалочное перекрытие vs Продавливание
Konstruktiv54
 
Новосибирск
Регистрация: 31.01.2007
Сообщений: 1,031

Уважаемые инженеры! Прошу консультации
Стоит задача запроектировать здание с м.б.п. толщиной 160мм, на сборных колоннах 400х400.
И всё бы ничего...прогибы даже нормальными получаются, не более 30мм, для пролёта 6м. Продавливание не проходит.
Руководство настаивает на том, что раз другие организации строят в такой же конструктивной схеме, то почему мы не можем? Даже договорились с ними, взяли у них узел сопряжения плиты с колонной. См. узел 1.
Главный конструктор той организации утверждает, что постановка таких арматурных сеток в узле увеличивает площадь продавливания. Никаких подтверждений в литературе по этому поводу не нашел...
На этом форуме, в архиве, был довольно большой спор по поводу среза арматуры, и способен ли на это бетон, но так ни к чему не пришли, соответственно стоит ли учитывать продольную арматуру плиты в расчёте на продавливание или нет, насколько я понял - остался открыт?

Хорошо! даже если постановка таких стержней увеличивает площадь продавливания, и я выполняю требования в случае средних колонн, то для крайних и угловых колонн, у меня не получается запроектировать узел с такой толщиной плиты.
Правда тут есть один момент Расчет я составлял согласно СП 52-101-2003 и "Научно-технический отчет по теме: разработка методики расчета и конструирования монолитных железобетонных безбалочных перекрытий...", ГУП НИИЖБ, Москва 2002г.
Методика расчета в них одна и та же, формулы все одинаковые, разве что некоторые параметры в формулах по разному обозначаются. Кроме того самого момента: в СП предлагается формула F/Fu+Mx/Mxu+My/Myu<1
а в отчете F/Fu+Mx1/Mxu+My1/Myu<1, где Mx1=Mx+F*e0, My1=My+F*e0.
Влияние существенное.
С одной стороны, нормативный документ всё таки - СП, и в нём этого увеличения момента нет,...с другой стороны, методичка составлена намного полнее и понятнее чем СП, внимание вопрос: кому верить?

И хотелось бы просто услышать мнение инженеров, по поводу толщины 160мм? какие еще могут быть проблемы?
Просмотров: 18307
 
Непрочитано 15.04.2008, 07:29
#2
legi

конструктор
 
Регистрация: 08.12.2007
Щелково, Москва
Сообщений: 180


а где узел 1?
legi вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 07:36
#3
legi

конструктор
 
Регистрация: 08.12.2007
Щелково, Москва
Сообщений: 180


мож чем поможет...
http://dwg.ru/dnl/2010

Последний раз редактировалось legi, 15.04.2008 в 07:41.
legi вне форума  
 
Автор темы   Непрочитано 15.04.2008, 07:39
#4
Konstruktiv54


 
Регистрация: 31.01.2007
Новосибирск
Сообщений: 1,031
<phrase 1=


извиняюсь, замотался
там схема колонна, узел и расчет в маткаде.
Вложения
Тип файла: rar Колонны каркаса.rar (140.0 Кб, 888 просмотров)
Konstruktiv54 вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 07:56
#5
legi

конструктор
 
Регистрация: 08.12.2007
Щелково, Москва
Сообщений: 180


а нагрузки какие?
legi вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 08:00
#6
legi

конструктор
 
Регистрация: 08.12.2007
Щелково, Москва
Сообщений: 180


думаю при таких пролетах с такой толщиной плиты проблем не должно быть. распределительную арматуру можете поменять на каркасы - с ними по крайней мере нормативных проблем нет.
legi вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 08:03
#7
GeraKol

проектрирование несущих конструкций (ну учусь пока этому)
 
Регистрация: 13.07.2007
россия, екатеринбург
Сообщений: 239
<phrase 1=


не ну помоему для пролета 6м толщина 160 то никуда не годится....уж чтото сомневаюсь что прогибы даже пройдут....еси не секрет то как их(прогибы) считали???.насколько я помню толщина для мбп принимается 1/30-1/35 пролета...что в вашем случае полчается минимум 180мм
__________________
я не злопамятный......я злой но памяти у меня нету: могу отомстить....а потом забыть и ещо раз отомстить
GeraKol вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 08:18
#8
Const-r

Конструктор
 
Регистрация: 20.02.2008
Екатеринбург
Сообщений: 27


По чертежу -арматурные стержни (поз. 1) в расчете на продавливание никакой роли не играют.
Толщина плиты 160мм по моему маловато для пролета 6м (должно быть 180, 200мм).
Const-r вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 08:32
#9
Forrest_Gump

инженер-конструктор
 
Регистрация: 20.12.2007
Щелково МО
Сообщений: 7,470
<phrase 1=


гы-гы
вопрос такой - доп.стержни установлены практические по середине толщины плиты, не в нижней зоне, где будет сжатие, а ближе к зоне растяжения. такое впечатление, что авторы рассчитывали, что эти стержни будут работать на срез %-)))) но трещины ведь идут по наклонной и для восприятия усилий ставят поперечную арматуру.
может тогда имеет смысл использовать распределительную систему из металлических профилей (двутавров).
Forrest_Gump вне форума  
 
Автор темы   Непрочитано 15.04.2008, 08:35
#10
Konstruktiv54


 
Регистрация: 31.01.2007
Новосибирск
Сообщений: 1,031
<phrase 1=


Legi: Нагрузки - как в жилье
GeraKol: В "руководстве по монолиту" видел 1/32пролёта. Да - получается не менее 187, но моё руководство хочет видеть плиту 160мм ))
Прогибы считал в скаде, с понижающим коэффициентом для модуля упругости =0.3
Const-r: с другой стороны там всего один шестиметровый пролёт. А допустим для угловой колонны 11-Д, пролёты нормальные, но почему то всё равно не проходит продавливание дело было не в бабине...

Последний раз редактировалось Konstruktiv54, 15.04.2008 в 08:40.
Konstruktiv54 вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 09:24
#11
FREE_RAIDER

Инженер-конструктор, расчетчик, ГИП
 
Регистрация: 10.04.2006
Н.Новгород
Сообщений: 145


Слушайте нормальная схема для сборно-монолитного здания чё вы человека пугаете. Надо просто подумать и в СКАДе правильные цифры подставить ) и коэфициентики учесть. Смотри внимательнее
__________________
Сколько живёшь - столько и учись !!!
FREE_RAIDER вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 09:50
#12
SashaS

инженер конструктор
 
Регистрация: 10.12.2007
Ленинградская обл.
Сообщений: 249


В моей практике тоже попадались перекрытия 160мм и с шагом 6м
Ничевок страшного нет, устанавливали каркасы с поперечной арматурой в некоторых случаях ставели "корону"
Расход арматуры был только порядка 148-158 кг/м3
SashaS вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 10:15
#13
yarrus77

у-Строитель
 
Регистрация: 15.09.2007
град Воронеж
Сообщений: 4,163


как- то маловато мне кажется сечение колонны, делали в своей практике 300х600 колонны, по периметру контурные балки иначе как вы и говорите угловые и крайние колонны - проблемные, а прогибы в СКАДе не совсем те. Расчет в экспертизе на МикроФе в нелинейной постановке задачи показал что они превышают требуемые нормами при таких геометрических размерах, и если бы не контурные балки, то как вариант заставили бы мероприятия проводить. После прохождения экспертизы, решили, что подобные проблемы больше не нужны, СП 52-103-2007 говорит о 1/30 пролета = 200 мм.
__________________
С уважением,
yarrus77
yarrus77 вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 10:26
#14
Post

конструктор
 
Регистрация: 29.07.2005
Ростов-на-Дону
Сообщений: 1,091
<phrase 1=


А зачем вы делите Asw1 на 10000? И значение локального момента не забывайте уменьшать на 0,5. У меня по вашим данным проходит.
__________________
С уважением!!!
Post вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 10:45
#15
p_sh

новичок
 
Регистрация: 19.06.2005
Ярославль
Сообщений: 3,438


Цитата:
Сообщение от ShaRhaN Посмотреть сообщение
Методика расчета в них одна и та же, формулы все одинаковые, разве что некоторые параметры в формулах по разному обозначаются. Кроме того самого момента: в СП предлагается формула F/Fu+Mx/Mxu+My/Myu<1
а в отчете F/Fu+Mx1/Mxu+My1/Myu<1, где Mx1=Mx+F*e0, My1=My+F*e0.
Влияние существенное.
С одной стороны, нормативный документ всё таки - СП, и в нём этого увеличения момента нет,...с другой стороны, методичка составлена намного полнее и понятнее чем СП, внимание вопрос: кому верить?
все симметрично
Цитата:
Сообщение от СП 52-103-2003 п. 6.2.49
При расположении сосредоточенной силы внецентренно относительно центра тяжести контура расчетного поперечного сечения значения изгибающих сосредоточенных моментов от внешней нагрузки определяют с учетом дополнительного момента от внецентренного приложения сосредоточенной силы относительно центра тяжести контура расчетного поперечного сечения.
__________________
хорошее - в обыденном
p_sh вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 11:10
#16
A III


 
Регистрация: 25.12.2006
На восток от Эдема... примерно: N+5...° 44' 35.88", E+38° 2' 59.85"...
Сообщений: 331


Цитата:
Кроме того самого момента: в СП предлагается формула F/Fu+Mx/Mxu+My/Myu<1
а в отчете F/Fu+Mx1/Mxu+My1/Myu<1, где Mx1=Mx+F*e0, My1=My+F*e0.
Ну вот все опять в куче... Что же это получается по вашему My1=My+F*e0 и F в формуле F/Fu+Mx/Mxu+My/Myu<1 одно и тоже чтоль?
Это же не разность вертикальных усилий в колонне а всего лишь усилие равное Aq*q где (даже если все и не симметрично...) копейки h0=0.13m a=b=0.4m
(0,13*(0,4+0,4+0,13) q=1т/м2 по сравнению с 1/2момента действующего в колонне...
Цитата:
внимание вопрос: кому верить?
P.S.
А верить нельзя никому...
A III вне форума  
 
Автор темы   Непрочитано 15.04.2008, 11:22
#17
Konstruktiv54


 
Регистрация: 31.01.2007
Новосибирск
Сообщений: 1,031
<phrase 1=


это простая операция переведения из см2 в м2, я в этих единицах всегда считаю а про Млок вы правы!!! спс! мой недочёт!
Только всё равно не проходит...в том расчёте, что я скинул, сечение колонны стояло 600х600...это я игрался, подбирал...

Последний раз редактировалось Konstruktiv54, 15.04.2008 в 11:30.
Konstruktiv54 вне форума  
 
Автор темы   Непрочитано 15.04.2008, 11:29
#18
Konstruktiv54


 
Регистрация: 31.01.2007
Новосибирск
Сообщений: 1,031
<phrase 1=


АIII, согласно цитате p_sh, как раз получается одно и тоже...ну никому нельзя верить, что за дела...
Konstruktiv54 вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 12:06
#19
MasterZim


 
Регистрация: 16.12.2005
Сообщений: 2,182


Цитата:
Сообщение от ShaRhaN Посмотреть сообщение
И хотелось бы просто услышать мнение инженеров, по поводу толщины 160мм? какие еще могут быть проблемы?
при пролете 6 метров и колонне 400х400 толщина безбалочного перекрытия 160 не пройдет. Тот прогиб 30 мм как насчитал? с учетом ползучести и трещин бетона? или только то что дал SCAD? Если эта цифра из SCAD то реальная величина прогиба плиты будет примерно втрое больше, то есть 9 см. Советую не мучаться и запроектировать как все делают - толщина перекрытия 200-220 мм, или балки по колоннам высотой примерно 450 мм и тогда толщина перекрытия 160 мм.
MasterZim вне форума  
 
Непрочитано 15.04.2008, 12:20
#20
FRANC

Проектирование
 
Регистрация: 17.03.2006
Нижний Новгород
Сообщений: 133


Интересно? Каким образом увеличивается площадь продавливания за счет продольных стержней?Как предствавить физически работу конструкции?
FRANC вне форума  
Ответ
Вернуться   Форум DWG.RU > Архитектура и Строительство > Конструкции зданий и сооружений > Железобетонные конструкции > Монолитное безбалочное перекрытие vs Продавливание

Размещение рекламы
Опции темы Поиск в этой теме
Поиск в этой теме:

Расширенный поиск


Похожие темы
Тема Автор Раздел Ответов Последнее сообщение
Нагрузка от перегородок на монолитное перекрытие MichaelBY Железобетонные конструкции 27 18.12.2014 14:27
монолитное балочное перекрытие с несъемной опалубкой sergei78 Железобетонные конструкции 22 16.02.2009 21:53
Монолитное перекрытие в бескаркасном здании Marymil Железобетонные конструкции 6 04.04.2008 20:57
Ребристое монолитное перекрытие в Лире Van Лира / Лира-САПР 31 16.07.2007 15:18
монолитное железобетонное безбалочное перекрытие surgic Железобетонные конструкции 3 25.12.2006 09:54