[Tyhig]

Добрый день.
Анкерование/анкеровка арматуры, известно, что в случае нехватки места для анкеровки в элементе часть стержня заводится в другие смежные КЖ элементы.
Рассмотрен конкретный случай (стык стены и перекрытия, верхняя арматура в крайнюю стену), но вытекающий в теоретический общий вопрос.
Прошу не рассказывать как делаете именно вы, прошу поделиться только теорией, желательно со ссылками хотя бы на книги.
Вариант 1 - целый стержень верхней арматуры Г-образной формы. Тут нет вопросов, кроме неудобства гнуть ровно в допуски СНиП длинный вертикальный стержень.
Вариант 2 - целый стержень, видимо, для удобства работ разбивается на 2 стержня ничем друг с другом не связанных, кроме бетона. Стержни располагаются, как на рисунке, рядом друг с другом (может быть с зазором 0-20...30 мм, это мелочи), имеется значительный перехлёст смежной части двух стержней. Якобы усилия растяжения вполне себе передаются через бетон окружающий два стержня.

Внимание вопрос.
Очень подозреваю, что вариант 2 - липа, придуманная конструкторами в древности для строительного удобства.
Не верю, что усилия будут переданы через бетон на все 100%. Считаю, что узел в варианте 2 неравнопрочен варианту 1.
Как верно ?


Прошу не рассказывать как делаете именно вы, прошу поделиться только теорией, желательно со ссылками хотя бы на книги.


Выкладываю сюда Расчёт длины анкеровки или перехлёста по СП 63.13330.2012.xls
Расчёт длины анкеровки или перехлёста по СП 63.13330.2012.rar

[maks-ufa]

Если посмотрите эпюру напряжений сцепления арматуры с бетоном, например в "Байков. ЖБк", стр.66, то думаю можно сделать вывод о допустимости такой передачи на 100%

[Tyhig]

maks-ufa, хорошо. Теперь увеличиваем зазор между стержнями с 0 мм до 200 мм. Теоретически в работе узла нет разницы. Увеличиваем до 1 м, то же нет разницы. Вроде бы и какой смысл тогда делать эти два стержня рядом вместе ?

[swell{d}]

обычный нахлёст с альфа=2. расстояние в свету между стержнями - не более 4d.
СП 52-101-2003, п.8.3.21, 8.3.22, 8.3.27

[maks-ufa]

Сообщение от swell{d} обычный нахлёст с альфа=2. расстояние в свету между стержнями - не более 4d. СП 52-101-2003, п.8.3.21, 8.3.22, 8.3.27

Так как я понял, что тут вопрос не где написано, а почему так написано. Или как?

[swell{d}]

Сообщение от maks-ufa тут вопрос не где написано, а почему так написано

я бы не был так уверен =)

[Tyhig]

swell{d}, maks-ufa, большое спасибо.
СП я верю.
Показалось.

Всё равно у наших КЖ узел стрёмный, мне кажется они альфа =2 не учли.
Перехлёст сейчас составляет около 500 мм.

Тогда учитывая, что длина анкерования 0an = 500...800 мм, да ещё умножить на 2 = перехлёст должен быть от 1...1,5 м.
Тогда и зачем такие фиговины делать, если сама верхняя арматура в типовом этаже длиной до 2 м...
Тогда теряется весь смысл такого решения. Получается решение необосновано.

swell{d}, хорошо. Лично ты так делаешь или как ?

[swell{d}]

Сообщение от Tyhig Прошу не рассказывать как делаете именно вы

ты уж определись, рассказывать или нет

Сообщение от Tyhig Всё равно у наших КЖ

если не рассказывать, то и сам не греши =)

[Tyhig]

Пиши лучше здеся.
Расскажи, если не трудно.

[swell{d}]

я делаю "шарниры" и не завожу арматуру в стены.

[Schmurgeff]

Вариант 2. Руководство по конструированию бетонных и ж/б конструкций из тяжелого бетона стр. 110. Рис. 86 (а)
Вариант 1. Руководство по конструированию бетонных и ж/б конструкций из тяжелого бетона стр. 111. Рис. 87 (а)

[TNemo]

Schmurgeff
на указанных тобой рисунках анкеровка в балки, а не в стены и колонны и там еще много чего не так как тебе кажется.

автор, вариант второй применим при сварке, ради того, что б длинные выпуски не торчали, при перехлесте в нем нет смысла как писали ранее.
смысла нет в рамках фактической неприменимости второго узла, а не в рамках его неработоспособности.

теоретически хотелось бы знать показаны тут колонны или стены?
если стены, то можно конечно без загиба анкеровать, только арматура заанкеруется диаметром миллиметров на 6-8.

[Schmurgeff]

Сообщение от TNemo на указанных тобой рисунках анкеровка в балки, а не в стены и колонны и там еще много чего не так как тебе кажется.

Я это знаю и специально дал эти рис. как вариант,что существуют и такие варианты исполнения, тем более, что Дима ему уже показал "в каком направлении надо копать"

[TNemo]

Сообщение от Schmurgeff что существуют и такие варианты исполнения

разница между анкеровкой в балку и в стену или колонну значительная в силу того, что деформативность балки гораздо выше и верхняя арматура большая по расчету не потребуется

[swell{d}]

Offtop: жёсткость балки на кручение - миф

[TNemo]

Сообщение от swell{d} жёсткость балки на кручение - миф

кто сказал?

[swell{d}]

Offtop: я сказал

[Schmurgeff]

Сообщение от swell{d} жёсткость балки на кручение - миф

почему?

[TNemo]

Сообщение от swell{d} я сказал

Offtop: гений, профессор, Наполеон из палаты №5?

[swell{d}]

Offtop: тема не об этом. хотите, создавайте новую - обсудим

[Tyhig]

Всем спасибо.

swell{d}, хорошо, у меня ещё следующий вопрос уже не по теме.
Ведь в КЖ не бывает идеальных шарниров, как в МКЭ.
То бишь всё равно по факту момент будет на опоре крайней стены.
Видно по твоему узлу, что так и есть и это учтено.
А теперь вопрос. В МКЭ расчёте это же не учтено, там М=о. Откуда взял момент ? Ну ладно, это мелочи, ещё можно из пальца высосать или смоделировать узел детальней, но.
Теперь интересная особенность КЖ. В расчёте М=0, по факту армирование есть под М=Х, строители строят по комплекту КЖ, тогда в реальности жёсткость узла/плиты в этом месте изменится, плита перекрытия будет не однородна, момент частью по факту перейдёт на стены, а это уже не учтено ни в расчёте .РР, ни в армировании.
Или это не так, или так, но ты это учитываешь в стенах добавляя там локально арматуру у плит ?

Сообщение от Schmurgeff Вариант 2. Руководство по конструированию бетонных и ж/б конструкций из тяжелого бетона стр. 110. Рис. 86 (а) Вариант 1. Руководство по конструированию бетонных и ж/б конструкций из тяжелого бетона стр. 111. Рис. 87 (а)

Schmurgeff, спасибо просмотрел. Вы неправильно прочитали рисунок, там целый стержень в обоих рисунках.
http://dwg.ru/dnl/7633
Блин, на работе даже книгу в даунлоаде не найти, негодяи, всё прикрыли.

Сообщение от TNemo вариант второй применим при сварке

Ну да, как-то так. Спасибо.

Да гений он, гений.
Балки и правда крутятся, тут ничего не поделаешь.

[swell{d}]

Опорное сечение возьмёт ровно столько, сколько сможет, а дальше раскроется пластический шарнир и момент будет сползать в пролёт.

[Tyhig]

Сообщение от swell{d} а дальше раскроется пластический шарнир

Не обязательно что раскроется, может как раз "Опорное сечение возьмёт ровно столько, сколько сможет" и всё на этом.
Если там плиту заанкеровать сверху нормально, то и не раскроется.
Это надо специально пластический шарнир заранее конструировать.
А как я не в теме. Даже не представляю.

Если только заранее детально просчитать узел и гарантировать, что реальный момент как раз окажется выше упругой прочности узла.

Ну в общем ясно. Надо в МКЭ как-то моделировать подробнее.
Спасибо.

[TNemo]

Сообщение от Tyhig Это надо специально пластический шарнир заранее конструировать.

на глаз повышаешь нижнюю арматуру в пролете уменьшая верхнюю на опоре.
для тех, у кого глаз кривой есть совет посчитать заранее аналог плиты без защемления в стене и далее уже на глаз.

[Schmurgeff]

Народ!а расскажите поподробнее пожалуйста (я новенький в КЖ) и хочется разобраться, а из-за недостатка опыта,немного непонимаю=(((

Сообщение от swell{d} Опорное сечение возьмёт ровно столько, сколько сможет, а дальше раскроется пластический шарнир и момент будет сползать в пролёт.

и вот это

Сообщение от Tyhig Если только заранее детально просчитать узел и гарантировать, что реальный момент как раз окажется выше упругой прочности узла.

[swell{d}]

ща попробую своими словами и на пальцах =)
у стали есть площадка текучести. если сечение не переармировано (кси меньше кси р), то при какой-то небольшой нагрузке на конструкцию сечение работает упруго.
с увеличением нагрузки, при достижении в арматуре напряжений текучести, в сечении образуется пластический шарнир. при дальнейшем увеличении нагрузки на конструкцию, момент в сечении с пластическим шарниром больше не увеличивается (он увеличивается где-то в другом месте), а угол поворота растёт до тех пор, пока арматура не порвётся =) таким образом, эпюру моментов можно гонять вверх-вниз как угодно.

[Омская птица]

Сообщение от swell{d} а угол поворота растёт до тех пор, пока арматура не порвётся

Я б добавил: и это все проверяется в нелинейных задачах.

[swell{d}]

не, никто это не проверяет, т.к. любая пластика арматуры - это уже далеко за границами допустимой ширины раскрытия трещин... =)
т.е. пластические шарниры - это такая штука, которую НЕ надо проектировать, но она существует и частенько выручает горе-проектировщиков от тюрьмы =)

Offtop: совсем другое дело, если трещину никто не увидит... под плинтусом, например...

[Омская птица]

Сообщение от swell{d} за границами допустимой ширины раскрытия трещин

А при нормативных нагрузках трещины штукатурят?

[swell{d}]

одно дело, когда трещина 0,4мм, другое дело, когда руку можно просунуть...

[Омская птица]

А между руку просунуть и 0,4 мм нет больше расстояний)))) Я про сохранность арматуры в период эксплуатации беспокоюсь.

[swell{d}]

обычно нет =) если всё нормально запроектировано, то 0,4мм, а если не нормально, то рука пролезает =)
но вообще да. я считаю, что трещины можно аккуратненько замазать рем. составами.

[roman111]

Сообщение от swell{d} одно дело, когда трещина 0,4мм, другое дело, когда руку можно просунуть...

Относительные деформации арматуры порядка 15%. При таких деформациях для того что бы можно было руку в трещину просунуть плита должна сначала упасть... Пластические шарниры учитывают в работе ЖБК, величина перераспределения моментов порядка 30%, и так надо проектировать если речь идет об экомомической эффективности или очень сжатых габаритах конструкций ЖБК, в обычных условиях применяется редко.

Сообщение от swell{d} таким образом, эпюру моментов можно гонять вверх-вниз

Ну а по поводу Ваших эпюр в неразрезной балке... И о том что момент можно гонять как угодно... не соглашусь. Как конструкция с трещиной, которая прошла через 70-90% поперечного сечения на опоре будет воспринимать поперечную силу, какие получатся прогибы, какие величины относительных деформаций бетона вы получите при такой схеме и будут ли они меньше предельных.

И еще одно замечание.
Когда возникает пластический шарнир, в растянутой зоне арматура достигает площадки текучести, а напряжения в бетоне достигают уровня выше 0.7Rb, в результате бетон тоже начинает деформироваться сильнее (проявляются нелинейные свойства бетона). То есть это как бы взаимный выход напряжений и в арматуре и в бетоне на те уровни где проявляется повышенная деформативность материалов (при вменяемых процентах армирования конечно). Пластический шарнир только за счет арматуры не реализуется, это вызовет хрупкое разрушение конструкции (как правило в переармированных констр.).

[swell{d}]

Сообщение от roman111 величина перераспределения моментов порядка 30%

Ссылочку на действующий нормативный документ покажете?

Сообщение от roman111 Как конструкция с трещиной, которая прошла через 70-90% поперечного сечения на опоре будет воспринимать поперечную силу, какие получатся прогибы, какие величины относительных деформаций бетона вы получите при такой схеме и будут ли они меньше предельных.

Страсти то какие. Панельные дома все попадать должны, там то не просто трещины, а зазоры между плитами по 20мм.

[realdoc]

Сообщение от roman111 Как конструкция с трещиной, которая прошла через 70-90% поперечного сечения на опоре будет воспринимать поперечную силу

Сопротивление элементов с наклонной трещиной на действие поперечной силы обеспечивается сжатой зоной бетона над вершиной трещины (ну кроме хомутов естественно). Поэтому в нормах такие случаи не оговариваются - ни про 70, ни про 90.

Сообщение от roman111 какие получатся прогибы

Не хуже чем в шарнирно-опертой балке это факт

Сообщение от roman111 какие величины относительных деформаций бетона вы получите при такой схеме и будут ли они меньше предельных

На то и волк, чтобы пастух не дремал. Считайте по НДМ и получите все что хотите.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от swell{d} Панельные дома все попадать должны, там то не просто трещины, а зазоры между плитами по 20мм.

Там зазор в пределах площадки опирания, здесь трещина за пределами. Совсем не одно и тоже.

[roman111]

Сообщение от swell{d} Страсти то какие. Панельные дома все попадать должны, там то не просто трещины, а зазоры между плитами по 20мм.

В панельных домах сплошные плиты опертые по контуру размером на комнату. Про какие зазоры между плитами может идти речь? Я говорю о трещине у грани опоры и о работе балки или плиты на срез.

Сообщение от swell{d} Ссылочку на действующий нормативный документ покажете?

Откройте любую книгу по ЖБК... Или курсовой проект посмотрите свой, должны были рассказывать про такие вещи... А насчет нормативного документа, встречал такую запись в одном руководстве, но сейчас не могу сказать точно где. Я постараюсь найти этот документ в ближайшее время.

[swell{d}]

Сообщение от realdoc Там зазор в пределах площадки опирания, здесь трещина за пределами. Совсем не одно и тоже.

Сообщение от roman111 Я говорю о трещине у грани опоры и о работе балки или плиты на срез.

Ну значит надо сделать так, чтобы трещина раскрылась над опорой, а зон опирания было бы достаточно. Мы же инженеры, нам за это деньги и платят как раз.

Сообщение от roman111 Откройте любую книгу по ЖБК...

Любую книгу по ЖБК я могу и сам написать. Меня нормы интересуют. Руководство тоже не в счёт - это не нормативный документ.
Даю подсказку - нигде в нормах я не встречал правил для определения усилий в элементах. Везде речь идёт про расчёт сечений, а на какие усилия производить расчёт, инженер должен установить на основании своих знаний о сопромате, строительной механике, теории упругости и т.п.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от roman111 Или курсовой проект посмотрите свой, должны были рассказывать про такие вещи...

Offtop: в институте учат, что целый завод можно запроектировать на одном листе А1 =)

[realdoc]

Сообщение от swell{d} Ну значит надо сделать так, чтобы трещина раскрылась над опорой

Сообщение от swell{d} Мы же инженеры

а не Боги. Как это сделать? Как говорил мой преподаватель по ЖБ. На пятерку ЖБК знает господь Бог, я поменьше - на четверку, вы еще меньше - вам остальные оценки. Я не знаю сколько он знал...

Сообщение от swell{d} Даю подсказку - нигде в нормах я не встречал правил для определения усилий в элементах.

В еврокоде есть. Да кстати СП52-103-2007 не в счет - там тоже отдельные крохи есть. Ну и не забываем волшебную всемогущую фразу наших норм "По общим правилам строительной механики". Эта фраза знает все и на все случаи жизни...

[swell{d}]

Сообщение от realdoc Как это сделать?

Инициатор трещины заложить. Доску, например, как в полах это делают.

Сообщение от realdoc В еврокоде есть.

Не читал. Надо будет посмотреть, наверное.

Сообщение от realdoc СП52-103-2007

103, кстати, прямым текстом говорит, что сопряжение колонны и безбалочный плиты нельзя считать жёстким. Я этот пункт воспринимаю так, что какую-бы арматуру не поставили и куда бы её не загнули - имеем шарнир, а значит, безумные моменты и армирование в колоннах верхних этажей (которые выдаёт скад) - миф.

5.14 В колонных КС стыки пространственных рам-этажерок считаются жесткими при наличии капителей в плитах или вутов в главных балках. Стыки колонн с гладкой плитой или балками являются условно жесткими. После образования в стыках колонн наклонных трещин, их податливость еще более возрастает. Податливость стыков учитывают введением коэффициентов, понижающих изгибную жесткость элементов.

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc Считайте по НДМ и получите все что хотите.

Offtop: Умукокаешься...С работы, на фиг, выгонят...

[realdoc]

Сообщение от swell{d} Инициатор трещины заложить. Доску, например, как в полах это делают.

Да только если плита сверху стеной задавлена как это будет работать - никто не знает. Силы сцепления, да по сжатому стыку будут капец какие. Это первое. Второе - если под стеной начнет разъезжаться стык двух плит что будет со стеной - тоже никто не знает. А я видел как кирпичную стену разорвало такими усилиями. Бетон не кирпич, но всеже.
Offtop:

- Железные ломы, как правило, тонут.
- В ртути - плавают.
- Урановые тонут.
- Сам топи урановые ломы в ртути.

[swell{d}]

Согласен. Но панельные дома, да и вся практика сборного домостроения, сильно давит на мозг при проектировании монолитных коробок.

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: Умукокаешься...С работы, на фиг, выгонят...

А если бы Вы выложили следующие странички этой статьи (выжимки из диссертации А. Иванова, а также включенных в некоторые другие документы если не изменяет память 2002-2005 годов), то Вы бы увидели именно то, что потом перекочевало в СП52-103-2007. А именно расчет плит с учетом крутящих моментов. В этом была суть работы, а не напугать людей матрицами жесткости. Да и что нам матрицы жесткости - тут люди один элемент готовы считать и как балку и как колонну - ниижб отдыхает...

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc то Вы бы увидели именно то, что потом перекочевало в СП52-103-2007.

Эт мы знам.
Вопрос в другом, сколько буду считать здание, которое, ну скажем, во вложении, и сколько мне даст на это время руководство.

[Geter]

swell{d}, ты давай уже ответь толково, что там произойдет при "хорошем таком" раскрытии пластического шарнира вблизи опоры с восприятием поперечной силы? Вот я чую неладное, положит какой-нибудь нерадивый жилец бассейн надувной посреди твоей плиты (сам так делал, хе-хе)...
В панельном домостроении сквозь плиту арматура стены не проходит (хотя, на что она влияет..)

Сообщение от SergeyKonstr сколько буду считать здание, которое, ну скажем, во вложении

Есть и другие программы, кроме скада, они считают по НДМ и достаточно быстро.

[Geter]

Вот, кстати, по теме

[swell{d}]

Сообщение от Geter давай уже ответь толково

да откуда я знаю. я сижу в тёплом уютном офисе. ни одной балки в своей жизни не ломал, только пару кубиков раздавил на прессе, да арматуру на лабах по сопромату разорвал...
хотя с тем, как я проектирую последнее время, думаю скоро будут интересные фотки =) Offtop: если не посадят...

Сообщение от Geter что там произойдет при "хорошем таком" раскрытии пластического шарнира вблизи опоры с восприятием поперечной силы

наверно что-то такое: http://xn--90ajn.xn--p1ai/photo/?PAG...SECTION_ID=118

Сообщение от Geter В панельном домостроении сквозь плиту арматура стены не проходит (хотя, на что она влияет..)

так давайте и в монолите не будем ставить

Сообщение от Geter кроме скада

это лира =)

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Вопрос в другом, сколько буду считать здание

С учетом рекомендаций СП52-103-2007 очень быстро - по волшебным коэффициентам. Правда там написано что потом надо уточнить. Но кто сказал что уточнение не есть получение новых таких же коэффициентов.

[TNemo]

Сообщение от swell{d} таким образом, эпюру моментов можно гонять вверх-вниз как угодно.

ограничение по раскрытию трещин нынче запрещает такое баловство.
перераспределение моментов до 30% разрешается в книгах, не официально так сказать, например тут http://dwg.ru/dnl/10498

на стр. 19, кстати, говорится о падении НС по поперечной силе и требовании доп. армирования в местах пластических шарниров.
на стр. 20 говорится о разрушении балок от разрыва верхней арматуры при армировании холодносплющенной арматурой, она не очень любит растягиваться, горячекатанная растягивается лучше, не известно как тянется термически упрочненная А400 и А500, которая теперь везде и всюду и автоматически попадает на площадку под видом АIII.

[Geter]

Offtop:

Сообщение от TNemo холодносплющенной

[swell{d}]

Сообщение от TNemo ограничение по раскрытию трещин нынче запрещает такое баловство.

"из условия сохранности арматуры". а если арматуры нет?

Сообщение от TNemo А400 и А500, которая теперь везде и всюду и автоматически попадает на площадку под видом АIII.

ходят слухи, что тоже течёт, как и АIII

----- добавлено через 43 сек. -----
Geter, В500 - холоднотянутая холоднодеформированная. Вряд ли чем-то отличается от

Сообщение от TNemo холодносплющенной

[Schmurgeff]

Сообщение от swell{d} swell{d}

спасибо=)

[realdoc]

Сообщение от swell{d} В500 - холоднотянутая

холоднодеформированная

[swell{d}]

Сообщение от realdoc холоднодеформированная

виноват. а есть разница?

----- добавлено через ~6 мин. -----
мне казалось, что B500C пришла на смену Вр-1.
а Вр-1 (ГОСТ 6727-80) - Проволока из низкоуглеродистой стали холоднотянутая для армирования железобетонных конструкций

[realdoc]

Не специалист, поэтому скажу как я понимаю:
Холоднотянутая это арматура получаемая протягиванием, т.е. "проволачиванием" заготовки через несколько последовательно уменьшающихся в диаметре отверстий (отсюда слово "проволока").
Холоднодеформированная после этого еще подвергается профилированиею поверхности опять же в холодном состоянии - т.е. нанесение профиля для лучшего сцепления арматуры с бетоном.
Хотя могу ошибаться конечно.

[swell{d}]

Дык Вр-1 тоже с профилем.

[realdoc]

Сообщение от swell{d} Дык Вр-1 тоже с профилем.

не с таким - В500с имеет очень хороший профиль, почти такой же как у горячекатанной арматуры.

[swell{d}]

Я врку никогда не видел. У той В500, что я видел, "профилем" являются продавленные бороздки, которые по сравнению с арматурой А класса, как-то не внушает доверия. Да и расчёт длины анкеровки как бы намекает, что профиль у В хуже, чем у А.

[realdoc]

Да вроде нормальный профиль

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc С учетом рекомендаций СП52-103-2007 очень быстро - по волшебным коэффициентам. Правда там написано что потом надо уточнить. Но кто сказал что уточнение не есть получение новых таких же коэффициентов.

К, сожалению, это и есть весь "фмг". Рассчитать по модели, может быть, и не трудно. но получить усилия, по которым нужно вести счет - в этом и есть проблема.
Надеюсь, вы понимаете, что распределение усилий опять же будет зависить от жесткости отдельвзятого КЭ. А если сюда наложить еще и жесткость основания, да ещё и так называемой "монтаж", при которой с течением времени будет изменятся модуль деформации основания - ваще тёмный лес, и вся НДМ - ни что более, как отмаза по Сп (СНИП). Я в том плане, что при расчете системы, НДМ - это не точто глупость, а просто, как и МПР, ваабще не имеет место.
Вот при реконструкции, при усилении и т.п., где исследуется всё достаточно конкретно, где даются определенные рекомендации - в этом я с вами солидарен. Но на ввобще, по моему мнению, не стал бы, как вы, давать рекомендации по НДМ, тем паче вы и сами понимаете, что по наклонному сечению, когда вы говорите, что оно определяется только сжатым бетоном (хотя это не совсем так, но в большинстве случаев можно с вами согласится) ещё нет НДМ.

[Tyhig]

А шо такое НДМ и МПР ?

[Kykycuk]

Нелинейная деформационная модель и метод предельного равновесия

[Tyhig]

Интересно, вот есть жёсткие узлы. Это когда делается вут или т.п.
Есть шарнир, это в КЖ практически невозможно.
Есть промежуточные состояния компромисса, когда вроде бы немного момента есть, но поворот тоже присутствует больше, чем при заделке.
Решение Свелла имеет право на жизнь.
Получается у него как раз и не то и не другое. Компромисс, снижающий моменты от перекрытия в стене, ???но и, возможно, не позволяющий образоваться пластическому шарниру в период эксплуатации до расчётных нагрузок???.
Хотя пластический шарнир = прочности перекрытия/узла. И такое невозможно.
Тогда да, у него и правда образуется пластический шарнир или максимальные моменты в стене.

Ну хорошо. А что если просто сближать арматуру на опоре друг к другу ?
В КМ есть приём делающий из пяты колонн и шарнир и заделку - изменение расстояния между болтами.
Скажем в пролёте между верхней и нижней арматурой 100 мм, в узле заделки уже 50 мм.
Такой узел будет держать меньше момента и в месте сужения гарантированно возникнет пластический шарнир.
Тоже возникнет и тоже это плохо.

Альтернатива, конечно, есть - однородное увеличение армирования в запас на 10% решит проблему исключив шарнир, но это лишние деньги. Не годится.

А что если при сближении нижней и верхней арматуры гарантировать сжатую зону конструктивно ?
Скажем заменить бетон на толстую стальную деталь ?
Подобрать толщину по равенству моментов/усилий в верхней арматуре = сжатие в детали. Сжатие бетона в узле исключить.
Узел нагружается нагрузкой, арматура растягивается до площадки текучести, сжатая зона уменьшается и в конце концов уходит в стальную пластину.
За счёт сближения верхней арматуры к низу перекрытия описанный выше момент произойдёт позже, чем при традиционном Свелловском узле. Узел уже не будет нести максимальный момент и деформации перекрытия будут выше, ближе к шарниру.

Тогда узел гарантированно расчётом потянет менее чем эксплуатационный момент без образования пластического шарнира ? И часть момента перейдёт в стену ?
Копромисс ?
Или пластический шарнир всё-таки образуется ?

Сложно представить то, что я тут написал.
Как думаете, это всё выдумки ?

[swell{d}]

Сообщение от Tyhig Как думаете, это всё выдумки ?

Да, т.к. запроектировано 100500 домов во всём мире и нигде нет проблем с узлом опирания на торцевые стены.
Tyhig, забей, есть куда более проблемные вопросы, а ты чего-то за какую-то фигню зацепился

[roman111]

Сообщение от swell{d} Цитата: Сообщение от Geter что там произойдет при "хорошем таком" раскрытии пластического шарнира вблизи опоры с восприятием поперечной силы наверно что-то такое: http://xn--90ajn.xn--p1ai/photo/?PAG...SECTION_ID=118

На фото представлено разрушение по наклонной трещине, а те трещины, которые обусловлены развитием пластического шарнира имеют очень незначительное раскрытие.
Поэтому не понятно как эти фото могут относиться к теме пластических шарниров, разве что подтверждают то, что элемент может разрушаться не только по нормальным сечениям. И пока мы будем спорить о перераспределении момента, поперечная сила разрушит элемент...

В общем спорить не очень хочется и наверное не имеет смысла. Единственное о чем хочу сказать, момент на опоре, как правило, в два раза больше чем в пролете. Поэтому для того чтобы неразрезная балка сработала как шарнирно опертая, необходимо иметь величину перераспределения моментов порядка 200%... Если вы верите в то что бетон и арматура настолько деформативны, что допустят такое, проектрируйте на здоровье.

По поводу узла сопряжения.
Я в своей практике использую узел по варианту 1. При этом стены и плиту рассчитываю на восприятие опорного момента. В пролет как правило укладываю чуть больше арматуры, чем требуется по расчету (для учета перераспределения моментов). Выполнять шарнирные узлы соединения стен и плит считаю возможным только для соединения стены и плиты покрытия (там где нет защемления вышележащей стеной). Выполнять частично шарнирные узлы, и при этом уповать на перераспределение моментов... Считаю не совсем надежным решением (а если арматура окажется прочнее чем нужно и на стену передастся опорный момент, а она на него не рассчитана? А согласно протоколов испытания арматуры она достаточно часто оказывается прочнее чем должна быть по классу. Например А400С по результатам испытаний очень часто дотягивает до А500С).

[swell{d}]

Если на стену передастся больше момента, чем надо, то пластический шарнир может раскрыться в ней. Но это должна быть очень ненагруженная стена...

[TNemo]

Сообщение от roman111 Единственное о чем хочу сказать, момент на опоре, как правило, в два раза больше чем в пролете.

здесь следовало подумать об учете жесткости вертикального элемента и придти к равенству пролетного и опорного, а может и к перевесу пролетного что чаще бывает.

[roman111]

Сообщение от TNemo здесь следовало подумать об учете жесткости вертикального элемента и придти к равенству пролетного и опорного, а может и к перевесу пролетного что чаще бывает.

Как правило при расчете пространственной расчетной схемы это перераспределение уже учтено.
А если посмотреть на неразрезную балку с равными пролетами, то жесткость вертикальных элементов играет значительную роль только в крайних пролетах.

Сообщение от swell{d} Если на стену передастся больше момента, чем надо, то пластический шарнир может раскрыться в ней. Но это должна быть очень ненагруженная стена...

Так может быть стоит рассчитывать стену на восприятие момента, ведь не всегда стены не нагруженные бывают...

[TNemo]

Сообщение от roman111 А если посмотреть на неразрезную балку с равными пролетами, то жесткость вертикальных элементов играет значительную роль только в крайних пролетах.

а мы тут о каком пролете говорим?
что ты несешь? куда и зачем?

[roman111]

Сообщение от TNemo а мы тут о каком пролете говорим? что ты несешь? куда и зачем?

Тему внимательно читаем? Особенно пост №26.
И еще вот это тоже читаем:
Поэтому для того чтобы неразрезная балка сработала как шарнирно опертая, необходимо иметь величину перераспределения моментов порядка 200%... (пост №65)

[SergeyKonstr]

Как это, троль.
Какая же может быть опора у крайней стены?.
Что-то в моей "башке" не укладывается.
продольная (нормальная) трещина должна быть на границе стена-перекрытие, она отдает прогиб в пролет. Анкеровка продольной арматуры в этом НДС.
А причем тут продольная арматура?
Не может быть перевода.
Нижние волокна бетона сжаты - это не балка на двух опорах, и зона сжатия не у грани опоры (при расчете это условность), поэтому как то странно видеть "шарнир" .

[Tyhig]

SergeyKonstr, поясните, пожалуйста.

Сообщение от SergeyKonstr и зона сжатия не у грани опоры (при расчете это условность), поэтому как то странно видеть "шарнир"

Ведь там момент сверху растягивает верхнюю арматуру у опоры. Не понял фразу.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Tyhig поясните, пожалуйста.

|||

[maks-ufa]

Подскажите, пожалуйста. Имеется перекрытие жилого дома (пролет 6 м), опертое на поперечные стены. По изополям SCADa получаются в верхней зоне пики только на стыке стена-плита, по расчету получается, чтобы снять эти пики нужно уложить стержни с анкеровкой с обе стороны от стены (для ф10 А500С это 500 мм), а по конструктивным требованиям надо 1/4 пролета = 1,5 м. Всегда нужно укладывать по конструктивным требованиям или можно по расчету (т.е. меньше)?

[swell{d}]

если есть фон, то можно по расчёту. если фона нет, то конструктивные требования

[maks-ufa]

Сообщение от swell{d} если есть фон, то можно по расчёту. если фона нет, то конструктивные требования

Спасибо. А как подтвердить нормами такое?

[swell{d}]

Никак.