[Vovas_91]

Добрый день.
Избитая тема, но я так и не понял как отличить анкеровку и нахлестку, прошу помощи на конкретном примере.
https://disk.yandex.ru/i/Dk68JNxUb4i01w
С одной стороны на всех картинках пишут что это анкеровка.
С другой - анкеровка это когда напряжения перетекают с арматуры на бетон, а у нас усилие перетекает с арматуры плиты (оно на картинке не показано) на загнутный стержень и с него на арматуру колонны. Всё это через бетон. А передача усилия с арматуры на арматуру через тело бетона это нахлестка.
Вот я и задумался... Спасайте, коллеги!

П.С. В своих изысканиях дошел даже до бюллетеня №87, не говоря уже об обычной классике по жбк, но мне это не помогло увы тяжелый случай

[Бахил]

Сообщение от Vovas_91 а у нас усилие перетекает с арматуры плиты (оно на картинке не показано) на загнутный стержень и с него на арматуру колонны

А нафига? Пусть не перетекает. Шарнир поставь.

[kiberpank]

Если взять в качестве абстрактного примера растянутый стержневой элемент, то нахлëст стержней – это, по сути, взаимная анкеровка двух стержней одной половинки элемента в другую. Взятая с запасом. Причëм непосредственно в зоне перепуска анкерующая способность каждого стержня по отдельности ниже, т.к. второй стержень съедает поверхности окружающего бетона. Именно поэтому длина нахлëста больше длины анкеровки, т.е. это длина анкеровки с необходимой надбавкой.
Поэтому если я допускаю, что анкеруемый стержень ВНУТРИ опоры (в вашем случае - участок стержня колонны, находящийся в теле плиты) не будет полностью окружëн бетоном и будет подвязан к некгму другому стержню внутри этой опоры – я перестраховываюсь и делаю нахлëст. Работа стержня плиты и перетекание здесь не имеет никакого значения. Есть стержень колонны – и его анкеровки (в данном случае анкеровка взятая с запасом и равная длине нахлëста) должно быть достаточно. Принцип понятен?

[Vovas_91]

Сообщение от Бахил А нафига? Пусть не перетекает. Шарнир поставь.

Время идет, ты все не меняешься... Постоянство - признак мастерства, даже если ты троль)

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от kiberpank Если взять в качестве абстрактного примера растянутый стержневой элемент, то нахлëст стержней – это, по сути, взаимная анкеровка двух стержней одной половинки элемента в другую. Взятая с запасом. Причëм непосредственно в зоне перепуска анкерующая способность каждого стержня по отдельности ниже, т.к. второй стержень съедает поверхности окружающего бетона. Именно поэтому длина нахлëста больше длины анкеровки, т.е. это длина анкеровки с необходимой надбавкой. Поэтому если я допускаю, что анкеруемый стержень ВНУТРИ опоры (в вашем случае - участок стержня колонны, находящийся в теле плиты) не будет полностью окружëн бетоном и будет подвязан к некгму другому стержню внутри этой опоры – я перестраховываюсь и делаю нахлëст. Работа стержня плиты и перетекание здесь не имеет никакого значения. Есть стержень колонны – и его анкеровки (в данном случае анкеровка взятая с запасом и равная длине нахлëста) должно быть достаточно. Принцип понятен?

Если честно, то не очень.
Скажите коротко какую длину (L_анк или L_нахл) принять в теле колонны, а какую - в теле плиты?

[mainevent100]

Длина анкеровки в плиту и в колонну.
В колонну - при условии, что она сверху загружена вертикальной силой.
Если примыкание плиты покрытия к колонне верхнего этажа, то в колонну нахлестку

[Vovas_91]

Сообщение от mainevent100 Длина анкеровки в плиту и в колонну. В колонну - при условии, что она сверху загружена вертикальной силой. Если примыкание плиты покрытия к колонне верхнего этажа, то в колонну нахлестку

Ждал вашего ответа, коллега) Спасибо.

А почему в плитной части тоже анкеровка? там ведь стержень на стержень...

[tigra-18]

Сообщение от Vovas_91 Время идет, ты все не меняешься... Постоянство - признак мастерства, даже если ты троль)

- просто из любопытства - а как плита шириной 2-3-4 метров анкеруется на колонне сечением 0,4х0,4 метра . Приведенная артинка встратая какая-то по конструктивной схеме(там вроде капитель есть которая по соображениям старых норм д.б сжатым элементом), но в плиту нахлест должен быть, а в колонну конструктивная анкеровка.

[Vovas_91]

Сообщение от tigra-18 - просто из любопытства - а как плита шириной 2-3-4 метров анкеруется на колонне сечением 0,4х0,4 метра . Приведенная артинка встратая какая-то по конструктивной схеме(там вроде капитель есть которая по соображениям старых норм д.б сжатым элементом), но в плиту нахлест должен быть, а в колонну конструктивная анкеровка.

Вы ни разу не конструировали безбалочных каркасов? Я вижу момент в колонне, пытаюсь его воспринять. Вы не так делаете?
Капители от продавливания и для повышения жесткости

[mainevent100]

Сообщение от Vovas_91 там ведь стержень на стержень...

Верхняя арматура не по всей площади плиты ведь нужна…
По-правильному - заведение за точку теоретического обрыва (или как она там называется )
В общем смотрим в расчете расстояние от колонны, на котором фоновой арматуры не хватает; за эту точку заводим на длину анкеровки стержень усиления, который торчит из колонны как-то так.

[Vovas_91]

Сообщение от mainevent100 В общем смотрим в расчете расстояние от колонны, на котором фоновой арматуры не хватает; за эту точку заводим на длину анкеровки стержень усиления, который торчит из колонны как-то так.

Уловил. Спасибо

----- добавлено через ~12 мин. -----
А в случае фундамента как следует понимать?
Я так прикинул и пришел к выводу двух вариантов:
первый - это когда усилие постоянное и соответственно стык (разрыв) арматурных стержней нужно компенсировать нахлесткой. Другими словами с гнутых монтажных стержней на фоновое армирование колонны усилия перетекают по длине нахлеста обеспечивая, при этом, равнопрочность.
второй - это когда усилие затухает/находится только в сечении и, соответственно, нет смысла обеспечивать равнопрочность за счет нахлеста. Поэтому, мы обеспечиваем анкеровку конкретного диаметра за "точкой обрыва".

Вар№1 https://disk.yandex.ru/i/fgd_Vro9oigp6A

Вар №2 https://disk.yandex.ru/i/gvWSrcclm45OOw

П.С. Что касается заведения в фундамент то там всегда анкеровка. Пожалуй это самое понятное в этой теме))) Передача усилия с арматуры на бетон.

[МиниДэн]

Сообщение от Vovas_91 Вы ни разу не конструировали безбалочных каркасов? Я вижу момент в колонне, пытаюсь его воспринять. Вы не так делаете? Капители от продавливания и для повышения жесткости

Добрый день!
Мне кажется, Вы слишком категоричны. В скинутом Вами узле действительно не жесткое сопряжение в связи с несоразмерностью жесткостей перекрытия и колонны. Вы и узел то здесь не организуете жесткий нормальный.
Конечно, это будет не чистый шарнир, но узел ближе к шарнирному, по моему мнению, нежели к жесткому.
В своей практике задавал пару вариантов в расчетной схеме: с чистым шарниром и с узлом ограниченной жесткости. И по худшему случаю конструировал все конструкции.

Может Вам тоже рассмотреть вариант организации узла конечной жесткости?

[Vovas_91]

Сообщение от МиниДэн Вы слишком категоричны

Работать надо, а не теоретизировать. Какие еще конечные жесткости в ЖБ? вы смеетесь что-ли? Какой по факту получится узел я не знаю. Я получил усилия, на них была подобрана арматура. Всё.
П.С. Ну и так для справки - когда решается МКЭ задача, в узле соединения плиты и колонны, машина вкурсе какая жесткость у колонны на поворот и, в соответствии с ее жесткостью, туда направляет конкретные усилия.

[Бим]

Воспринимают стержни усилие и нужна их непрерывность - нахлестка, не нужны за теоретической точкой обрыва - анкеровка.

[Vovas_91]

Сообщение от Бим Воспринимают стержни усилие и нужна их непрерывность - нахлестка, не нужны за теоретической точкой обрыва - анкеровка.

Спасибо, очень точно и лаконично, как мне кажется. Прямо близко к сути... Начинает доходить))
То есть вы согласны с моими предположениями в посте #10?

[МиниДэн]

Сообщение от Vovas_91 Работать надо, а не теоретизировать. Какие еще конечные жесткости в ЖБ? вы смеетесь что-ли? Какой по факту получится узел я не знаю. Я получил усилия, на них была подобрана арматура. Всё. П.С. Ну и так для справки - когда решается МКЭ задача, в узле соединения плиты и колонны, машина вкурсе какая жесткость у колонны на поворот и, в соответствии с ее жесткостью, туда направляет конкретные усилия.

Проблема в том, что если Вы заармируете плиту покрытия из предположения, что узел жесткий, когда пойдет работа конструкции под нагрузкой, в зоне стыка образуется трещина, и момент из опоры уйдет в пролет. А пролетная зона у Вас будет недоармированна.
Именно поэтому и советую Вам рассмотреть данный узел ограниченным по жесткости. Конструируйте его себе жестким, если хотите, главное не забудьте правильно заармировать плиту в пролетной зоне.

[Alkor527]

В любой точке конструкции, где усилие воспринимается арматурой, должна быть обеспечена анкеровка этой арматуры, либо обеспечена ее непрерывность нахлесткой.

Сообщение от Vovas_91 Вар №2 https://disk.yandex.ru/i/gvWSrcclm45OOw

Это не жесткий узел

[МиниДэн]

Сообщение от Vovas_91 Я получил усилия, на них была подобрана арматура. Всё

Дублирую сообщение, почему-то не пропускает модератор.


В связи с тем, что Вы замоделировали узел жестко, максимальный момент в плите получился в опорной зоне.
Когда пойдет работа конструкции под нагрузкой, образуется трещина в месте стыка плиты и колонны и момент уйдет в пролетную зону и плита окажется недоармированна.
Узел конструируйте жестким, если хотите, но не забудьте и о плите.

[Vovas_91]

Сообщение от Alkor527 Это не жесткий узел

А что не так? анкеровка выполнена приваркой пластины.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от МиниДэн если Вы заармируете плиту покрытия из предположения, что узел жесткий

Я не пытаюсь назвать или сделать узел жестким или шарнирным. Это в стальном каркасе не просто. Про ЖБ я вообще молчу. Я просто получаю усилия и на них армирую. Получил усилия, к которым подобралось 20см2 арматуры - поставил. Все просто.
На счет перетекания момента - такое может быть, конечно. Но я думаю, это не смертельно. Все потому, что угол поворота в месте пересечения колонны и плиты не нулевой. Машина в курсе о жесткости колонны и ее недостаточности для того чтобы защемить супержестко плиту. Поэтому она поворачивает оголовок, рождает какие то усилия, остальное улетает в пролет. Где я не прав?
И как вы предлагаете

рассмотреть данный узел ограниченным по жесткости

это сделать? чисто технически?

[Alkor527]

от верхней грани фундамента в колонну не может быть просто Lанк

Сообщение от Vovas_91 торой - это когда усилие затухает/находится только в сечении и, соответственно, нет смысла обеспечивать равнопрочность за счет нахлеста. Поэтому, мы обеспечиваем анкеровку конкретного диаметра за "точкой обрыва".

Где эта "точка"? Не на верхней грани фундамента ведь, а где то в теле колонны. Ее нужно сначала вычислить, а уже к ней добавить Lанк.
Никто этими вычислениями обычно не заморачивается, поэтому принимают всегда в запас в как в варианте 1 от верхней грани фундамента в тело колонны Lнахл.

[Vovas_91]

Сообщение от Alkor527 Где эта "точка"? Не на верхней грани фундамента ведь, а где то в теле колонны. Ее нужно сначала вычислить, а уже к ней добавить Lанк.

Строго говоря - да. Согласен. Но по факту у меня выпуска по 1.5метра. Эпюра обнуляется на высоте 2.0 метра. Ну пол метра возьмут на себя угловые стержни самой колонны. Мне нужно было принцип понять. Я думаю я понял. В детали уводить разговор не будем.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Alkor527 Никто этими вычислениями обычно не заморачивается, поэтому принимают всегда в запас в как в варианте 1 от верхней грани фундамента в тело колонны Lнахл.

ок

[WS1984]

Сообщение от Vovas_91 Мне нужно было принцип понять.

Принцип такой, что вы считаете жб колонну, у вас работает и бетон и арматура на усилия. Бетон колонны передает торцом колонны усилие сжатия на бетон плиты. А арматура колонны не может так передавать, ей нужно войти в тело плиты, передав усилие по длине анкеровки. Так же и наоборот - про выпуски из плиты

[Vovas_91]

Сообщение от WS1984 Принцип такой, что вы считаете жб колонну, у вас работает и бетон и арматура на усилия. Бетон колонны передает торцом колонны усилие сжатия на бетон плиты. А арматура колонны не может так передавать, ей нужно войти в тело плиты, передав усилие по длине анкеровки. Так же и наоборот - про выпуски из плиты

Если вы понимаете всю химию я рад. Но объясняете вы плохо) сорри)

[WS1984]

Сообщение от Vovas_91 Но объясняете вы плохо) сорри)

Хотел на простом языке, не получилось))

[Tyhig]

По краям плит ставят балки от наружных стен и чтобы 1,5 м не получалось.
Везде нахлёст.
Обетонирование последних 1,5 м - сквозь установленные выпуски через наклонный щит-корыто.
Отсутствует армирование по верху плиты в другой плоскости, асли неравные пролеты.

[Бим]

Сообщение от Vovas_91 Спасибо, очень точно и лаконично, как мне кажется. Прямо близко к сути...

Еще проще: передаете усилия с одного стержня другому - нахлестка, со стержня на бетон - анкеровка. Где тут путатся?

[Vovas_91]

Сообщение от Бим Еще проще: передаете усилия с одного стержня другому - нахлестка, со стержня на бетон - анкеровка. Где тут путатся?

Есть где...))) иначе не было бы столько холиваров.
Вы на вопрос ответите? в прошлом посте задал.

[Skovorodker]

Сообщение от Vovas_91 Вы ни разу не конструировали безбалочных каркасов? Я вижу момент в колонне, пытаюсь его воспринять. Вы не так делаете?

Надо смотреть можно ли в принципе конструктивно реализовать жесткий узел - эти гнутые стержни должны загибаться с радиусом 10d, при этом под ними толщины бетона должно хватать (h0 должно быть достаточным).

По факту, ни разу не видел, чтобы арматуру погнули правильно, хоть везде в обпишись в чертежах предупреждениями, все равно не соблюдают. Лично для себя решил, такие узлы (колонна - плита, колонна - балка) считать дополнительно как шарнирные и исходя из этого подбирать нижнюю арматуру.

[Лоскутов Илья]

Offtop:

Сообщение от Skovorodker Надо смотреть можно ли в принципе конструктивно реализовать жесткий узел - эти гнутые стержни должны загибаться с радиусом 10d, при этом под ними толщины бетона должно хватать (h0 должно быть достаточным). По факту, ни разу не видел, чтобы арматуру погнули правильно, хоть везде в обпишись в чертежах предупреждениями, все равно не соблюдают. Лично для себя решил, такие узлы (колонна - плита, колонна - балка) считать дополнительно как шарнирные и исходя из этого подбирать нижнюю арматуру.

В принципе даже если жесткий узел на опоре запроектирован как жесткий в соответствии со всеми конструктивными требованиями, то примерно 30% момента все равно переходит в пролет. Исследования еще времен СССР. Где то тут на форуме уже выкладывал. Но шарнир - перебор ИМХО

[SetQ]

Сообщение от Бим Еще проще: передаете усилия с одного стержня другому - нахлестка, со стержня на бетон - анкеровка. Где тут путатся?

Ещё проще: если стержень окружён со всех сторон бетоном, то это анкеровка, а если рядом лежит стержень и "съедает" 1/5 площади сцепления стержня с бетоном - то это "нахлёст" вне зависимости от того, кто кому передаёт какое усилие; длина анкеровки, когда рядом со стерженем что-нибудь лежит, всегда будет больше, чем когда вокруг один бетон, а усилие, если нет сварки, стержень может передать только на бетон.

[Vovas_91]

Сообщение от Лоскутов Илья Offtop: В принципе даже если жесткий узел на опоре запроектирован как жесткий в соответствии со всеми конструктивными требованиями, то примерно 30% момента все равно переходит в пролет. Исследования еще времен СССР. Где то тут на форуме уже выкладывал. Но шарнир - перебор ИМХО

Спасибо за комментарий. Как всегда грамотно.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от SetQ Ещё проще: если стержень окружён со всех сторон бетоном, то это анкеровка, а если рядом лежит стержень и "съедает" 1/5 площади сцепления стержня с бетоном - то это "нахлёст" вне зависимости от того, кто кому передаёт какое усилие; длина анкеровки, когда рядом со стерженем что-нибудь лежит, всегда будет больше, чем когда вокруг один бетон, а усилие, если нет сварки, стержень может передать только на бетон.

Проще когда букв меньше, а смысла больше.
Но вы сказали о самой сути, я так понял. Что увеличение длины нахлеста относительно длины анкеровки связано с отсутствием бетона вокруг арматуры. Это важно понимать. Спасибо.

----- добавлено через ~39 мин. -----

Сообщение от Skovorodker Надо смотреть можно ли в принципе конструктивно реализовать жесткий узел - эти гнутые стержни должны загибаться с радиусом 10d, при этом под ними толщины бетона должно хватать (h0 должно быть достаточным). По факту, ни разу не видел, чтобы арматуру погнули правильно, хоть везде в обпишись в чертежах предупреждениями, все равно не соблюдают. Лично для себя решил, такие узлы (колонна - плита, колонна - балка) считать дополнительно как шарнирные и исходя из этого подбирать нижнюю арматуру.

О радиусе гнутья я вообще не думаю, а просто вижу - стержень либо поместиться с этим радиусом либо нет. Текла все наглядно показывает.
На счет шарниров/жестких узлов - я уже говорил, и честно говоря не понимаю вас, коллеги - к чему разговоры в контексте жесткий/шарнирный узел? ясно ведь, что все узлы с конечной жесткостью. Какая она будет точно в реальной конструкции - одному богу известно. Однако, эта жесткость учтена введением коэффициентов 0.6/0.3 и всякое такое...
Моя задача лишь заармировать сечение чтобы оно понесло этот момент. А какой именно момент - это решает МКЭ в зависимости от соотношения жесткостей и прочей математики. Я же не армирую под момент ql^2/12 как в абсолютно-жесткой заделке. Мне кажется всё логично.

[SetQ]

Возможно, длины такие, как во вложении (смотря от какого сечения отмерять).

[Vovas_91]

Сообщение от SetQ Возможно, длины такие, как во вложении (смотря от какого сечения отмерять).

Да, спасибо за версию. Посещали такие же мысли... По сути явления, я думаю вы правы . По факту придется принимать все стержни по длине нахлестки ибо унификация по худшему варианту (ну и чтобы не перепутали)...

[Лоскутов Илья]

Offtop:

Сообщение от Vovas_91 Моя задача лишь заармировать сечение чтобы оно понесло этот момент. А какой именно момент - это решает МКЭ в зависимости от соотношения жесткостей и прочей математики. Я же не армирую под момент ql^2/12 как в абсолютно-жесткой заделке. Мне кажется всё логично.

Решает не МКЭ, а пользователь. Столько копий сломано уже:
https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33903
https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=83122
https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=139207
https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=160702
https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=4990

А сколько еще сломают )))

[mainevent100]

Сообщение от SetQ Ещё проще: ... если рядом лежит стержень и "съедает" 1/5 площади сцепления стержня с бетоном - то это "нахлёст"

а я не согласен в сечении может оказаться много конструктивной рядом расположенной арматуры, которая будет "съедать" периметр анкеруемого стержня

Сообщение от SetQ Возможно, длины такие, как во вложении

так вот не логично же )

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Лоскутов Илья А сколько еще сломают )))

бесполезно уже ломать )) Vovas_91 правильно сказал

Сообщение от Vovas_91 Какая она будет точно в реальной конструкции - одному богу известно

в нормах до сих пор не смогли дать ничего конкретного - значит несущественный вопрос

[drumbasser]

В случае как на картинке из Теклы и то и то длина нахлеста. Потому что вам нужно не только заанкеровать плиту в колонне, но и вертикальную арматуру по внешней гране колонны в плите.

[Vovas_91]

Сообщение от mainevent100 а я не согласен в сечении может оказаться много конструктивной рядом расположенной арматуры, которая будет "съедать" периметр анкеруемого стержня

Есть такой прием - вознесение до предела. Если представить, что вокруг анкеруемого стержня установлено еще 6 стержней. Я думаю, очевидно, что сила с которой выдернется стержень будет раз в 5 меньше чем расчетная.
Поэтому логика была правильная, имхо. Как там на самом деле и в каких случаях что принимать - каждый решит сам. Главное чтобы мы смотрели в одну сторону, а уж нюансы у каждого свои могут быть.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от drumbasser В случае как на картинке из Теклы и то и то длина нахлеста. Потому что вам нужно не только заанкеровать плиту в колонне, но и вертикальную арматуру по внешней гране колонны в плите.

Четче мысли формируйте. Ничего не понятно.

[drumbasser]

Сообщение от Vovas_91 Четче мысли формируйте. Ничего не понятно.

Уоля

[Vovas_91]

Сообщение от drumbasser Уоля

Ну согласен, если правильно понял.
В сечении действует момент. Момент надо воспринять в двух местах:
на обрезе в колонне по низу плиты
на обрезе в плите по боковой гране колонны
За эти грани заводим арматуру на длину нахлеста.

[drumbasser]

Сообщение от Vovas_91 За эти грани заводим арматуру на длину нахлеста.

Все верно поняли.

Первая картинка для высокого ригеля, когда хватает анкеровки арматуры колонны в ригеле.
Вторая картинка комбинированный вариант. Нравится больше за счет того что перекрываем опасное наклонное сечение и перехлестом с колонной гарантируем себе спокойный сон.

[Бим]

Сообщение от Vovas_91 То есть вы согласны с моими предположениями в посте #10?

Сообщение от Vovas_91 Вы на вопрос ответите? в прошлом посте задал.

Слишком путанно и усложненно, течет что-то... ))) Железобетон, конечно, композитный материал, но как-то проще понять его работу по отдельности составляющих. Нахлестка - это про арматуру, анкеровка - про передачу напряжений на бетон. Я только об этих терминах.

[Skovorodker]

Сообщение от drumbasser Все верно поняли. Вторая картинка для высокого ригеля, когда хватает анкеровки арматуры колонны в ригеле.

Offtop: Хорошую тему подняли.
Если у нас нет особого пригруза сверху (пусть верхний этаж), и шов бетонирования по низу ригеля (что естественно), разве будет этот узел жестким? Не должно быть здесь именно нахлеста арматуры ригеля с арматурой колонны?

----- добавлено через ~6 мин. -----

Сообщение от Vovas_91 На счет шарниров/жестких узлов - я уже говорил, и честно говоря не понимаю вас, коллеги - к чему разговоры в контексте жесткий/шарнирный узел? ясно ведь, что все узлы с конечной жесткостью. Какая она будет точно в реальной конструкции - одному богу известно. Однако, эта жесткость учтена введением коэффициентов 0.6/0.3 и всякое такое...

Смотрите, вы ставите эти гнутые стержни исходя из расчета, они не конструктивные, то есть сколько вам расчетный комплекс показывает столько и ставите, предположим их сечение используется близко к 100% и если вы не обеспечиваете полностью все конструктивные требования (а именно, в первую очередь радиус загиба), то соответственно они уже не понесут 100% усилия (по крайней мере формально, по нормам), то есть усилия перераспределятся на нижнюю арматуру, соответственно ее потребуется побольше.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Лоскутов Илья Но шарнир - перебор ИМХО

для узла колонна-плиты совсем имхо не перебор (ну добавка нижней арматуры скорей всего в этом случае будет незначительной)

[Vovas_91]

Сообщение от Skovorodker Смотрите, вы ставите эти гнутые стержни исходя из расчета, они не конструктивные, то есть сколько вам расчетный комплекс показывает столько и ставите, предположим их сечение используется близко к 100% и если вы не обеспечиваете полностью все конструктивные требования (а именно, в первую очередь радиус загиба), то соответственно они уже не понесут 100% усилия (по крайней мере формально, по нормам), то есть усилия перераспределятся на нижнюю арматуру, соответственно ее потребуется побольше.

Базара нол, как говориться Понимая это, я имею запас по площади арматуры процентов 10-20 в опорной зоне. Ну и конечно я не армирую по самому минимум нижнюю зону в пролете...
Ну и в конце концов ответственные объекты считаются в физнелине (фрагмент перекрытия), который учитывает, уже более точно, все эти перераспределения и прочие перетекания. Так вот, по опыту, не увидел я разительных отличий между линейной схемой и нелинейной. Деформации и усилия отличаются в пиках максимум на 15-20%, фоновое линейное армирование в основном избыточно.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Skovorodker (ну добавка нижней арматуры скорей всего в этом случае будет незначительной)

ну а что тогда разговор затевали? мы тут о серьезном, панимаш...

[Skovorodker]

Сообщение от Vovas_91 ну а что тогда разговор затевали? мы тут о серьезном, панимаш...

тогда зачем в принципе эти загнутые стержни ставите?

----- добавлено через ~10 мин. -----

Сообщение от floston Проконсультируйтесь с опытными специалистами: Если у вас остаются сомнения, обратитесь к опытным проектировщикам или преподавателям, которые могут дать вам более глубокое понимание. Надеюсь, это поможет вам разобраться в вопросе!

Спасибо вам, чат GPT! Вы помогли нам разобраться в этом вопросе!

[WS1984]

Сообщение от drumbasser Уоля Миниатюры *

Не правильно. Зачем тут тройная длина нахлеста?

[drumbasser]

Сообщение от WS1984 Не правильно. Зачем тут тройная длина нахлеста?

для того чтобы вы могли сами убрать ту часть которая лишняя это же эскиз. А если вы догадались что арматуру в зоне пересечения колонны и плиты можно убрать , это же замечательно)
Кстати красивая картинка почему я люблю 1 и 3 вариант

[Skovorodker]

Offtop: К сожалению, спамер-чатGPT испортил хорошую тему.
Давайте продолжим.

Во всяких книгах и пособиях по ж.б. вот такой узел колонна-балка (см. рис.) рассматривают как жесткий.
Разве можно считать его жестким, особенно если сверху колонна не пригружена (верхний этаж), как считаете?

[Alkor527]

Смотря какая колонна и какая балка. Если их сечение и армирование сопоставимы, то нельзя.
Если колонна значительно массивнее балки, то наверное можно.

[drumbasser]

Обычно такой узел дается для случая малых эксцентриситетов ,по моему менее 0,25h. Если чуть выше посмотрите я там прикладывал траектории напряжений в рамном узле. Вообще пытался найти формулу которая позволит посчитать эти напряжения чтобы понимать есть ли необходимость обеспечивать нахлест либо хватает анкеровки как на вашей картинке.

[Skovorodker]

Сообщение от drumbasser Обычно такой узел дается для случая малых эксцентриситетов ,по моему менее 0,25h.

Откуда эта инфа?

[WS1984]

Сообщение от Skovorodker Разве можно считать его жестким, особенно если сверху колонна не пригружена (верхний этаж), как считаете?

Почему нет? Если такой анкеровки хватает (до нижней грани балки/плиты), значит верхнее армирование незначительное, значит момент небольшой.
Хорошо, если нет, то вы задаете его как шарнирным что-ли? И не кладете опорную арматуру (кроме фоновой), всю доп. только в пролете?

[Skovorodker]

Сообщение от WS1984 Почему нет? Если такой анкеровки хватает (до нижней грани балки/плиты), значит верхнее армирование незначительное, значит момент небольшой.

Ну а если требуется побольше анкеровка, завести ниже ригеля, что принципиально меняется?

Сообщение от WS1984 Хорошо, если нет, то вы задаете его как шарнирным что-ли? И не кладете опорную арматуру (кроме фоновой), всю доп. только в пролете?

Опорную арматуру кладу, только и пролетную кладу исходя из чистого шарнира (но в том числе и по другой причине - не могут арматуру погнуть по необходимому радиусу).

[Vovas_91]

Сообщение от Skovorodker тогда зачем в принципе эти загнутые стержни ставите?

Не понял вопроса. Чтобы момент воспринять опорный)

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Skovorodker Опорную арматуру кладу, только и пролетную кладу исходя из чистого шарнира (но в том числе и по другой причине - не могут арматуру погнуть по необходимому радиусу).

Мне кажется у вас какие то фобии связанные с этими радиусами и в связи с этим вы начинаете городить огород в виде шарниров каких то не понятных, переармирования нижней зоны и недоармирования верхней...
Главное чтобы арматура не выскочила в принципе из бетона (наличие анкеровки) и чтобы не оторвалась (прочность). Остальное вторично. В рамках разумного.

[Алексей_Л.]

Сообщение от SetQ Возможно, длины такие, как во вложении (смотря от какого сечения отмерять).

Почему Вы для плиты анкеровку отмеряете от внутренней грани колонны, а для колонны НЕ отмеряете анкеровку от нижней грани плиты/капители?

[SetQ]

Сообщение от Алексей_Л. НЕ отмеряете анкеровку от нижней грани плиты/капители

Там в скобочках примечение - (смотря от какого сечения отмерять), смотря какой замысел по армированию колонны, смотря в каком сечении какая требуется расчётная арматура - в общем случае; в частном - от низа до верха плиты красная арматура ничего не армирует, плита не изгибается поперёк своего торца, впрочем, как и поперёк торца колонны, можно продлить красную дальше и получить что-то общепринятое как в п. 46.

[Axe-d]

Сообщение от Skovorodker Offtop: К сожалению, спамер-чатGPT испортил хорошую тему. Давайте продолжим. Во всяких книгах и пособиях по ж.б. вот такой узел колонна-балка (см. рис.) рассматривают как жесткий. Разве можно считать его жестким, особенно если сверху колонна не пригружена (верхний этаж), как считаете?

там надо смотреть на эксцентриситет в стойке. При малом (до 0,25h₀) можно.

[drumbasser]

Как-то так. Я почему ту картинку с напряжениями выше приложил. В идеале можно в МКЭ проверить как узел работает, тогда мы понимаем от какой точке надо выполнять анкеровку

[Skovorodker]

Сообщение от Axe-d там надо смотреть на эксцентриситет в стойке. При малом (до 0,25h₀) можно.

Ок, а где про это почитать? Просто ядро сечения прямоугольника меньше, чем 0,25h₀

Сообщение от Vovas_91 Не понял вопроса. Чтобы момент воспринять опорный)

так опять - если этот узел сделан с наущением конструктивных требований, соответственно эта арматура не понесет 100% усилий (по крайней мере формально), а часто арматуру умудряются гнуть вообще как кочергу (просто буква Г без радиуса), в этом случае можно считать он вообще ничего не несет, соответственно все усилия с верхней перераспределятся на нижнюю арматуру. Скорей всего для плиты это надбавка будет небольшой, но и не копеечной, чтобы ей можно было бы пренебречь.

Насчет фобий. Побывайте на стройках, они у вас тоже появятся. )

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от drumbasser Как-то так. Я почему ту картинку с напряжениями выше приложил. В идеале можно в МКЭ проверить как узел работает, тогда мы понимаем от какой точке надо выполнять анкеровку

о, увидел про 0,25h₀. Откуда эта картинка?

[Vovas_91]

Сообщение от Skovorodker а часто арматуру умудряются гнуть вообще как кочергу (просто буква Г без радиуса), в этом случае можно считать он вообще ничего не несет

C какого перепугу то? У вас что не вариант так крайность. То шарнир, то полностью не несет. Мне не близко это.
Ладно я понял вас. Ничего не навязываю.

Сообщение от Skovorodker Насчет фобий. Побывайте на стройках, они у вас тоже появятся.

Я прежде чем в проектирование пришел, отработал 4 года на стройке. Может быть поэтому наши фобии так сильно отличаются )

[Axe-d]

Сообщение от Skovorodker о, увидел про 0,25h₀. Откуда эта картинка?

Голышев. Справочник ЖБК, 1990

[gorbun]

Вброшу вам на вентилятор )))

5.2.5.6 Такие объекты строительной механики как стержни, пластины и оболочки отличаются в расчетном плане от соответствующих объемных тел, тем что в них вводятся допущения относительно распределения относительных деформаций в поперечных сечениях. Для стержней это гипотеза плоских сечений; для тонких пластинок и оболочек - гипотеза прямых нормалей. В окрестностях опор и разного рода сосредоточенных воздействий эти допущения нарушаются. Поэтому напряженное состояние в этих местах вычисляется с погрешностями в сторону завышения усилий и напряжений. В связи с этим, например, возникающие в элементах перекрытия в пределах сечения примыкающей колонны или стены являются недостоверными и их можно не учитывать. В таких местах достоверными можно считать усилия в элементах перекрытия, расположенные не ближе 1-2 толщин плиты перекрытия от опоры.
Методическое пособие БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ. НЕЛИНЕЙНЫЕ РАСЧЕТЫ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ Москва 2017 г.

А вы тут копья ломаете жёсткий не жёсткий, шарнир не шарнир )))

[seregaxxl]

Сообщение от Skovorodker Разве можно считать его жестким, особенно если сверху колонна не пригружена (верхний этаж), как считаете?

По-моему всё очевидно. Разве нет? Нет стены сверху - шарнир а расч сечение внузу. Есть - значит жёсткий и расч сечение слева. Для первого случая узел неверный так как арматура должна быть заведена на длину анкеровка за расчётное сечение

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от Vovas_91 А передача усилия с арматуры на арматуру через тело бетона это нахлестка.

Это часто за уши притягивают какую-то там передачу усилия... Вопрос на смекалку: вы когда расчёт делаете то определяете усилия в арматуре или в сечении? Короче, железобетон это композитный материал и длина анкеровки это всегда максимальная длина, увеливать её нет никакого смысла. Нахлёст это 2 анкеровки в случае стыковки арматуры если расчётное сечение в середине по оси стыка. А если вы выпуски из плиты в колонну сделаете на длину нахлёста, то это просто тупо будет ведь анкеровка это уже такая длина при которой арматура не выдернится, а порвётся. Короче логику включать нада.

[mainevent100]

Сообщение от seregaxxl Нет стены сверху - шарнир..... арматура должна быть заведена на длину анкеровка за расчётное сечение

а поподробней, что куда и насколько заводить надо при шарнире?

Сообщение от seregaxxl Короче логику включать нада.

ага

[seregaxxl]

Сообщение от mainevent100 куда и насколько заводить надо при шарнире?

блин заговорился Короче шоб не было шарнира при отсутствии стены ) сечение в др месте

[Skovorodker]

Сообщение от seregaxxl блин заговорился Короче шоб не было шарнира при отсутствии стены ) сечение в др месте

Ок. А почему на длину анкеровки, а не нахлеста? )

[seregaxxl]

Сообщение от Skovorodker Ок. А почему на длину анкеровки, а не нахлеста? )

Потому

[Ильнур]

До какого размера отверстия в зоне капители не критичны? Я понаделал капителей (практически без поперечного армирования), а все норовят пропустить трубы и т.д. Политически понятно, что тут бы нефиг дырявить, но интуитивно также понятно, что кое-какие отверстия не испортят имущество.

[Tyhig]

Правильно так.

Критичные все любые отверстия.


1 Сориентироваться на местном рынке. Узнать сколько местные жб передают несущей способности на поперечку.
В идеале, в узле всю силу должен нести бетон. Поперечка конструктивно сверх Кисп.
По факту в Питере переармируют продавливание. Дают до 100% на бетон + до 200-300% на поперечку = до 400% на нагрузку в 360%. Допустим, условно. Проценты привел, как доли от общей несущей способности.
Это при выявленной погрешности русского метода до трети от н.сп. и в запас и не в запас.

Но здесь большая конкуренция пгс и кж. И в жилье поменьше квалификация у кж. Отсюда такая смелость в жилье в продавливании. А от жилья уже начинается рынок, и это потихоньку переходить в промку.
Лично я последние годы в промке. Тут мы работаем без заданий, и речи о поперечке есть, но пока разрешается в меру разумного не переармировать.
Отсюда моя позиция на форуме всё брать только бетоном.

2 у меня в екселе реализовано выключение малых частей контура продавлиивания.
То есть под дырку я могу выключить любую длину контура в этом месте.
Общие W собирается из отдельных кусков.
Но ексель сложный.
Писал 3-4 года, вылавливал ошибки.

3 Не забудьте про огнестойкость продавливания.

4 в жилье принято отверстия от колонн выгонять.
Так и делайте, это верно и общепринято.

5 помните про 2 расчёта на продавливание. У колонны и на крае.
При этом, в продавливании должна заработать и продолньая арматура. Поэтому край относят вдаль от расчёта2 на примерно толщину капители, то есть плюс к расчётам 300-400-500 мм. Тут норм нет, на свой страх.

6 В любом случае, на авось, стараются ставить конструктивную поперечку, при Кисп только бетона около 70-80%. По разному.
В целом нужен запас 30% по продавливанию.

7 отверстие в капители это политический принцип.
Или есть и много, или никогда невозможно.
Они потом набегут...

8 Не применять сварные швы К1-Кт. Вообще нигде и никогда.
На К3-Рп с завода давать нес.сп. ниже норм и испытаний. Не более 30% прочности поперечной арматурины.
Отсюда только вязка шпильками.
В больших корпорациях жилья (Спмолет, пик) может быть чуть получше, но там не был.

9 Не забыть про эксцентриситет от самой формы контура продавливания. Его ц.т. ведь может дать момент от смешения. Для П, углов и т.п. при любой несимметрии.
Правда момент всё равно редется нормами, не выше планки.

10 так же от колонн надо выгонять шланги разводку электриков в плите.

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур До какого размера отверстия в зоне капители не критичны? Я понаделал капителей (практически без поперечного армирования), а все норовят пропустить трубы и т.д. Политически понятно, что тут бы нефиг дырявить, но интуитивно также понятно, что кое-какие отверстия не испортят имущество.

Так прорисовать план пирамиды продавливания с отверстиями и вычесть их из периметра отверстия, не?

[Ильнур]

Сообщение от Tyhig Правильно так...

Ничего не понял ваще.

Сообщение от Skovorodker ...прорисовать план пирамиды продавливания с отверстиями и вычесть их из периметра отверстия

Да. Но хотелось бы услышать типа " а мы ф100 гильзу оставляем и пофег. Или - "даже гильзу ф40 экспертиза не пропускает". И т.д.
Понятно что ф300 в зоне 1400х1400 уже нехорошо.

[Tyhig]

Сообщение от Ильнур Да. Но хотелось бы услышать типа

Ни одной гильзы не вставляем. Это табу.

Есть порноделы. У них там бывает сыр. Часто это держится само случайно или усиливается.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Skovorodker и вычесть их из периметра отверстия, не?

Но это полгода расчётов. Как с их кручением и бимоментом.

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Ничего не понял ваще. Да. Но хотелось бы услышать типа " а мы ф100 гильзу оставляем и пофег. Или - "даже гильзу ф40 экспертиза не пропускает". И т.д. Понятно что ф300 в зоне 1400х1400 уже нехорошо.

Да не пофег - это стандартно - если есть колонна, то любой уважающий себя инженер по сетям хочет ее со всех сторон отрезать. Капитель - прохладная тема. Я стараюсь балки продавливать.

Не, ну одна гильза ф100 - пофег, понятно, только разве их по одной бывает? Обычно дыры 2м на полтора.

[gorbun]

Для ленивых:
http://webcad.pro/rasch.html

[Ильнур]

Ни одной гильзы не вставляем. Это табу.

Нет такого табу, не надо стращать.

стараюсь балки продавливать.

Балки не принимают - типа мешают тащить коммуникейшн.

Сообщение от gorbun Для ленивых:

Огромная дыра проходит со свистом .

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Огромная дыра проходит со свистом

поэтому

Сообщение от Ильнур мы ф100 гильзу оставляем и пофег

обычно даже без проверок

[SergeyKonstr]

Из рисунка поста 66 отв. расположено в пределах 1,5*300=450 мм от грани колонны и влияния на продавливание не оказывает.

[Tyhig]

А я из рисунка вижу выключение целой грани контура. Будет П.

[SergeyKonstr]

Почему сразу П. Вскрытие по п. 7.1.4 СП 63 (при определении главных растягивающих напряжений участвует периметр вокруг колонны) должен показать, в данном случае.

[gorbun]

Сообщение от Ильнур Огромная дыра проходит со свистом .

Ибо капитель.
Вот были у меня вентканалы возле торцевого пилона при толщине перекрытия 180мм, вот там да...

[Tyhig]

У меня пока получилось так.

Ошибся с нагрузкой, поправлю. Поправил.

Колонна/свая
bх = 0,4 м размер по х
aу = 0,4 м размер по у
Плита
h = 200 мм
a = 50 мм
a армt = 50 мм
h0 = 150 мм
h0/3 = 50 мм
h0/2 = 75 мм
бетон В25
Rbt = 1,05 МПа
γb1 = 0,9
Rbt = 0,945 МПа
Rbtn=Rbt*1,5 = 1,4175 МПа

Продавливание
F = 200 кН сосредоточенная сила от внешней нагрузки
Мх = 5 кН*м = 50000 кгс*см (1 тс·м = 10^5 кг·см)
Му = 6 кН*м = 60000 кгс*см (1 тс·м = 10^5 кг·см)


Первый условный контур продавливания U1
U1 = 2,2 м
Ab=u*h0 = 0,33 м2 площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5*h0 от границы площади приложения сосредоточенной силы
Fb,ult1=Rbt*Ab = 311,9 кН предельное усилие, воспринимаемое бетоном
Wbх=Ibx/ymin = 0,4033 м3 момент сопротивления U1
Wby=Iby/xmin = 0,4033 м3 момент сопротивления U1
Mbх,ult1=Rbt*Wb*h0 = 57,2 кН*м
Mbу,ult1=Rbt*Wb*h0 = 57,2 кН*м
Моменты от эксцентриситета контура U1
ΣМэксх = 0 кН*м
ΣМэксу = 0 кН*м
Суммарные моменты с учётом эксцентриситета
ΣМх = 5 кН*м
ΣМу = 6 кН*м
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)< 0,5*F/Fb,ult = (СП 63 п. 8.1.46 М/Mb,ult принимают не более половины соотношения F/Fb,ult)
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult) = 0,19 < 0,5*F/Fb,ult = 0,321
Моменты действющие при продавливании нормами (п. 8.1.46 СП 63) искусственно ограничиваются соотношением моментов (Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)< 0,5*F/Fb,ult. При превышении половины F/Fb,ult учитывается только часть (Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)= 0,5*F/Fb,ult
Принимается
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult) = 0,19


Кисп=F/Fb,ult = 0,64 < 1 при действии только сосредоточенной силы
Кисп=F/Fb,ult+Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult = 0,83 < 1 при действии F и 2 моментов (без учёта армирования)

Теперь выключаю половину верхней грани, как визуально на рисунке.
Мне сложно выключить ровно половину. Выключил ровно длину колонны.

Первый условный контур продавливания U1
U1 = 1,8 м
Ab=u*h0 = 0,27 м2 площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5*h0 от границы площади приложения сосредоточенной силы
Fb,ult1=Rbt*Ab = 255,2 кН предельное усилие, воспринимаемое бетоном
Wbх=Ibx/ymin = 0,3457 м3 момент сопротивления U1
Wby=Iby/xmin = 0,3839 м3 момент сопротивления U1
Mbх,ult1=Rbt*Wb*h0 = 49 кН*м
Mbу,ult1=Rbt*Wb*h0 = 54,4 кН*м
Моменты от эксцентриситета контура U1
ΣМэксх = 0 кН*м
ΣМэксу = -12,2 кН*м
Суммарные моменты с учётом эксцентриситета
ΣМх = 5 кН*м
ΣМу = 18,2 кН*м

Сумму моментов я беру по модулю !
Чтобы не учитывать направление момента !
Чтобы не ошибиться. Ведь и ветер знакопеременный и т.п.


(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)< 0,5*F/Fb,ult = (СП 63 п. 8.1.46 М/Mb,ult принимают не более половины соотношения F/Fb,ult)
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult) = 0,44 > 0,5*F/Fb,ult
Моменты действющие при продавливании нормами (п. 8.1.46 СП 63) искусственно ограничиваются соотношением моментов (Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)< 0,5*F/Fb,ult. При превышении половины F/Fb,ult учитывается только часть (Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)= 0,5*F/Fb,ult
Принимается
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult) = 0,392



Кисп=F/Fb,ult = 0,78 < 1 при действии только сосредоточенной силы
Кисп=F/Fb,ult+Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult = 1,18 < 1 при действии F и 2 моментов (без учёта армирования)

Из-за того, что я беру момент от эксцентриситета по модулю (чтобы не учитывать направление момента, это сложно, чтобы исключить ошибку), то у меня получилось что эта конструкция из поста 73 - рухнет.



Теперь уточню по данным из поста 73. Заметил, что у меня периметр меньше на 12 см.
Учтём.

Исправил длину дырки. Теперь U== 1,925 м. Теперь там дырка с 0,56 длины колонны =400*0,56 =220 мм

Первый условный контур продавливания U1
U1 = 1,925 м
Ab=u*h0 = 0,28875 м2 площадь расчетного поперечного сечения, расположенного на расстоянии 0,5*h0 от границы площади приложения сосредоточенной силы
Fb,ult1=Rbt*Ab = 272,9 кН предельное усилие, воспринимаемое бетоном
Wbх=Ibx/ymin = 0,3841 м3 момент сопротивления U1
Wby=Iby/xmin = 0,3873 м3 момент сопротивления U1
Mbх,ult1=Rbt*Wb*h0 = 54,4 кН*м
Mbу,ult1=Rbt*Wb*h0 = 54,9 кН*м
Моменты от эксцентриситета контура U1
ΣМэксх = 0 кН*м
ΣМэксу = -4,8 кН*м
Суммарные моменты с учётом эксцентриситета
ΣМх = 5 кН*м
ΣМу = 10,8 кН*м
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)< 0,5*F/Fb,ult = (СП 63 п. 8.1.46 М/Mb,ult принимают не более половины соотношения F/Fb,ult)
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult) = 0,29 < 0,5*F/Fb,ult
Моменты действющие при продавливании нормами (п. 8.1.46 СП 63) искусственно ограничиваются соотношением моментов (Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)< 0,5*F/Fb,ult. При превышении половины F/Fb,ult учитывается только часть (Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult)= 0,5*F/Fb,ult
Принимается
(Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult) = 0,29


Кисп=F/Fb,ult = 0,73 < 1 при действии только сосредоточенной силы
Кисп=F/Fb,ult+Mx/Mbх,ult+Mу/Mbу,ult = 1,02 < 1 при действии F и 2 моментов (без учёта армирования)

[SergeyKonstr]

Сообщение от Tyhig У меня пока получилось так.

Offtop: Не верно выбрано расчетное сечение

[Tyhig]

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: Не верно выбрано расчетное сечение

Ещё раз исправил. Уточнил дырку.

Я момент и момент от эксцентриситета принципиально суммирую по модулю, даже если они разнонаправлены. Так бывает. Ветер туда-сюда...
А вебкадпро суммирует их верно. Разница 20%. И + погрешность метода до 20-30%.

[SergeyKonstr]

Дырка - не дырка.
Расчетное вертикальное сечение при продавливании плиты отстоит на расстоянии 1,5*300+0,5*150=525 мм от грани колонны и периметр продавливания =5,8 м, в данном случае.

[Tyhig]

Сообщение от SergeyKonstr Расчетное вертикальное сечение при продавливании плиты отстоит на расстоянии 1,5*300+0,5*150=525 мм от грани колонны и периметр продавливания =5,8 м, в данном случае.

Но плита у проема не работает нормально. В запас считаю её без жёсткости. Тогда в расчёте проем доходит до первого контура продавливания. Как на рисунке из поста 73.

Утрируем.
А что если проем будет длинной щелью. Ведь очевидно, что тогда этот кусок плиты не сможет передавать усилия на контур продавливания независимо есть там кусок плиты или нет.
А если не щель, а бездна, край.
Конечно, в МКЭ и в реальности будет какое-то влияние плиты. Но какое неизвестно. Поэтому в запас его игнорируем.

[Ильнур]

Что вы там считаете, я не знаю, но капитель толщиной 500 мм от гильз ф150 не ослабнет вообще...от 3-4-х гильз, расставленных пореже. 500 там естественно не назначены на пределе, а с кратными запасами. Поэтому не нужно вертеться вокруг Кисп~1, причем с мутными предпосылками.
Капитель образно выдержит прямое попадание, и баста. На глаз же видно.

[Tyhig]

Ильнур, капитель не ослабнет. Политические позиции КЖ ослабнут. И потом эти проёмы всегда будут ставиться у колонн. Обратный путь же будет навсегда утрачен. Это как девственность или сожжение мостов. Можно сделать только один раз.

Кстати, бетон между гильзами тоже не работает. Все гильзы это одно большое отверстие в расчёте. Иное сложно сконструировать. Если только их очень далеко не разнести. То есть выгодней делать гильзы кучкой.

[mainevent100]

Сообщение от Tyhig если проем будет длинной щелью. Ведь очевидно, что тогда этот кусок плиты не сможет передавать усилия

В этом есть логика. Три грани будут значительно сильней нагружены (в теории). Но продавливание невозможно ведь без разрушения четвертой грани? То есть ее тоже нужно считать.

[Alkor527]

Бетон между гильзами работает и сами гильзы какой-то вклад + к н.с. внесут

[gorbun]

Сообщение от Tyhig Но плита у проема не работает нормально. В запас считаю её без жёсткости. Тогда в расчёте проем доходит до первого контура продавливания. Как на рисунке из поста 73. Утрируем. А что если проем будет длинной щелью. Ведь очевидно, что тогда этот кусок плиты не сможет передавать усилия на контур продавливания независимо есть там кусок плиты или нет. А если не щель, а бездна, край. Конечно, в МКЭ и в реальности будет какое-то влияние плиты. Но какое неизвестно. Поэтому в запас его игнорируем.

Поэтому всех смежников нахер с пляжа! Иш чё удумали, дырки в перекрытии делать. Пусть ставят санузлы в середине пролёта или вообще гальюн как на парусниках (на выносе чтоб сразу в море!). Да и вентиляционщики пусть форточек поболше предусматривают )))

Ну вебкад же все формулы расписал. Вроде все цифры есть. Зачем вот эти вот сверхточные расчёты на массу пяти мух и коэффициенты запаса спокойного сна х10?

[Tyhig]

Сообщение от gorbun Поэтому всех смежников нахер с пляжа!

Будет исполнено !

----- добавлено через 57 сек. -----

Сообщение от gorbun Пусть ставят санузлы в середине пролёта или вообще гальюн как на парусниках (на выносе чтоб сразу в море!). Да и вентиляционщики пусть форточек поболше предусматривают )))

У других так и получается. А эти что ли не могут ? Может тогда не перекрытие менять ?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от gorbun Ну вебкад же все формулы расписал. Вроде все цифры есть.

Все там листов на 10 будет А4.
Как же все.
Вот у нас с вебкад W отличается сильно. Правда у меня меньше элементов периметра в калькуляторе, наверное. Грубее расчёт. Я дырку сделал не единой, а двумя половинками у углов колонны. Иначе не может мой калькулятор. Но разница слишком большая...

[SergeyKonstr]

Сообщение от Tyhig Но плита у проема не работает нормально. В запас считаю её без жёсткости. Тогда в расчёте проем доходит до первого контура продавливания. Как на рисунке из поста 73.

Ну, если вы хотите посчитать случай, когда наклонная трещина оканчивается у грани колонны, то высота "плиты" в этом месте 500 мм.

[Tyhig]

Сообщение от SergeyKonstr то высота "плиты" в этом месте 500 мм.

Я считал по расчёту из вебкада про. Там Ильнур ввёл не 500 мм, а 200 мм почему-то. Я так и считал, для сравнения.

[compound]

Если поставить гильзы с соответствующими анкерами по концам, то они будут работать аналогично арматуре от продавливания

[Tyhig]

compound, ась ? О__о

[SergeyKonstr]

Сообщение от Tyhig А если не щель, а бездна, край.

Offtop: Если ориентироваться на советские рекомендации, то в пределах капители допускается отверстия диаметром не более 200 мм, в плите в надколонной полосе между капителями допускается отверстие шириной не более половины ширины капители, так что бездны не должно быть...

[Ильнур]

Сообщение от Tyhig ... ввёл не 500 мм, а 200 мм почему-то. ...

Дык я просто посмотрел, что насчитает этот арифмометр на любом примере, с усилиями на глаз. Плита 200, дыра рядом огромная - и все ок.
Реальная конструкция показана на п.66. А усилий я не давал.
По допустимым отверстиям - естественно никто не будет делать вот такие зияющие дыры:

[Skovorodker]

Можно гильзы делать с пластинами, если несколько - объединять в группы - будет как поперечка работать