[akmal]

Есть жестко защемленный неразрезный ригель из двух пролетов:

- Расстояние между осями 4.0 и 4.8 метров соответственно.
- Сечение 400 на 400 мм.
- Арматура снизу и сверху по 4ф16 А400.
- Бетон марки М300.
- Нагрузка 6 тонн на п.м.

Я сам хоть и не инженер-конструктор, но все же попробовал проверить. Вычислил моменты по формулам М = 9ql²/128 (в пролете) и М = ql²/8 (на опоре). Получил следующие результаты:

- 4.0 метровый пролет: 117.68 kNm по краям сверху, 66.19 kNm по центру снизу.
- 4.8 метровый пролет: 169.46 kNm по краям сверху, 95.32 kNm по центру снизу.

Потом, на сайте webcad.pro, подобрал для каждого изгибающего момента нужную площадь арматуры:

- Для 117.68 kNm = 10.51 cm2
- Для 66.19 kNm = 5.58 cm2
- Для 169.46 kNm = 16.24 cm2
- Для 95.32 kNm = 8.29 cm2

А у меня, везде в ригелях по 8.04 cm2.

1. Правильно ли я посчитал и ригели недоармированы?
2. Если нет, то помогите пожалуйста, узнать какую максимальную нагрузку на п.м. способны нести эти ригели?

Спасибо.

[Grim]

Сообщение от akmal Правильно ли я посчитал

Нет.

Сообщение от akmal ригели недоармированы?

Смотря с какой стороны посмотреть. Без учета перераспределения усилий недоармированы. С учетом перераспределения усилий - доармированы тютелька в тютельку!

[lexa_3513330]

Сообщение от akmal - Нагрузка 6 тонн на п.м.

Не перебор ли? При таких скромных пролётах...

Сообщение от akmal Вычислил моменты по формулам М = 9ql²/128... (в пролете)

Эта формула для крайнего пролёта с шарниром с одного конца. У вас же - везде жёсткая заделка.

[RVNxDOM]

А что с поперечной арматурой? Шаг, диаметр, класс? Это тоже может быть слабым звеном.
Вообще лучше начинать со сбора нагрузок (т.к. не факт, что собрали верно). Потом уже проверять расчетом.
Но в рамках форума, вряд-ли можно количественно оценить.

Также результаты могут сильно различаться при учёте в работе кладки стены и без учёта. Но тут ещё важно положение пронюёмрв. В идеале надо считать пространственную схему

[Yuriy Petrovich]

Не понятно по фото. У вас там по средней продольной оси в точках пересечения ригелей опоры стоят? Если это так, то на вскидку нормально, хотя все равно хилое армирование. Еще неизвестно как вы анкерите эту арматуру на крайних опорах. Если же там нет опор, то все плохо, и даже значительное уменьшение нагрузки не приведет к хорошему результату. А почему такая большая нагрузка 6т/м.пог.? Мне кажется, что это частный жилой дом с подвалом. В таком случае, полная расчетная погонная нагрузка на этот ригель составит что-то около 4т/м2, при продольном шаге этих ригелей 4м. Но даже при такой нагрузке, при отстутсвии промежуточной стойки, все выглядит плохо.

[mainevent100]

Сообщение от Yuriy Petrovich по средней продольной оси в точках пересечения ригелей опоры стоят?

наверно, стоят с учетом исходных данных:

Сообщение от akmal Есть жестко защемленный неразрезный ригель из двух пролетов: - Расстояние между осями 4.0 и 4.8 метров соответственно.

Сообщение от akmal Вычислил моменты по формулам М = 9ql²/128 (в пролете) и М = ql²/8 (на опоре)

крайняя опора все-таки имеет защемление, думаю, с достаточным запасом можно считать момент на центральной опоре М = ql²/10=60*4,8*4,8/10=138 кНм (возможно, правильней брать пролет в свету между колоннами, тогда будет поменьше).
Допустимый момент 100 кНм. Отсюда допустимая нагрузка на ригель 6,0т/м * 100/138=4,35 т/м. Этого кажется вполне достаточно.

[akmal]

Сообщение от lexa_3513330 У вас же - везде жёсткая заделка.

Действительно! Не заметил. Для моего случая, когда жесткая заделка, ql2/12 и ql2/24 получается?

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от Yuriy Petrovich У вас там по средней продольной оси в точках пересечения ригелей опоры стоят?

Да. Железобетонные колонны, 400х400, бетон М300. Везде где выпуски арматуры, там с подушки идет армирование колонн + сверху в два этажа тоже будут колонны.

Сообщение от Yuriy Petrovich Еще неизвестно как вы анкерите эту арматуру на крайних опорах.

Слева загибом арматуры. А дальше арматура идет неразрывно даже после крайней правой опоры. Там где бетонные стены, будет еще и кладка в полтора кирпича. Насколько я понял, это жесткое защемление.

Сообщение от Yuriy Petrovich А почему такая большая нагрузка 6т/м.пог.?

Плиты (5 м2 * 0.8 т.) + 2 т. кладка в полтора кирпича в двух местах над ригелями. Есть места и в пол кирпича перегородки, и даже без стен. Но я взял случай с максимальной нагрузкой.

----- добавлено через ~26 мин. -----

Сообщение от mainevent100 возможно, правильней брать пролет в свету

А вообще на практике что берут? Пролет в свету или от оси до оси?

Сообщение от mainevent100 Допустимый момент 100 кНм. Отсюда допустимая нагрузка на ригель 6,0т/м * 100/138=4,35 т/м. Этого кажется вполне достаточно.

Достаточно, если нагрузка будет 4.35 т./м. Я правильно понял?

[Yuriy Petrovich]

Сообщение от akmal Да. Железобетонные колонны, 400х400...

Я почему-то уверен (или почти уверен), что у вас все нормально с конструктивом. Но ведь всякие там куэли в квадрате и на что-то деленные не отражают нормативного поведения конструкций. Требуется еще лишний раз перепроверить профессиональным тщательным расчетом по обоим предельным состояниям. Интересно еще как вы решили ф-ты и как и на что вы их считали. Судя по фото, грунтовые воды у вас залегают достаточно глубоко и сами грунты основания однородные и хорошие (?). А если вы здесь выложите схемки армирования рам и ф-ов, то получится более-менее понятная картинка по конструктиву. Почему-то мне кажется, что у вас сейсмоактивный район стр-ва (?).

[mainevent100]

Сообщение от akmal А вообще на практике что берут? Пролет в свету или от оси до оси?

по-моему, по учебнику при жестких опорах в свету; на практике чаще берут в осях в запас.

Сообщение от akmal Достаточно, если нагрузка будет 4.35 т./м. Я правильно понял?

да.
по сути предельный момент на опоре 100 кНм и в пролете 100 кНм, значит с учетом возможного перераспределения предельная нагрузка на ригель для пролета 4,8 м = (100+100)*8/4,8/4,8=69,4 кН/м.
то есть при нагрузке более 4,35 ригель может и потрещит на опорах, но будет спокойно себе держать. То есть

Сообщение от Grim С учетом перераспределения усилий - доармированы

[akmal]

Сообщение от Yuriy Petrovich Судя по фото, грунтовые воды у вас залегают достаточно глубоко и сами грунты основания однородные и хорошие (?). А если вы здесь выложите схемки армирования рам и ф-ов, то получится более-менее понятная картинка по конструктиву. Почему-то мне кажется, что у вас сейсмоактивный район стр-ва (?).

Вместо схем выложу лучше фотографию, потому что вместо одного слоя сетки под подушкой, мы сделали пространственный каркас:

- 8ф12 A500C.
- Хомуты ф8 с шагом 300 мм.



Центральные колонны:

- 8ф16 А400.
- Хомуты ф8 с шагом 10 см, в середине шаг 20 см.



Дальше армирование ригелей несущих по 8ф16, подвал, и схема этих же ригелей на верхних этажах.







Грунтовые воды глубоко, почва каменистая, и да, сейсмоактивный район строительства.

[Grim]

Кстати, симметричное армирование говорит о том, что конструкторы учитывали именно случай перераспределения усилий в балке,

[lexa_3513330]

Сообщение от Grim Кстати, симметричное армирование говорит о том, что конструкторы учитывали именно случай перераспределения усилий в балке

Либо о том, что никаких конструкторов не было

[akmal]

Сообщение от Grim Кстати, симметричное армирование говорит о том, что конструкторы учитывали именно случай перераспределения усилий в балке,

Нет, просто строителям было лень больше мерить и резать. Поэтому поставили цельные пруты где возможно. Я схему выложил. Появится когда пройдет модерацию.

[Grim]

Сообщение от akmal Нет, просто строителям было лень больше мерить и резать. Поэтому поставили цельные пруты где возможно. Я схему выложил. Появится когда пройдет модерацию.

Речь вообще не об этом.

[RVNxDOM]

Сообщение от Grim Кстати, симметричное армирование говорит о том, что конструкторы учитывали именно случай перераспределения усилий в балке,

Не было никаких расчётов, никаких конструкторов... Армировалось по убеждениям строителей. Это ИЖС, там расчётов никто никогда не делает. Даже при наличии проекта. Так исторически повелось.

[Бам]

Сообщение от RVNxDOM Не было никаких расчётов, никаких конструкторов... Армировалось по убеждениям строителей. Это ИЖС, там расчётов никто никогда не делает. Даже при наличии проекта. Так исторически повелось

Там проверочные расчёты - на полчаса работы обычному конструктору. А вот жадность заказчика это да, "так исторически повелось". Потом, правда, на форуме вот такие темы возникают...

[akmal]

Сообщение от RVNxDOM Не было никаких расчётов, никаких конструкторов... Армировалось по убеждениям строителей. Это ИЖС, там расчётов никто никогда не делает. Даже при наличии проекта. Так исторически повелось.

Расчеты были. И тот, кто назывался конструктором тоже был. Проект тоже есть. Там арматуры меньше, чем сейчас фактически заложено. Но я очень сомневаюсь в квалификации того, кто эти расчеты делал. Потому, что и в ригелях, которые лежат на стене, и на тех, которые просто висят, армирование одинаковое. Вот захотел перепроверить. Сейчас сложно кому-то просто поверить.

----- добавлено через ~6 мин. -----

Сообщение от RVNxDOM А что с поперечной арматурой? Шаг, диаметр, класс?

ф8 А240. Шаг хомутов 10 см по краям, и 20 см середине. По 1.5 метра.

[inzh.konstr]

Сообщение от akmal А вообще на практике что берут? Пролет в свету или от оси до оси?

По теории надо брать по центру приложения опорной реакции на опорах балки, то есть примерно по центру стены опирания балки

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от akmal Потому, что и в ригелях, которые лежат на стене, и на тех, которые просто висят, армирование одинаковое

Так что за ригели по стенам, нельзя ли просто стену на толщину ригеля сделать? Зачем там армировать как ригели, если можно просто продолжить армирование стен. Стена подвала там вся из монолитного ж/б. А уже ригели которые внутри помещений и висят в пролётах будут ригелями. Еще бы ригелями можно было бы считать по периметру, если бы они на какую-то кладку из кирпича опирались как монолитный пояс. А так там по периметру все сплошной бетон стены

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Yuriy Petrovich Не понятно по фото. У вас там по средней продольной оси в точках пересечения ригелей опоры стоят?

По картинках не видно, но выпуски есть под вышележащие колонны, поэтому в пересечениях ригелей, колонны под балками есть

----- добавлено через ~19 мин. -----

Сообщение от akmal Вот захотел перепроверить. Сейчас сложно кому-то просто поверить.

По прикидке 4шт. д.16 будут держать 8тс*м момент как минимум в такой балке 40х40см. А сам пролётный момент понятно что будет меньше идеального шарнира однопролетного ql2/8 и не меньше ql2/24 как при идеальной заделке обеих концов. Поэтому в пролете что-то среднее взять типо ql2/11..12, и оно подойдет и уже будет с неплохим запасом. На опоре так как не положили достаточно арматуры на значения которые близки к ql2/8 соответственно в пролете надо было бы больше кинуть арматуры. На практике возможно не будет такого предельного состояния в этих балках, при котором эти 4шт. д.16 сверху и снизу разорвет и балка треснет, разве что ригели плохо будут эксплуатируемы, то есть трещины и прогибы больше нормативных

[akmal]

Сообщение от inzh.konstr Так что за ригели по стенам, нельзя ли просто стену на толщину ригеля сделать?

Мне сказали, что это антисейсмический пояс. Чтобы спорить, мне уверенности/знаний не хватило.

Сообщение от inzh.konstr Зачем там армировать как ригели, если можно просто продолжить армирование стен.

Сами бетонные стены без арматуры. Если не считать арматуры 15 воображаемых колонн (по 4ф16), которые идут из подушки через стены подвала наверх. Тоже спрашивал почему так, сказали - не надо.

Сообщение от inzh.konstr Еще бы ригелями можно было бы считать по периметру, если бы они на какую-то кладку из кирпича опирались как монолитный пояс.

Знаю.

Сообщение от inzh.konstr По прикидке 4шт. д.16 будут держать 8тс*м момент как минимум в такой балке 40х40см. А сам пролётный момент понятно что будет меньше идеального шарнира однопролетного ql2/8 и не меньше ql2/24 как при идеальной заделке обеих концов. Поэтому в пролете что-то среднее взять типо ql2/11..12, и оно подойдет и уже будет с неплохим запасом.

Как я понял, с 4-метровыми пролетами никаких проблем нет. А с 4.8 метровыми есть. Они недоармированы для нагрузок выше 4.8 т. на п.м. А я собрал 6 т. на п.м:

- (6 + 4) / 2 = 5 м2 * 0.8 т. = 4 т. С одной стороны пролет 6 м., с другой 4 м. А максимальная нагрузка на плиты ПК 0.8 т. Поэтому так.
- 0.4 * 3 * 1.8 т. = 2 т./м. кирпичная кладка по проекту. В одном месте только.

В остальном да, 4.8 т. должно хватать.

----- добавлено через ~1 мин. -----
Спасибо всем, кто ответил. Вы все мне помогли с прояснением интересующихся меня вопросов.

[inzh.konstr]

Сообщение от akmal 0.4 * 3 * 1.8 т. = 2 т./м. кирпичная кладка по проекту. В одном месте только.

Учитывайте еще коэффициенты надежности по нагрузке для кладки с штукатуркой 1.3 можно взять, то есть уже 2,81тс/м.
Вес самой балки п.м. 0,4*0,4*2,5*1,1=0,44тс/м.
В итоге 4тс/м+2,81тс/м+0,44тс/м=7,25тс/м и 4,44тс/м в местах где не проходит кладка.

----- добавлено через ~10 мин. -----
Еще такую вещь вижу на картинках, что вы просто вертикальные стержни колонны воткнули в монолитную тонкую ленту фундамента, то есть анкеровки этой арматуры в теле фундамента нет? Или я ошибаюсь и вы делали вертикальную арматуру внизу с загибом на длину аркеровки?

Сообщение от akmal Тоже спрашивал почему так, сказали - не надо.

Конструктивно надо было бы арматуру кинуть вертикальную и горизонтальную, даже если и не надо по расчету, по минимальному проценту армирования для стен

[akmal]

Сообщение от inzh.konstr В итоге 4тс/м+2,81тс/м+0,44тс/м=7,25тс/м и 4,44тс/м в местах где не проходит кладка.

Ого. Наверное, придется под этим ригелем возвести стену, чтобы нагрузка сразу передавалась через нее на фунтамент. Спасибо.

Сообщение от inzh.konstr Еще такую вещь вижу на картинках, что вы просто вертикальные стержни колонны воткнули в монолитную тонкую ленту фундамента, то есть анкеровки этой арматуры в теле фундамента нет? Или я ошибаюсь и вы делали вертикальную арматуру внизу с загибом на длину аркеровки?

Нет. На 30 см только воткнуты. А это тоже влияет на несущую способность колонны? Я понял, что так неправильно и узнал про длину анкеровки как раз после того, как были воткнуты в бетон эти каркасы.

Сообщение от inzh.konstr Конструктивно надо было бы арматуру кинуть вертикальную и горизонтальную, даже если и не надо по расчету, по минимальному проценту армирования для стен

Вся арматура, которая есть в стенах, вот эти колонны. Ну и сверху по периметру "ригели".

[inzh.konstr]

Сообщение от akmal Ого. Наверное, придется под этим ригелем возвести стену, чтобы нагрузка сразу передавалась через нее на фунтамент. Спасибо.

То есть 7,25 на ригели по которым идут стены, 4,44 там где не идут. Возможно на практике не будут такие значения нагрузок, в нормативных документах есть даже такое что можно на балки нагрузки уменьшить введя некоторые коэффициенты сочетаний, и коэффициенты зависящие от грузовой площади, поскольку малая вероятность того, что вся площадь плиты будет загружена на всю расчетную нагрузку, и малая вероятность одновременного сочетания всех этих нагрузок вместе. Но лучше все таки учитывать полностью. Жаль что ригели залили уже.

Сообщение от akmal Нет. На 30 см только воткнуты. А это тоже влияет на несущую способность колонны? Я понял, что так неправильно и узнал про длину анкеровки как раз после того, как были воткнуты в бетон эти каркасы.

В зависимости от того как на чертежах сделано, если показано что арматура колонны воткнута в тело фундамента на 25-30см тогда ок, возможно там не такие усилия действуют чтобы нужна была анкеровка больше допустим значение 50d, но так на практике я бы не делал, и сделал бы еще загиб в плиту, то есть арматурный г-образный стержень который прямым участком допустим на 25см заходит в фундамент и потом еще на остальную часть.

На несущую способность в некотором случае влияет, поскольку инженер допустим закладывал сопряжение колонн и фундаментов жестким, получал по этим схемам усилия и армировал, соответственно воткнутые каркасы колонн на 25-30см в тело фундамента эту задумку не обеспечивают, соответственно жесткая заделка до определенного изгибающего момента и потом это уже шарнирная опора, так как вырвет эту арматуру из ленточного фундамента при каком-то предельном состоянии.

Сообщение от akmal Вся арматура, которая есть в стенах, вот эти колонны. Ну и сверху по периметру "ригели".

Ну ничего не поделаешь уже. Стены 400мм из бетона они массивные, но какое-то конструктивное армирование должно быть, хотя если они в расчетной схеме фигурируют как нагрузка, то есть заполнение между ж/б каркасом, тогда хорошо.

[Grim]

Сообщение от inzh.konstr Но лучше все таки учитывать полностью. Жаль что ригели залили уже.

Сообщение от inzh.konstr возможно там не такие усилия действуют чтобы нужна была анкеровка больше допустим значение 50d, но так на практике я бы не делал, и сделал бы еще загиб в плиту, то есть арматурный г-образный стержень который прямым участком допустим на 25см заходит в фундамент и потом еще на остальную часть.

Сообщение от inzh.konstr поскольку инженер допустим закладывал сопряжение колонн и фундаментов жестким, получал по этим схемам усилия и армировал, соответственно воткнутые каркасы колонн на 25-30см в тело фундамента эту задумку не обеспечивают, соответственно жесткая заделка до определенного изгибающего момента и потом это уже шарнирная опора, так как вырвет эту арматуру из ленточного фундамента при каком-то предельном состоянии.

Автор, беги! Тебе тут сейчас насоветуют "по фотографиям"!