[konstryktor]

Здравствуйте. Возможно ли возникновение пластического шарнира в сечении, в котором недостаточно длины анкеровки арматуры? Будет ли такое сечение воспринимать изгибающий момент или после потери сцепления арматуры с бетоном узел станет полностью шарнирным?

[swell{d}]

Скорее - второе. Узел не смотрел

[ETCartman]

Пластический шарнир - это расчетный случай железобетонного сечения. То есть (смотрите учебник или СНиП - там картинки) - в арматуре напряжение Rs а в бетоне Rb
Недостаточная анкеровка арматуры - это хрупкое разрушение, такие вещи не допускаются вообще. В крайнем случае если сечение сильно недогружено, то можно принять какой вариант с расчетом в запас (при этом даже если считать такой узел изначально шарнирным, надо позаботится о восприятии и передаче на другой элемент поперечной силы

[konstryktor]

Чертеж во вложении иллюстрирует работу безбалочного перекрытия от собственного веса после снятия опалубки. Получается, что на этой стадии будут чистые шарниры при опирании на крайние колонны и значит прогиб и напряжения в пролетной арматуре будут больше чем при расчете по схеме с жесткими узлами?

[Бахил]

При недостаточной анкеровке будет банальное разрушение, а ни какие то шарниры.

[konstryktor]

Сообщение от Бахил При недостаточной анкеровке будет банальное разрушение, а ни какие то шарниры.

Разрушение чего? По моим представлениям будет проскальзывание стержней колонны в плите, что приведет к повороту плиты относительно колонны и как следствие увеличению пролетного момента большим прогибам от собственного веса.

[yarrus77]

Сообщение от konstryktor что приведет к повороту плиты относительно колонны и как следствие

...к раскрытию нормальной трещины на опоре. Дальше вступит в действие поперечная сила. Судя по ситуации значение ее прилично. Про нее ETCartman вам написал.

[Бахил]

Сообщение от konstryktor Разрушение чего?

Плиты. Упадёт просто.

[non-live]

Сообщение от konstryktor Чертеж во вложении иллюстрирует работу безбалочного перекрытия от собственного веса после снятия опалубки. Получается, что на этой стадии будут чистые шарниры при опирании на крайние колонны и значит прогиб и напряжения в пролетной арматуре будут больше чем при расчете по схеме с жесткими узлами?

Да. И вполне разумно рассчитывать перекрытие на монтажные нагрузки (допустим, 10 кПа) при шарнирах на крайних колоннах (без наличия пригруза (хотя бы верхних колонн) узел действительно не обладает существенной жесткостью).

Сообщение от konstryktor По моим представлениям будет проскальзывание стержней колонны в плите, что приведет к повороту плиты относительно колонны и как следствие увеличению пролетного момента большим прогибам от собственного веса.

Не столько "проскальзывание" арматуры, сколько поворот перекрытия на крайней колонне. Здесь множество факторов может быть - и бетон не 100% набрал прочность ещё, наличие рабочего шва, отсутствие верхних колонн.

Сообщение от Бахил Плиты. Упадёт просто.

Ну-ну. Прямо сразу?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от konstryktor как следствие увеличению пролетного момента большим прогибам от собственного веса

Как показывает практика - это незначительные величины, но учитывать их следует.

[An2]

non-live
все верно пишут, чревато обрушением...если от фактической нагрузки нарушится сцепление... по аналогии с разрушением балки по наклонному сечению от действия изгибающего момента, но также может произойти продавливание плиты.. так как верхнее армирование играет ключевую роль при работе на продавливание хотя и не учитывается по нормам.

[konstryktor]

Сообщение от yarrus77 ...к раскрытию нормальной трещины на опоре. Дальше вступит в действие поперечная сила. Судя по ситуации значение ее прилично. Про нее ETCartman вам написал.

Похоже мы немного о разном говорим, наверное первый чертеж не очень нагляден.
Арматура плиты заанкерена нормально. Будет поворот плиты относительно колонны и раскрытие шва бетонирования.
Изначально вопрос был: будет ли в этом случае момент в колонне равен 0, или он там будет, но уменьшенный исходя из Lфакт/Lан тр?
Lфакт-фактическая длина контакта арматуры колонны с бетоном плиты, в моем случае 200 мм.
Lан требуемая длина анкеровки, при которой арматура сможет воспринять напряжения, возникающие при расчете на момент из схемы с жесткими узлами.

[yarrus77]

Сообщение от konstryktor Похоже мы немного о разном говорим, наверное первый чертеж не очень нагляден.

пост #4 я не раскрывал. Я делаю проще - два расчета. Первый на эксплуатацию (защемление), второй на монтаж шарниры. Сравниваю второй с первым и если необходимо добавляю арматуру.

[konstryktor]

Сообщение от yarrus77 пост #4 я не раскрывал. Я делаю проще - два расчета. Первый на эксплуатацию (защемление), второй на монтаж шарниры. Сравниваю второй с первым и если необходимо добавляю арматуру.

Ну это получается 2 независимых расчета? В таком случае расчет на эксплуатацию с жесткими узлами как правило будет определяющим.
Но я сейчас начал думать что теоретически правильнее делать так:
1 стадия. Расчет от собственного веса с шарнирами. Получили некоторые усилия и армирование, перемещения, раскрытие трещин.
2 стадия. Расчет на стадии эксплуатации, на полную нагрузку за вычетом нагрузки от собственного веса (т.к. учли на предыдущей стадии).
Получили некоторые усилия и армирование, перемещения, раскрытие трещин.

Суммарные усилия, армирование и прогибы будут равны: полученные на стадии 1 (с шарнирами) + полученные на стадии 2 (с жесткими узлами).
Если принять чистые шарниры на первой стадии расчета то в конечном счете увеличение пролетного момента может быть значительным (до 2х раз, в зависимости от доли собственного веса в суммарной нагрузке). По 1 ПС впринципе все приемлемо, но вот по 2 ПС при таком подходе уже может не пройти.

Кто нибудь так считает? Или чем можно обосновать ненужность/неверность такого расчета?

[non-live]

Сообщение от konstryktor Ну это получается 2 независимых расчета?

Расчетных схем должно быть много, причем каждая должна быть построена для получения конкретного результата.

Сообщение от konstryktor 1 стадия. Расчет от собственного веса с шарнирами.

Ещё нагрузка от монтажников, опалубки и т.д.

Сообщение от konstryktor до 2х раз

Многовато, но сути не меняет.

Сообщение от konstryktor по 2 ПС при таком подходе уже может не пройти.

Если не пройдёт, значит на стройке могут развиться прогибы в крайних пролетах. Такое было однажды.

Сообщение от An2 все верно пишут, чревато обрушением...если от фактической нагрузки нарушится сцепление... по аналогии с разрушением балки по наклонному сечению от действия изгибающего момента, но также может произойти продавливание плиты.. так как верхнее армирование играет ключевую роль при работе на продавливание хотя и не учитывается по нормам.

Не понял/не увидел аналогию разрушения по наклонному сечению. А что, если там сделать шарнир, и не анкерить арматуру? Но это уже совсем другой вопрос...

[roman111]

У Вас нормальный жесткий узел сопряжения плиты и колонны. Момент, который передается на колонну от плиты, фактически будет ниже, чем при линейном расчете за счет трещин в плите и изменения модуля упругости бетона. Величина момента может обсуждаться. В горизонтальном сечении анкеровки достаточно, там будет работать арматура колонны которая заанкерана вверху и внизу. Арматура плиты тоже нормально заанкерена и будет работать по вертикальному сечению.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от konstryktor 1 стадия. Расчет от собственного веса с шарнирами. Получили некоторые усилия и армирование, перемещения, раскрытие трещин.

В таком случае учитывайте стойки опалубки. Как правило они полностью снимаются через 2-3 недели (Сначала стоит палуба для плиты около недели, потом стойки переопирания 2-3 нед.). Соответственно меняется расчетная схема плиты.
За это время зальют колонны вышележащего этажа и будет защемление плиты на опоре.

[eilukha]

Шарнир где предполагается в плите или колонне?

[konstryktor]

Сообщение от roman111 У Вас нормальный жесткий узел сопряжения плиты и колонны. Момент, который передается на колонну от плиты, фактически будет ниже, чем при линейном расчете за счет трещин в плите и изменения модуля упругости бетона. Величина момента может обсуждаться. В горизонтальном сечении анкеровки достаточно, там будет работать арматура колонны которая заанкерана вверху и внизу. Арматура плиты тоже нормально заанкерена и будет работать по вертикальному сечению. ----- добавлено через ~7 мин. ----- В таком случае учитывайте стойки опалубки. Как правило они полностью снимаются через 2-3 недели (Сначала стоит палуба для плиты около недели, потом стойки переопирания 2-3 нед.). Соответственно меняется расчетная схема плиты. За это время зальют колонны вышележащего этажа и будет защемление плиты на опоре.

Если зальют верхние колонны до того, как снимут опалубку с перекрытия, то все отлично вопрос сразу снимается.
Вопросы вызывает случай когда все стойки опалубки убраны, вышележащие колонны еще не залиты, а собственный вес уже приложен. По словам знакомых строителей такое вполне возможно + опалубку снимают не позже чем через неделю, а то и через несколько дней после набора бетоном прочности, стойки переопирания ставят через несколько часов после снятия опалубки, что ставит под сомнение их включение в работу (разве что верхнее перекрытие опереть и все). Насколько я знаю прогибы от собственного веса развиваются в течение нескольких минут после снятия опалубки...
Сможет ли в этом случае перекрытие передать хоть какой-то момент на крайнюю колонну?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от eilukha Шарнир где предполагается в плите или колонне?

В колонне, точнее в шве бетонирования между плитой и колонной. А раз в колонне шарнир, то и в плите момент с опоры уйдет в пролет, увеличив прогиб и нижнее армирование(((((.

[Бахил]

Никакие пластические шарниры на эксплуатационные нагрузки не допустимы.

[ETCartman]

Смысл понятия "пластический шарнир" (для жесткого железобетонного сечения) в том, что в предельной стадии при дополнительной (сверх расчетной) приложенной нагрузке сечение не сопротивляется взаимному повороту частей (арматура течет, сжатый бетон продолжает сопротивляться сжатию). Но при этом сопротивление расчетной части приложенной нагрузки сохраняется в полном объеме. То есть если рисовать это в виде схемы, то будет два стержня с шарниром и два противоположных момента (так называемые "пластические моменты" M=Rb*b*x*(h0-0.5*x) ) приложенных по обеим сторонам шарнира.
Такое явление порождает так называемое "предельное равновесие" конструкции, которое является расчетным случаем по первой группе предельных состояний. (я уже писал достаточно много, что расчет жбк по линейной схеме является частным случаем расчета по методу предельного равновесия, потому что система сил в результате линейного расчета удовлетворяет всем условиям равновесия)
Если арматура или бетон в сечении разрушается хрупко, или если арматура не заанкерена, то будет взрывообразное разрушение, облачко пыли, после чего все упадет на землю.
Можно наблюдать такой эффект при испытании переармированных перемычек.
Если вы хотите сделать просто нормальный шарнир - то надо делать закладные и опорные полки, например из уголка. И считать все это на опорную реакцию (поперечную силу) в шарнире.

[Бахил]

ETCartman, всё правильно написал. Но есть нюанс. Для экстремальных нагрузок.

[Boris_1]

Сообщение от Бахил Никакие пластические шарниры на эксплуатационные нагрузки не допустимы.

Ты о чём? Хочешь сказать перераспределение моментов не допустимо? К примеру, есть нормальная устоявшаяся практика выполнять пластические шарниры на опорах не разрезных многопролетных балок.
Понятно, что узел конструировать по - другому нужно было.

----- добавлено через ~2 мин. -----
konstryktor, достаточно много видел таких "не правильных" узлов. Разрушений (из-за подобного конструирования), которыми тебя пугают - ни разу не встречал. Конечно то, что произойдет с плитой во многом будет зависеть от её пролёта. Да и колонна у тебя крайняя. Если хочешь получить нормальный ответ, то выкладывай достаточную информацию. План стен и колонн, размеры в осях (что бы величины пролетов читались), схему расположения плиты и т.д.

----- добавлено через ~11 мин. -----
Кстати, если почитать о том, как создавался аппарат позволяющий просчитывать перераспределение усилий на опорах не разрезных многопролетных балок, то можно найти следующую информацию.
Были проведены опыты по перераспределению усилий в балках армированных гладкой арматурой со слабо выраженными пластическими свойствами. Самое интересное то, что перераспределение усилий происходило не за счет того, что арматура "текла", а за счет того, что нарушалось сцепление и арматура продергивалась. При этом, если пролетное армирование балок принять достаточным для восприятия добавочного момента, то ни какого обрушения не будет (даже не смотря на нарушение сцепления арматуры и бетона в опорной зоне балки). Нагрузка на испытуемые балки доводилась до разрушающего значения, при этом разрушение происходило от разрыва арматуры, а не по наклонному сечению.

----- добавлено через ~7 мин. -----
konstryktor, всё таки выложи всю информацию (см. выше что нужно), а то тут есть любители пугать.
Может ничего с плитой не произойдет, а может быть будут проблемы...

[Бахил]

Сообщение от Boris_1 Хочешь сказать перераспределение моментов не допустимо?

Не надо путать "перераспределение моментов" и "пластический шарнир" - разные вещи.
В стат. неопределимых конструкциях "перераспределение" наступает до появления пластических шарниров.

[Boris_1]

И в чем по твоему разница? Товарища Габрусенко уважаешь?

[faysst]

...

[Бармаглотище]

Сообщение от Boris_1 К примеру, есть нормальная устоявшаяся практика выполнять пластические шарниры на опорах не разрезных многопролетных балок.

..и получать много однопролетных шарнирноопертых балочек? = ))

[swell{d}]

Бармаглотище, кстати, если посчитать расход арматуры на многопролётную балку и на много однопролётных - второй вариант будет сильно экономичнее. сильно.
разница только в прогибах - во втором случае они будут раза в 3 больше. но преднапряжение легко снимает эту проблему.

[Бахил]

ETCartman в №19 всё хорошо разъяснил. Что ещё не понято?

[ябс]

Сообщение от ETCartman Если... если арматура не заанкерена, то будет взрывообразное разрушение, облачко пыли, после чего все упадет на землю.

хотелось бы подтверждения: аварии, эксперименты

[ДИМАсфен]

Например авария козырька на Сенной площади в Петербурге.

[ябс]

Сообщение от ДИМАсфен Например авария козырька на Сенной площади в Петербурге.

там наверное консоль была, интересует случай когда монолитный стык балки со стеной и верхняя арматура балки недостаточно заанкерена.
пролетное сечение балки посчитано на ql^2/8

[maks-ufa]

Сообщение от ябс интересует случай когда

В любом случае пример не будет показателем. Как учесть влияние всех запасов по нагрузкам, прочности? Был там бетон класса В25 по проекту или на самом деле получился В35

[ябс]

Сообщение от maks-ufa В любом случае пример не будет показателем. Как учесть влияние всех запасов по нагрузкам, прочности? Был там бетон класса В25 по проекту или на самом деле получился В35

будет показателен эксперимент, должно же было это исследоваться

[maks-ufa]

Сообщение от ябс будет показателен эксперимент, должно же было это исследоваться

Я думал вы имеете ввиду аварию, а не эксперимент.

[An2]

Сообщение от Boris_1 Хочешь сказать перераспределение моментов не допустимо? К примеру, есть нормальная устоявшаяся практика выполнять пластические шарниры на опорах не разрезных многопролетных балок. достаточно много видел таких "не правильных" узлов. Разрушений (из-за подобного конструирования), которыми тебя пугают - ни разу не встречал. Конечно то, что произойдет с плитой во многом будет зависеть от её пролёта. Да и колонна у тебя крайняя. Е Кстати, если почитать о том, как создавался аппарат позволяющий просчитывать перераспределение усилий на опорах не разрезных многопролетных балок, то можно найти следующую информацию. Были проведены опыты по перераспределению усилий в балках армированных гладкой арматурой со слабо выраженными пластическими свойствами. Самое интересное то, что перераспределение усилий происходило не за счет того, что арматура "текла", а за счет того, что нарушалось сцепление и арматура продергивалась. При этом, если пролетное армирование балок принять достаточным для восприятия добавочного момента, то ни какого обрушения не будет (даже не смотря на нарушение сцепления арматуры и бетона в опорной зоне балки). Нагрузка на испытуемые балки доводилась до разрушающего значения, при этом разрушение происходило от разрыва арматуры, а не по наклонному сечению.

и все таки опорное сечение (если там есть момент) должно иметь надежную анкеровку...
основные постулаты метода предельного равновесия, сформулированные А.А. Гвоздевым, выглядят так:

1. Деформации конструкции не должны быть чрезмерными;
2. Сечения с пластическими шарнирами должны иметь арматуру с хорошими пластическими свойствами и не должны быть переармированы и не разрушаться по поперечной силе (продавливанию) преждевременно .
3. Арматура должна иметь надежную анкеровку...

Да С.М. Крылов показал, что перераспределение в стат. неопределимых конструкциях начинаются с образования трещин, еще задолго до разрушения. После текучести и нарушении сцепления арматуры на промежуточной опоре (при этом по концам стержни имели достаточную анкеровку, нарушение было в зоне пластического шарнира) возможно реализовать весьма значительное перераспределение...вплоть до полного перераспределения моментов...но при этом раскрываются большие трещины...в связи с чем, перераспределение моментов ограничено (пособие НИИЖБ по стат. неопределимым конструкциям).

эти испытания как Вы знаете проводились на балочных элементах.. в данном случае мы имеем дело с плитой...в Еврокоде есть минимальный процент верхней надопорной арматуры в зоне продавливания 0,3%, в ACI-318, так же есть требования по конструированию надопорного армирования, в Рекомендациях А.С. Залесова и Е.А. Чистякова по методу заменяющих рам... так же приводится количество верхней надопорной арматуры в безбалочных перекрытиях на bef...косвенно указываю на недопустимость отсутствия верхнего армирования в таких конструкциях..

проблема конечно весьма актуальная...она встречается также в платформенных стыках с плитами безопалубочного формования...Семченков с Крамарем в свое время, испытывали фрагменты защемленных перекрытий, (надавно Лазовский)... но то, что раскрытие трещин на опоре чрезмерное это факт...а не обрушение плит...авторы объясняют распором, что в крайних пролетах отсутствует..

[мозголом из Самары]

Сообщение от ябс интересует случай когда монолитный стык балки со стеной и верхняя арматура балки недостаточно заанкерена. пролетное сечение балки посчитано на ql^2/8

Это не относится к пластическим шарнирам.
Ваша конструкция несколько раз стат неопределима. Что бы она не обрушилась достаточно, что бы балка у стены воспринимала только Q без М. На практике, из-за перераспределения усилий у балки в заделки стены, будет момент меньше чем в расчетной схеме (если приведенная жесткость стены меньше, чем жесткость балки). Нагрузки должны быть меньше, чем в расчете, то есть и реальные усилия в арматуре будут меньше и возможно и не продернется арматура.

[Бахил]

Пора ставить точку в затянувшемся "холиваре".
При недостаточной анкеровке образуется "чистый" шарнир, а не "пластический".
Происходит динамическое перераспределение моментов. И момент в пролёте будет порядка ql2/6.

[ябс]

Сообщение от мозголом из Самары Это не относится к пластическим шарнирам. Ваша конструкция несколько раз стат неопределима. Что бы она не обрушилась достаточно, что бы балка у стены воспринимала только Q без М. На практике, из-за перераспределения усилий у балки в заделки стены, будет момент меньше чем в расчетной схеме (если приведенная жесткость стены меньше, чем жесткость балки). Нагрузки должны быть меньше, чем в расчете, то есть и реальные усилия в арматуре будут меньше и возможно и не продернется арматура.

при выдергивании верхней арматуры раскрывается трешина, сечение над опорой уменьшается на глубину трещины, на Q будет работать только часть сечения, зависящая от прогиба в пролете, интересует ПРАКТИКА

[atos88]

Сообщение от An2 в Еврокоде есть минимальный процент верхней надопорной арматуры в зоне продавливания 0,3%

Не подскажите, где это?
Смог найти только:
9.4.1 Плоские перекрытия в зоне внутренних колонн
(1) Расположение арматуры в плоских перекрытиях должно отражать поведение плиты в условиях эксплуатации. В основном это будет приводить к концентрации арматуры над колоннами.
(2) Над внутренними колоннами, если более точные расчеты эксплуатационной пригодности
не проводятся, необходимо устанавливать верхнюю арматуру с площадью сечения 0,5At, размещенную на ширине, равной 0,125 ширины плиты, с каждой стороны колонны. At — площадь сечения арматуры, требуемая для восприятия полного отрицательного момента, который определяется как сумма моментов от прилегающих половин плиты с каждой стороны колонны.
(3) Во внутренних колоннах в каждом ортогональном направлении должна быть установлена нижняя арматура (не менее двух стержней), которая должна проходить сквозь колонну.
9.4.2 Плоские перекрытия в зоне крайних и угловых колонн
(1) Арматура, перпендикулярная свободному краю плиты, требуемая для передачи изгибающих моментов от плиты на угловую или крайнюю колонну, должна быть расположена в пределах эффективной ширины be, показанной на рисунке 9.9.

[Medoved]

atos88, в Еврокоде нет такого требования

[mainevent100]

Сообщение от Medoved atos88, в Еврокоде нет такого требования

есть требование минимальной площади верхней арматуры на опоре =15% от пролетной арматуры

----- добавлено через ~3 мин. -----
а для плит рекомендуется в верхнюю зону устанавливать не менее 25% пролетной

----- добавлено через ~6 мин. -----
atos88, тут можно посмотреть

[Medoved]

mainevent100, это требование относится не к верхней надопорной арматуре в зоне продавливания, про которую был вопрос, а к плитам, которые были рассчитаны по упрощенной методике.

Например, плита опирается на 4 стороны, но соотношение сторон 1:6, поэтому плиту приняли работающей в одном направлении и рассчитали как балку, т.е рабочая арматура располагается параллельно короткой стороне. При этом над опорами вдоль короткого направления (перпендикулярно короткой стороне) надо поставить эти 15%.

[mainevent100]

Medoved, это относится к верхней надопорной арматуре балок и плит
распределительная арматура (нерабочего направления) плит тут не обсуждается

[Medoved]

Вот после таких перевод и приходится обращаться к оригиналу. Я это понял, когда начал работами с актуализированными СП, в которые вставили отдельные положение Еврокодов, перепечатанные с ошибками.
Вы вообще где-нибудь ставили над колонной 15% от арматуры в пролете?

Where partial fixity occurs along an edge of a slab, but is not taken into account in the analysis, the top reinforcement should be capable of resisting at least 25% of the maximum moment in the adjacent span. This reinforcement should extend at least 0,2 times the length of the adjacent span, measured from the face of the support. It should be continuous across internal supports and anchored at end supports. At an end support the moment to be resisted may be reduced to 15% of the maximum moment in the adjacent span.

[mainevent100]

Сообщение от Medoved Вот после таких перевод и приходится обращаться к оригиналу

приведенная цитата по армированию нерабочего направления плиты как относится к требованию установки опорной арматуры для балок или плит?
не поленился, посмотрел оригинал (см. вложения)
кстати с еврокодом согласно наше руководство по конструированию, п.3.99:

На крайних опорах второстепенных балок, монолитно связанных с железобетонными прогонами, следует предусматривать верхнюю арматуру площадью сечения не менее 1/4 площади сечения арматуры в примыкающем пролете. Стержни этой арматуры следует заводить в пролет на 1/6 пролета балки в свету и заделывать на опоре в соответствии с требованиями п. 2.40 настоящего Руководства

[Medoved]

Повторю еще раз раз, чтобы ни у кого не возникло недопонимания

25% относится не к верхней надопорной арматуре в зоне продавливания, а к плитам, которые были рассчитаны по упрощенной методике.

То есть, смоделировали крайнюю опору шарниром, момент в ней 0, но армирование все равно нужно (кстати, этот пункт достаточно коряво написан по-моему).

В Еврокоде нету специальных требований к минимальной надопорной арматуре в зоне продавливания.

[mainevent100]

Сообщение от Medoved В Еврокоде нету специальных требований к минимальной надопорной арматуре в зоне продавливания.

что понимается под

надопорной арматурой в зоне продавливания

[Medoved]

См. сообщения 34, 38

[mainevent100]

перефразирую, т.к. действительно не понимаю логики

Сообщение от Medoved 25% относится не к верхней надопорной арматуре в зоне продавливания

к какой конкретно арматуре относятся эти 25%? что за упрощенная методика расчета плит? где об этом сказано?
An2, в №34 писал про

Сообщение от An2 недопустимость отсутствия верхнего армирования в таких конструкциях..

об этом и говорит Руководство по конструированию, а также EC. А Вы о чем?

[Medoved]

Как-то не удобно уже тему засорять, вроде здесь немного о другом говорят но ладно

к какой конкретно арматуре относятся эти 25%? что за упрощенная методика расчета плит?

Упрощенная методика это, например, когда плита по балкам рассчитывается как многопролетная балка с шарнирными опорами. Чему равен момент на крайней опоре?
Момент равен нулю, но в реальности плита опирается на балку и возникает частичное защемление, поэтому на крайней опоре надо поставить верхнюю арматуру, например 25% от пролетной.
Об этом говорится в руководстве и в еврокодах.

An2 писал о продавливании. Вы считаете плиту по балкам на продавливание от балки? Нет, это разные темы, и вы зря путаете людей.

[mainevent100]

вообще-то здесь говорили о перераспределении опорного и пролетного моментов, а вопрос продавливания плиты (или разрушения балки по наклонному сечению) на опоре возник как лишь как следствие отсутствия верхнего армирования.

такое ощущение, что мы не об одной и той же арматуре..

именно чрезмерное раскрытие трещин в верхней зоне от неучтенных опорных моментов и предупреждает минимальное значение надопорной арматуры
недопонимание началось после этих фраз:

Сообщение от An2 в Еврокоде есть минимальный процент верхней надопорной арматуры

Сообщение от Medoved в Еврокоде нет такого требования

----- добавлено через ~14 мин. -----
и этого:

Сообщение от Medoved Вот после таких перевод и приходится обращаться к оригиналу

Сообщение от Medoved вставили отдельные положение Еврокодов, перепечатанные с ошибками

в чем не правильный перевод?

[An2]

Medoved
продавливание не реализуемо без растянутой надопорной арматуры (или нижней для фундамента) и формула Ееврокода, для расчета предельных касательных напряжений построена так, что прочность на продавливания без поперечной арматуры равна 0.
Действительно я не правильно написал, в Еврокоде нет прямого указания на процент продольной растянутой арматуры в зоне продавливания (дословного требования соотнесенного с продавливанием). Есть только предельной количество, учитываемое в расчете на продавливание 2%.
Это требование, по минимальному количеству арматуры, как правильно указал atos88 определены в разделе конструктивные требования. Такое же требование, именно из условия продавливания есть и в ACI-318.
Допустимую область распространения формул еврокода для продавливания можно увидеть из комминтариев к еврокоду 2 http://www.ermco.eu/documents/ermco-...-def080723.pdf (стр.116), где минимальный процент растянутой арматуры в исследованиях положенных в основу формулу равен 0.4%.

[Medoved]

An2, с самой необходимостью продольного армирования я согласен. Я только указал, что требований к проценту армирования нету.
Более того, если процент армирования мал, то несущая способность будет стремиться не к 0, а vmin =0,035*(k^3/2)*(fck^1/2), но продольная арматура все равно должна быть.


Хотя в комментариях написано, что vmin посчитано для чисто бетонного сечения..

[Бахил]

Конструктивные требования определяют область применения "теории", прописанной в нормах.

[Boris_1]

Сообщение от An2 эти испытания как Вы знаете проводились на балочных элементах.. в данном случае мы имеем дело с плитой...в Еврокоде есть минимальный процент верхней надопорной арматуры в зоне продавливания 0,3%, в ACI-318,

Мне для подавляющего большинства случаев хватает отечественных разработок. А имеющуюся информацию о перераспределению усилий в балках и плитах считаю достаточно исчерпывающей, чтобы любой опытный инженер мог принять обоснованное решение.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от An2 продавливание не реализуемо без растянутой надопорной арматуры (или нижней для фундамента) и формула Ееврокода, для расчета предельных касательных напряжений построена так, что прочность на продавливания без поперечной арматуры равна 0.

Хочешь сказать, что по Еврокоду любая плита любой толщины не имеющая поперечного армирования не способна сопротивляться продавливающему усилию???

[Medoved]

Сообщение от Boris_1 что по Еврокоду любая плита любой толщины не имеющая поперечного армирования не способна сопротивляться продавливающему усилию???

Имелось в виду продольное армирование. Плита без поперечки, конечно, имеет право на жизнь и по Еврокодам.

Мне для подавляющего большинства случаев хватает отечественных разработок

После всех актуализаций, отечественные разработки все больше и больше начинают походить на Еврокоды

[An2]

Boris_1
да имелась введу продольная арматура, неучитываемая у нас в расчете.. но ее роль в продавливании очень существенна...

Medoved
в комментариях на сколько я смог корректно перевести написано, да наша формула имеет недостаток, что при стремлении процента продольной арматуры к 0 предельные касательные напряжения также стремятся к 0.
опыты с предвариательно напряженным армированием и малым процентом обычной арматуры показывают, что это не оправдано занижает прочность, да и проектировщики любят иметь простые формулы...поэтому мы ввели минимальную величину для предельных касательных напряжений (в этой редакции что у меня она через Rbt)..
реально же, база испытаний, для которых построена зависимость Еврокода содержит образцы с процентом продольного армирования 0,4...
если говорить о наших нормах, то ниже 1% формула СП будет давать весьма неосторожные оценки прочности...что ранее нами было показано. Поэтому и нужно в таких узлах иметь армирование не ниже 1% и хорошо заанкеренное.

[Medoved]

An2

1% армирования это достаточно много, особенно для фундаментных плит большой толщины.
Правильно ли я понимаю, что процент высчитывается, как и в еврокоде sqrt(px*py) ?

[Бахил]

Medoved, проектируй фундаментную плиту как бетонную. Тогда процент резко уменьшится.

[An2]

Сообщение от Medoved An2 1% армирования это достаточно много, особенно для фундаментных плит большой толщины. Правильно ли я понимаю, что процент высчитывается, как и в еврокоде sqrt(px*py) ?

да процент вычислялся также..
по фундаментам вообще мало исследовано в плане продавливания, Коровин Н.Н. на отдельных опытах получил не очень хорошие результаты...формула СНиП давала завышенные оценки, но его предложения не были учтены.
я бы рекомендовал ставить поперечку ну и запас.

[Medoved]

An2, но ведь и ужасающей статистики по разрушению от продавливания нет. То есть, отдельные случаи есть, но они связанны или с нарушением производства работ или с неучетом определенных нагрузок. Или какие-то случаи были?

[An2]

При нормирунмом уровне обеспеченности 0.9986, что эквивалентно 3сигма, обрушения почти всегда стечение нескольких факторов... Ошибки проекта, строительного брака и неправильной эксплуатации. Все что зависит от нас инженеров, это правильно запроектировать.

[dima_kuzminki]

Прошу порекомендовать методу использования шарнира для снижения момента в узле балка-колонна . Схему приложил. Можно ли это в данной схеме проделать?
Вообще-то не пойму как в принципе,для любой аналогичной схемы корректно ввести шарнир при том что каркас монолитный, т.е при вводе шарнира в балку обеспечивается упругое соединение через плиту и контурную балку. Жесткость конечно при этом снижена, но это как-то уж очень произвольно.. В колонну шарнир вводить вроде бы некорректно ?
И если ввести "чистый" шарнир - как такую схему воспримут в экспертизе? По-хорошему бы ведь надо перераспределять моменты,с ограничением в 30%... Что говорят в экспертизах на такой способ перераспределения ???

[mainevent100]

Сообщение от dima_kuzminki По-хорошему бы ведь надо перераспределять моменты,с ограничением в 30%... Что говорят в экспертизах на такой способ перераспределения ???

какая необходимость в перераспределении?
в скаде сложно задать автоматическое перераспределение 30% опорного момента в пролет, проще это сделать руками

[dima_kuzminki]

Сообщение от mainevent100 какая необходимость в перераспределении? в скаде сложно задать автоматическое перераспределение 30% опорного момента в пролет, проще это сделать руками

необходимость - снизить опорный момент в балке и колонне,облегчить и упростить армирование.
Просто некоторые рекомендуют ввести простой,полный моментный шарнир. И получается,что даже в этом случае связь балки с колонной в монолите сохраняется через примыкающие плиту и балку..и чистый шарнир как бы и не выходит..но у плиты жесткость ниже..и получается типа пластического шарнира ???? ..но это как-то очень мутно,ведь в этом случае нужно видимо вводить шарниры в схеме и в плите примыкающей ?

Но даже и вручную даже и 30% перераспределить по той же причине (примыкающие монолитно плита и бортовая балка и парапет) как-то нечетко..
но с 30% - это совсем другое армирование узла и совсем не тот эффект .

Про введение чистого моментного шарнира в узле в литературе как бы рекомендаций нет и получается что узел нужно по обоим ПС обсчитывать полностью?
Как на практике это делают ? Offtop: (если очень хочется?)

[konstryktor]

Сообщение от dima_kuzminki необходимость - снизить опорный момент в балке и колонне,облегчить и упростить армирование. Просто некоторые рекомендуют ввести простой,полный моментный шарнир. И получается,что даже в этом случае связь балки с колонной в монолите сохраняется через примыкающие плиту и балку..и чистый шарнир как бы и не выходит..но у плиты жесткость ниже..и получается типа пластического шарнира ???? ..но это как-то очень мутно,ведь в этом случае нужно видимо вводить шарниры в схеме и в плите примыкающей ? Но даже и вручную даже и 30% перераспределить по той же причине (примыкающие монолитно плита и бортовая балка и парапет) как-то нечетко.. но с 30% - это совсем другое армирование узла и совсем не тот эффект . Про введение чистого моментного шарнира в узле в литературе как бы рекомендаций нет и получается что узел нужно по обоим ПС обсчитывать полностью? Как на практике это делают ? Offtop: (если очень хочется?)

Автоматически - никак не сделать. Можно разбить колонну на несколько КЭ и снизить жесткость верхнего элемента колонны, так чтобы момент снизился на 30%, пролетный момент при этом соответственно вырастет.

[dima_kuzminki]

хорошо. А полный моментный шарнир можно ввести в верху колонны, имея в виду резкое уменьшение верхней арматуры балки ,заводимой в колонну..??

[konstryktor]

Сообщение от dima_kuzminki хорошо. А полный моментный шарнир можно ввести в верху колонны, имея в виду резкое уменьшение верхней арматуры балки ,заводимой в колонну..??

Не стал бы так делать. Слишком сильное перераспределение потребуется, трещиностойкость в узле заведомо не будет выполнена и непонятно, что вообще произойдет с узлом... К тому же могут возникнуть проблемы с прогибами. Имхо узел нужно делать конструктивно жестким в любом случае. Кстати модуль упругости у колонн и у балок можно принять одинаковым, так как колонна преимущественно как изгибаемый элемент тут будет работать, это несколько снизит момент в узле и увеличит пролетный.

[roman111]

Может лучше выполнить нелинейный расчет с фактическим армированием. Как по мне это будет гораздо проще чем гадать по поводу шарниров. Узел сопряжения в монолите конструировать нужно как жёсткий узел.

[seregaxxl]

Сообщение от roman111 в монолите конструировать нужно как жёсткий узел.

Я что-то как-то не понял что именно хотят выяснить в данной теме то ли то что будет при недостаточной анкеровке, то ли то как сделать в скаде узел шарнирным, или о том как в реальности это сделать? И если балку опереть просто сверху на колонну без анкеровок и если нет вышележащих колонн, то разве узел не будет шарнирным? Автор в схеме написал про анкеровку колонны в плите. Вообще то анкеруют плиты в колоннах, а не наоборот и раз арматура проходит насквозь то я думаю такой узел можно считать жестким ибо поворот ограничен, хотя видимо только частично пока нет вышележащих колонн.
Но другой в том зачем заморочки все эти? при расчёте Скад показывает большой момент в колонне что-ли?

[dima_kuzminki]

Сообщение от seregaxxl при расчёте Скад показывает большой момент в колонне что-ли?

да,весьма большой. посмотрите схему.

Сообщение от seregaxxl Я что-то как-то не понял что именно хотят выяснить в данной теме

можно ли в расчетной схеме принять моментный ("чистый") шарнир для моделирования пластического шарнира в конструкции узла. Знаю,что так делают. Но не понимаю,как можно корректно это сделать .
Можно прикинуть вручную с упрощенной схемой. Но это противоречит требованиям норм,для монолита дб пространственная схема на упругом основании. В КЭ модели действительно напрашивается учет снижения жесткости за счет трещинообразования.
Но судя по форуму,некоторые все же "чистый"шарнир " в узлах применяют. Почему???

Сообщение от seregaxxl Автор в схеме написал про анкеровку колонны в плите. Вообще то анкеруют плиты в колоннах, а не наоборот и раз арматура проходит насквозь то я думаю такой узел можно считать жестким ибо поворот ограничен, хотя видимо только частично пока нет вышележащих колонн.

Вышележащих колонн нет,это покрытие.
Имелось в виду,что балка соединена с плитой,а плита через обвязочные балки - с колонной. Если ставим шарнир в балке ,то его недостаточно для шарнирности узла колонна-покрытие. Нужно ставить шарнир в колонне? Но в балке шарнир должен раньше возникнуть вроде бы?

[mainevent100]

Сообщение от dima_kuzminki можно ли в расчетной схеме принять моментный ("чистый") шарнир для моделирования пластического шарнира в конструкции узла. Знаю,что так делают

для покрытия можно (когда нет вышележащих колонн), хотя и не желательно. Шарнир этот должен быть конструктивным, а не пластическим. Получается обычное опирание перекрытия сверху на колонны по типу сборных ригелей и плит.

Сообщение от dima_kuzminki Имелось в виду,что балка соединена с плитой,а плита через обвязочные балки - с колонной. Если ставим шарнир в балке ,то его недостаточно для шарнирности узла колонна-покрытие

Нужно ставить шарнир в балку, при этом плита и колонна не должны иметь общих узлов (если имеют, расшивать схему). Более простой вариант вставить шарнир в верхний узел колонны.

[dima_kuzminki]

Сообщение от mainevent100 Нужно ставить шарнир в балку, при этом плита и колонна не должны иметь общих узлов (если имеют, расшивать схему).

но конструктивно-то они связаны в монолите!

Сообщение от mainevent100 Более простой вариант вставить шарнир в верхний узел колонны.

это понятно. но тогда вопрос в конструктиве. и вопрос возвращается к теме " возможен ли шарнир в монолитной конструкции" ?

Сообщение от mainevent100 Шарнир этот должен быть конструктивным, а не пластическим. Получается обычное опирание перекрытия сверху на колонны по типу сборных ригелей и плит.

ну вот именно..т.е. узел по типу сборняка? или хулиганить в монолите?

Сообщение от mainevent100 для покрытия можно (когда нет вышележащих колонн), хотя и не желательно.

почему нежелательно?

[dambra]

По моему вы путаете статику с реальностью. В статике - шарнир возможен,в реальности - нет. Потому в Еврокоде и других нормах уже давно регулируют этот вопрос: Звучит это как "частичное защемление". при заложении шарнира на опоре многопролетной - минимально учитывают 25% пролетного момента, а на краю - до 15%. Если у Вас и этого невозможно сделать - увеличивайте сечение колонны или ширину стены. При этом я бы более переживал о трещиностойкости и их величине.

[ProjectMaster]

Сообщение от dima_kuzminki Прошу порекомендовать методу использования шарнира для снижения момента в узле балка-колонна . Схему приложил. Можно ли это в данной схеме проделать? Вообще-то не пойму как в принципе,для любой аналогичной схемы корректно ввести шарнир при том что каркас монолитный, т.е при вводе шарнира в балку обеспечивается упругое соединение через плиту и контурную балку. Жесткость конечно при этом снижена, но это как-то уж очень произвольно.. В колонну шарнир вводить вроде бы некорректно ? И если ввести "чистый" шарнир - как такую схему воспримут в экспертизе? По-хорошему бы ведь надо перераспределять моменты,с ограничением в 30%... Что говорят в экспертизах на такой способ перераспределения ???

Жесткие вставки при совместном расчете балки с плитой перекрытия могут давать странные результаты особенно по надопорной арматуре, и с этим я разбираться не люблю. Искусственное снижение момента в ж.б. конструкциях введением чистого шарнира категорически не рекомендуется, так как в этом случае мы не можем оценить трещиностойкость элемента в зоне примыкания к узлу с шарниром + это искажает работу конструкций. Теоретически можно бы было ввести упругий шарнир, но корректную оценку его жесткости будет получить сложно.

ПОЭТОМУ (мой способ):
1. Балки считаем и армируем в арбате с учетом шарнирного опирания на колонну (учитывая, что верхняя арматура будет в плите перекрытия). Никаких SCADовских моделей с шарнирами не создаем! Это косяк.
2. Плиты армируем в SCADе, в пластинчато-стержневой модели со вставками (контролируя, чтобы верхняя арматура не была меньше, чем из расчета балки в арбате).
3. Колонны армируем разумно - стараемся как для типового этажа (так как балки посчитаны в арбате, то жесткости колонн для восприятия вертикальных нагрузок на балки не требуются - колонны не помогают балкам). Фактически узлы сопряжения колонн с балками должны в этом случае воспринимать моменты от горизонтальных нагрузок - ветер и сейсмику.

Т.е. должны быть 2 расчетные схемы:
1. ДЛЯ РАСЧЕТА БАЛОК с шарнирными узлами с колоннами.
2. ДЛЯ РАСЧЕТА КОЛОНН с жесткими узлами - ветровая + сейсмика+вертикальная нагрузка от балок.

[dima_kuzminki]

Сообщение от dambra Потому в Еврокоде и других нормах уже давно регулируют этот вопрос

посмотрел ТКР -ЕН-1992-1-1-2009. Не все понятно .
в п.5.3.2.2 п.п 3 - ограничение на снижение при перераспределении в 0,65 от "полной заделки" (?!) . Это примерно как в наших рекомендациях (0,7 ). ок.
п.5.4 . линейно-упругий расчет - применяется как для проверок по нес.способности ,так и экспл.пригодности. ок. как в наших нормах.
п.5.5 линейно-упругий расчет с ограниченным перераспределением . п.2. только по нес.способности проверка,что естественно.
проверил по п.п.б поп.балки из приложенного фрагмента,к-т перераспределения получился 0,998, при высоте сжатой зоны сечения = 25см . понятно.
А вот п.п.6 - "для расчета колонн необходимо применять упругие моменты из расчета рам без перераспределения" !!! Т.е. сечение колонны -то и не удастся уменьшить?!

п.5.6 Пластический расчет . п.п. только для проверки по нес.способности.
п.5.6.2 требуемая пластичность считается достаточной при выполнении всех предпосылок : 1.при относ.высоте сжатой зоны для обычных бетонов <0,25. 2.арматурная сталь - с относительной деформацией >5%. Это вроде нормально (А500С >14% ?) 3. Отношение моментов на промежуточных (а на крайних?) опорах к пролетным д.б. в диапазоне 0,5..2,0 . Т.е в пластике опорный момент не дб меньше 0,5 пролетного !

п.5.6.3 Способность к повороту. С проверкой угла пластического поворота по этому пункту относ.высота сжатой зоны может быть и более (не более 0,45 для обычных бетонов) .Но нужно проверять угол поворота.

п.5.6.4 Расчет по моделям "распорок и тяжей" - этот метод подробно не расписан..

прошу уточнить - те ли пункты я смотрел? что-то 0,25 и 0,15 не просматтривается ..?

[Mistake]

ProjectMaster, можно уточняющие вопросы задать?

Сообщение от ProjectMaster 1.Балки считаем и армируем в арбате с учетом шарнирного опирания на колонну

Как собираете нагрузки для Арбата ? Если это расчет сечений в Арбате, как задаете усилия, как учитываете длительность нагрузок ?

Сообщение от ProjectMaster 2. Плиты армируем в SCADе, в пластинчато-стержневой модели со вставками (контролируя, чтобы верхняя арматура не была меньше, чем из расчета балки в арбате).

Так в Арбате считаем шарнирную балку, откуда в ней рабочая верхняя арматура ?

[ProjectMaster]

Сообщение от Mistake ProjectMaster, можно уточняющие вопросы задать? Как собираете нагрузки для Арбата ? Если это расчет сечений в Арбате, как задаете усилия, как учитываете длительность нагрузок ? Так в Арбате считаем шарнирную балку, откуда в ней рабочая верхняя арматура ?

Арбат -> Подбор арматуры в балке (многопролетной)
Нагрузки собираем по грузовым площадям с учетом перегородок. Долю длительности можно указать при задании нагрузок.

Многопролетная балка в арбате имеет шарнир на крайних пролетах, на средних - шарнирно-подвижную опору. Сама балка неразрезной остается.

[Mistake]

ProjectMaster, пардон, файл скадовский нечем открыть, не знал что балка многопролетна.

Сообщение от ProjectMaster Нагрузки собираем по грузовым площадям с учетом перегородок

Все это как-то не практично, а что делать если балок много ? Либо когда нужно учесть неравномерные нагрузки через пролет, либо сосредоточенные нагрузки не попадающие на балку.

[ProjectMaster]

Сообщение от Mistake ProjectMaster, пардон, файл скадовский нечем открыть, не знал что балка многопролетна.

В данном случае однопролетна (вернее однопролётная с консолью), но это сути не меняет.

Сообщение от Mistake Все это как-то не практично, а что делать если балок много ? Либо когда нужно учесть неравномерные нагрузки через пролет, либо сосредоточенные нагрузки не попадающие на балку.

Балок много обычно не бывает (не более 10 шт на дом нетиповых). Так или иначе они типовые. Можно взять типовую схему с максимальными нагрузками (где перегородок больше). Если шаг колонн неравномерный - нагрузку можно по трапеции прикладывать. Нагрузки от перегородок также можно к погонной или сосредоточенной привести на глаз даже, с запасом прикладывая ближе к центру пролета.
Арбат даст армирование близкое к реальному. Жесткие вставки дадут искажения на опорах.

[Boris_1]

Сообщение от dima_kuzminki А вот п.п.6 - "для расчета колонн необходимо применять упругие моменты из расчета рам без перераспределения" !!! Т.е. сечение колонны -то и не удастся уменьшить?!

Не страшно в колоннах моменты перераспределять?