[zizhd]

Коллеги! Кто-нибудь сталкивался с проектированием железобетонных каркасов с колоннами на контактных стыках с полным обрывом арматуры?
Я столкнулся со следующим проектом: сборно-монолитный железобетонный каркас, 12-этажей (жилой дом), рамно-связевая система; сборные колонны на 2 этажа сечением 600х250мм, в уровне плит перекрытий имеют оголённые арматурные стержни для обетонирования совместно с перекрытием; монолитные перекрытия толщиной 180мм; монолитные ядра жёсткости в виде лестнично-лифтовых узлов (соответственно по одному на каждый подъезд). Здесь вроде бы всё гладко. НО! Стыковка колонн по высоте осуществляется на контактных стыках с полным обрывом арматуры по типу стыка 1 "Рекомендаций по проектированию и выполнению контактных стыков с обрывом арматуры в железобетонных колоннах многоэтажных зданий" (рис.1а рекомендаций). Стык делается на высоте 700 мм от уровня перекрытия. Таким образом, получается, что колонна вышележащего этажа ставится просто торцом на нижележащую на слой цементно-песчаного раствора марки М300. Дополнительно в середину сечения устанавливаются два стержня Ф25 А500, предотвращающие от сдвига (центрирующие стержни) и имеется центрирующая стальная пластина толщиной 10мм. И всё. Считается, что колонны воспринимают только вертикальную нагрузку, а ветровая нагрузка воспринимается ядрами жёсткости. Смущает то, что в рамно-связевой системе в колоннах всё-таки возникает изгибающий момент, пусть и с малыми эксцентриситетами. А здесь имеется фактически бетонный (а не железобетонный) элемент, который должен воспринять данный момент. «Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры» разрешает нам использовать такие стыки, но при условии, что эксцентриситет продольных сил в колоннах в стадии эксплуатации менее 0,17h (п.5.91 Пособия). При толщине колонн 250 мм такое условие трудно выполнимо по всей высоте колонн, особенно в верхних этажах. Однако проектировщики, запроектировавшие такой каркас, указывают на пункт 1.3 "Рекомендаций по проектированию и выполнению контактных стыков...", где указано что данное условие е<0,17h относится только к длине анкеровки обрываемой арматуры (в зоне косвенного армирования). Есть противоречие между указаниями двух документов.
Кто-нибудь сталкивался с такими решениями? Как решается данное противоречие? Где-нибудь есть построенные здания с колоннами на таких контактных стыках, и есть ли в них проблемы?

[andrejjerdna]

Сообщение от zizhd Коллеги! Кто-нибудь сталкивался с проектированием железобетонных каркасов с колоннами на контактных стыках с полным обрывом арматуры? Я столкнулся со следующим проектом: сборно-монолитный железобетонный каркас, 12-этажей (жилой дом), рамно-связевая система; сборные колонны на 2 этажа сечением 600х250мм, в уровне плит перекрытий имеют оголённые арматурные стержни для обетонирования совместно с перекрытием; монолитные перекрытия толщиной 180мм; монолитные ядра жёсткости в виде лестнично-лифтовых узлов (соответственно по одному на каждый подъезд). Здесь вроде бы всё гладко. НО! Стыковка колонн по высоте осуществляется на контактных стыках с полным обрывом арматуры по типу стыка 1 "Рекомендаций по проектированию и выполнению контактных стыков с обрывом арматуры в железобетонных колоннах многоэтажных зданий" (рис.1а рекомендаций). Стык делается на высоте 700 мм от уровня перекрытия. Таким образом, получается, что колонна вышележащего этажа ставится просто торцом на нижележащую на слой цементно-песчаного раствора марки М300. Дополнительно в середину сечения устанавливаются два стержня Ф25 А500, предотвращающие от сдвига (центрирующие стержни) и имеется центрирующая стальная пластина толщиной 10мм. И всё. Считается, что колонны воспринимают только вертикальную нагрузку, а ветровая нагрузка воспринимается ядрами жёсткости. Смущает то, что в рамно-связевой системе в колоннах всё-таки возникает изгибающий момент, пусть и с малыми эксцентриситетами. А здесь имеется фактически бетонный (а не железобетонный) элемент, который должен воспринять данный момент. «Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлых и лёгких бетонов без предварительного напряжения арматуры» разрешает нам использовать такие стыки, но при условии, что эксцентриситет продольных сил в колоннах в стадии эксплуатации менее 0,17h (п.5.91 Пособия). При толщине колонн 250 мм такое условие трудно выполнимо по всей высоте колонн, особенно в верхних этажах. Однако проектировщики, запроектировавшие такой каркас, указывают на пункт 1.3 "Рекомендаций по проектированию и выполнению контактных стыков...", где указано что данное условие е<0,17h относится только к длине анкеровки обрываемой арматуры (в зоне косвенного армирования). Есть противоречие между указаниями двух документов. Кто-нибудь сталкивался с такими решениями? Как решается данное противоречие? Где-нибудь есть построенные здания с колоннами на таких контактных стыках, и есть ли в них проблемы?

На работе был патент системы которую предлагает Шембаков В.А. Там были испытания таких стыков, но расчетного обоснования я так и не нашел.

[mainevent100]

Сообщение от zizhd Кто-нибудь сталкивался с проектированием железобетонных каркасов с колоннами на контактных стыках с полным обрывом арматуры?

я сталкивался только с IV типом стыка (заделка угловых стержней в гнездах).

Однако проектировщики, запроектировавшие такой каркас, указывают на пункт 1.3 "Рекомендаций по проектированию и выполнению контактных стыков...", где указано что данное условие е<0,17h относится только к длине анкеровки обрываемой арматуры (в зоне косвенного армирования).

я думаю, что проектировщики правильно указывают и никакого противоречения в документах нет. В Пособии не уточнено, но подразумевается, что требование е<0,17h для зоны стыка, а не обязательно для всей длины колонны (в других сечениях она железобетонная).

[Бахил]

Построенные здания есть у нас в Царицыне. Но 9 этажей. Видел сам процесс. Жить бы там не стал.

[Ralk]

Сообщение от andrejjerdna На работе был патент системы которую предлагает Шембаков В.А. Там были испытания таких стыков, но расчетного обоснования я так и не нашел.

Полагаю, что автор говорит НЕ о "штепсельном стыке", который используется у Шембакова В.А. - в нем нет как такового обрыва арматуры, поскольку используются дополнительные перепускные стержни. В сообщении упомянули один из типов стыков из "Рекомендаций по проектированию и выполнению контактных стыков с обрывом арматуры в железобетонных колоннах многоэтажных зданий".

Думаю, что в случае обрыва арматуры в стыке необходимо учитывать в расчете шарнир с ограниченной податливостью (по разным направлениям). Да и в "штепсельном" не все так однозначно.