[M300]

Всем привет

Объясните, пожалуйста, в каких случаях и на сколько надо уменьшать модуль упругости бетона при расчетах железобетонных конструкций. А то этот момент мне не очень понятен. Большое спасибо!

[мозголом из Самары]

Сообщение от M300 Что может вызвать в колонне изг момент 110 т*м??? при шаге колонн 6 м. Может сейсмика?

В схеме только вес конструкций и равномерно распределенная на верхний этаж.
А максимальный изгиб именно на первом этаже - пространственная работа каркаса, если посмотреть 2 этаж то момент на порядок меньше.

[Лоскутов Илья]

Сообщение от skam Поэтому поводу читал статью http://pk.napks.ru/library/compilati...11/p_28_32.pdf где сраванивали прогибы монолитных плит в лире в нелинейно постановке с экспериментом. В лире прогиб получился больше в 1.8 - 2 раза. Автор объяснил это тем, что в нелинейной лире не учитывается арочный эффект, что приводит к завышению прогибов.

Про плиты https://dwg.ru/lib/1449

[M300]

Подытожу. При расчете монолитного каркаса, понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения. То есть проверить по 2 ГПС. Если деформации превышают предельные, то увеличением армирования ситуацию не исправить. Надо либо добавлять связи, либо увеличивать сечение.
Грубо говоря, прежде чем производить подбор арматуры, надо определиться с расчетной схемой и жесткостями с пониженным модулем упругости.

[mainevent100]

мозголом из Самары, это реальный проект или наспех созданная схема для примера?
посмотреть повнимательней не было времени, бросилась в глаза вертикальная нагрузка 1930 тонн на колонну 800х800 мм. Сколько этажей? какой класс бетона и армирование?

Сообщение от M300 При расчете монолитного каркаса, понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения.

Да. Вроде как. Но https://dwg.ru/b/lis/95 - вот сюда посмотрите на всякий случай.

Сообщение от M300 То есть проверить по 2 ГПС

Не совсем точно. В ЖБ к 2ГПС относятся и трещины тоже. Плюс крены, осадки и т.д.

Сообщение от M300 Если деформации превышают предельные, то увеличением армирования ситуацию не исправить

Неверно.

Сообщение от M300 Надо либо добавлять связи

что? Какие именно связи? Связи с условным диском-землей или связи для увеличения жесткости здания? Возможно, вы имели ввиду "ставить дополнительные опоры, уменьшая пролеты"?

Сообщение от M300 либо увеличивать сечение

Либо снижать нагрузку. Подробности там же - в блоге Ильи.

[Lymus]

Сообщение от M300 понижая жесткости можно определить более близкие к реальности прогибы и горизонтальные перемещения

понижая модуль упругости, ты прямо пропорционально получаешь увеличение прогибов - это даже из твоих схемок видно.
Подвести итог, в моем понимании, можно такой - считать в упругой постановке и не терять время на весьма сомнительные нелинейности. А с пониженным модулем упругости, плита пролетом метров 10-12 будет иметь форму "простыни", хотя в реальности этого и рядом нет, при адекватной толщине.

[skam]

Сообщение от Lymus ты прямо пропорционально получаешь увеличение прогибов

Зависимость есть, но там не совсем прямая пропорциональность.

Сообщение от Lymus Подвести итог, в моем понимании, можно такой - считать в упругой постановке и не терять время на весьма сомнительные нелинейности.

Согласен, но например при больших пролетах лучше выполнить расчет в нелинейной постановке для определения прогибов. А для высотного здания рассмотреть вариант с 0.3 для гор-ных и 0.6 для вертикальных кций, чтобы получить перераспределение.

[M300]

Сообщение от s7onoff Возможно, вы имели ввиду "ставить дополнительные опоры, уменьшая пролеты"?

И это тоже.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Lymus А с пониженным модулем упругости, плита пролетом метров 10-12 будет иметь форму "простыни", хотя в реальности этого и рядом нет, при адекватной толщине.

Выходит, что ненужно обращать внимания на завышенные прогибы и уповать на "арочный эффект"?
А в экспертизе не заставят проверить прогиб с жёсткостью 0,3Eb?

[Rane]

Сообщение от non-live Вообще мы пришли к такому выводу: 1. если мы хотим подобрать арматуру в колоннах - плиты 0,3Е, стены 0,6Е, колонны 1,0Е

Прошли экспертизу, жилая секция, колонны сборные, ДЖ и плиты монолитные. Одним из пожеланий эксперта было понизить жесткости по СП 52 в плите и ДЖ, в колоннах не понижать так, как она сборная. Тут нет противоречия? Разве с сборном бетоне не протекают те же процессы, что и в монолитном, вынуждающие нас применять секущий модуль деформаций?

[mainevent100]

Сообщение от Rane так, как она сборная

вот все-таки, как плохо, когда люди начинают думать придумывать вместо того, чтобы читать

[Lymus]

Сообщение от M300 Выходит, что ненужно обращать внимания на завышенные прогибы и уповать на "арочный эффект"? А в экспертизе не заставят проверить прогиб с жосткостью 0,3Eb?

в doc файле Ильи Лоскутова расписано все с примерами из реальной практики по монолитным плитам.
В экспертизу принести можно что угодно, главное самому понимать что и как делал , а эксперты в большинстве своем проверить не могут им главное вывод написать что все окей и это их вполне удовлетворяет

[Лоскутов Илья]

Посмотрите еще эти темы. Уже обсуждались подобные вопросы.
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33903
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33609
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=4990
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101558

[Манифест]

Сообщение от Rane понизить жесткости по СП 52 в плите и ДЖ, в колоннах не понижать так, как она сборная. Тут нет противоречия?

формально противоречия нет (не знаю как с научніх точек зрения), єто требование прописано только в СП по монолиту, видел аналогичное замечание в расчетах по панельному дому

[мозголом из Самары]

Сообщение от mainevent100 мозголом из Самары, это реальный проект или наспех созданная схема для примера? посмотреть повнимательней не было времени, бросилась в глаза вертикальная нагрузка 1930 тонн на колонну 800х800 мм. Сколько этажей? какой класс бетона и армирование?

Это не реальный проект. В рассмотрении угловые колонны в разных углах 400*400, 500*500,700*700 и 800*800 , усилия меньше 500 т для колонны 500*500, 700*700 и 800*800 это приемлемые усилия, а вот момент в колонне 700*700 уже вызывает растяжение грани. И чем больше сечение тем больше момент и растяжение.
В колонне:
400*400 N=431 кН М=15 кНм е=1/11.5h
500*500 N=454 кН М=34 кНм е=1/6.68h
700*700 N=484 кН М=83 кНм е=1/4.1h
800*800 N=494 кН М=110 кНм е=1/3.6h
Растяжение грани начинается при превышение эксцентриситета 1/6h.
В реальных многоэтажных зданиях колонны нижнего этажа особенно крайние и угловые испытывают моменты гораздо большие чем от случайного эксцентриситета и не правильно утверждать, что этого нет.
А вот учет трещиностойкости нелинейным расчетом или ручным снижением Е уменьшать момент в них и армирование.

[mainevent100]

Сообщение от мозголом из Самары Это не реальный проект.

Предполагаю, что в Вашем не реальном проекте задано слабое основание и разности осадок фундаментной плиты не вписываются в нормы (иначе откуда взяться таким моментам).
К тому же, обычно фундаментная плита имеет консольный свес относительно крайних колонн, если добавите его, моменты в этих колоннах должны значительно упасть.

[gazon]

Сообщение от Rane Одним из пожеланий эксперта было понизить жесткости по СП 52

Так-то СП 52-103 вообще уже никуда не входит и может быть использован наравне с урочным положением графа де-Рошефора

Проблема-то наших норм в том, что описан алгоритм расчета, который практически невозможно осуществить. Если внимательно почитать, то СП 52-103 (и новый СП 63) нам говорил о том, что в принципе неважно какие жесткости назначать изначально: начальные или пониженные, все равно мы должны прийти к одному результату, так как после первой итерации пересчитаем все жесткости с учетом неупругих свойств ж.б. К сожалению, вторую итерацию можно сделать разве только для небольших зданий и в рамках НИР или специального поверочного расчета, а не в рамках процесса проектирования нового здания.

Таким образом, бодаться с экспертом действительно вряд ли нужно, так как закажет еще расчет с учетом реального армирования, ползучести (которая в СП дана на уровне того же детсада без привязки ко времени), нелинейности бетона. Я бы понизил бы модули как они хочут, и сделал бы красивые картинки. А если не проходит, то все равно сделал бы красивые картинки

[Daniil'85]

на реальных объектах, я не встречал еще конструктора кто бы проверял арматуру в нелинейной постановке

Элементарно, Ватсон. Получаем в расчетной модели опорный момент в 3 раза больше пролетного для плиты. Кладем на опоре ручками d10/200, наблюдаем как она течет, очевидно. Смотрим как перераспределяется момент в пролет, докидываем туда арматуры до d10/200. Ловим баланс и радуемся нормальному армированию плиты.
И не забываем что все это считается на огнестойкость.

[SergeyKonstr]

Ширину раскрытия трещин то же бдите?

[Daniil'85]

Сообщение от SergeyKonstr Ширину раскрытия трещин то же бдите?

В перекрытии - нет, только прогиб.

[SergeyKonstr]

А нормы разрешают нелинейный расчет без контроля ширины раскрытия трещин?