[Розмысл]

Суть в том, что гл.инж. толкует о том, что если рама монолитная, то однозначно ригели работают как нерезрезная балка. Я же помню, что по молодости (будучи студентом) где то такое читал, что если армировать ригель в верхней части опорного участка конструктивно, а в пролете армировать по расчету как шарнирную, то так он (ригель) и будет работать. Не сбрасывая со счетов конечно возникновение пластического шарнира. Кто, блин, прав?

[lee]

щас только вспомнить, читал ли это ригель.

Конструктивно - это как ?

[Розмысл]

Сообщение от lee щас только вспомнить, читал ли это ригель. Конструктивно - это как ?

Ну, это типа такая арматура, которую надо ставить по любому, т.е. минимальное армирование, чтобы железобетон не стал просто бетон.

[lee]

Сообщение от Розмысл Ну, это типа такая арматура, которую надо ставить по любому, т.е. минимальное армирование, чтобы железобетон не стал просто бетон.

Блин, ты меня просто убил. Дайте яду. Контрольную порцию

[X-DeViL]

Розмысл
логика такая:
1. Арматура доходит до предела текучести и начинает "течь" без увеличения напряжения.
2. Допущение, что "заделка с краю", перестает быть верным. тк сечение на опоре поворачивается.
3. Реальный момент воспринимаемый сечением на опоре не равен теоретическому расчетному моменту в случае " нормальной заделки" (или неразрезной балки)
4. в соответствие с п.3, происходит увеличение реального пролетного момента.

Вот и думайте дальше ) Все это верно пока не пройден до конца предел текучести.

[Говард Тич]

Слушай ГИПа

[A III]

Сообщение от Розмысл Суть в том, что гл.инж. толкует о том, что если рама монолитная, то однозначно ригели работают как нерезрезная балка. Я же помню, что по молодости (будучи студентом) где то такое читал, что если армировать ригель в верхней части опорного участка конструктивно, а в пролете армировать по расчету как шарнирную, то так он (ригель) и будет работать. Не сбрасывая со счетов конечно возникновение пластического шарнира. Кто, блин, прав?

Ближе к истине конечно Гл. инж он так сказать Пгав...
Хозяйке на заметку:
При расчете рам имют место быть некоторые допущения...
1.Ригель многопролетной рамы с погонной жесткостью в 3 раза большей суммарной погонной жесткости стоек примыкающих к узлу можно расчитывать, как неразрезную балку.
2. Если суммарная погонная жесткость в 6 раз и более превышает погонную жесткость ригилей последние рассчитывают как балки с защемленными концами.

P.s. Если сделать как вы говорите

что если армировать ригель в верхней части опорного участка конструктивно, а в пролете армировать по расчету как шарнирную, то так он (ригель) и будет работать

При нагружении ригеля после того, как в конструктивно поставленной арматуре напряжения растяжения достигнут предела текучести... (вы думаете момент уйдет в пролет) я извиняюсь конечно но ИМХО он НАХЕР АТАРВЕТСЯ от колонны(стойки)...

[vv_77]

Сообщение от Говард Тич Слушай ГИПа

Полностью согласен. Без комментариев.
Нигилизм в нашем "бизнесе" опасен.

[Аshаs-ка]

Еще и поперечная сила сработает при возникновении пластического шарнира... Хорошо мостовиков раньше учили - чуть сдача - все под мост и рюмку водки...

[MasterZim]

Сообщение от Розмысл Кто, блин, прав?

Ты прав, как заармируешь так и будет работать. Если на опоре будет мало верхней арматуры, то там треснет и момент убежит в пролет.
Странно а чего спорить-то?. Поставь в верхнюю зону расчетную арматуру как просит главный инженер, а в пролет напехай арматуру из расчета по шарнирной схеме, и спи спокойно.

[TK]

Сообщение от MasterZim Если на опоре будет мало верхней арматуры, то там треснет и момент убежит в пролет.

Там не треснет - там сломается, это все-таки две большие разницы :wink:

[Romka]

Розмысл
ГИП прав.
Разрушения не будет, ведь балка при образовании 2 шарниров на опоре станет статически определимой и для ее разрушения требуется еще образовакние шарнира в пролете (см теорию перераспределения моментов)
Если положите значительно меньше арматуры, чем бы это требовал расчет балки как неразрезной, то арматура при некотором малом моменте потечет. И чем больше разница между действующим моментом и воспринимаемым, тем больше будет "шейка" текучести арматуры на опоре (вплоть до ее разрыва). Значит ширина раскрытия трещины на опоре будет значительно больше, чем разрешает СНиП (0,3мм). Именно из этого условия в теории разрешается уменьшение опорного момента не более, чем на 30%.
Кроме того, зачем мы делаем жесткие узлы вместо шарнирных? Чтобы обеспечить геометрическую неизменяемость всей рамы. В Вашем случае без диафрагм или связей не обойтись. :idea:

[AndyWasHere]

афтар частично прав

дело в том, что может быть ситуация "посрединке" между свободно опертой и жестко закрепленной балкой. эту ситуацию описал X-Devil, Romka и вроде исчо пару человек

если армировать на опоре на полный момент, то нередко там очень сложный узел получается (а иногда просто не хватает бетона, не выполняется условие ksi<ksi_r), поэтоу можно снижать опорный момент до 30% при этом прибавляя половину этого значения в пролетный

в этом кстати тоже фича. если опорный момент снижается на M, то пролетный увеличивается только на 0.5M. реальная экономия

да кстати, на опоре при этом нужно выполнить условие поддержания пластического шарнира ksi<0.35

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Romka Значит ширина раскрытия трещины на опоре будет значительно больше, чем разрешает СНиП (0,3мм). Именно из этого условия в теории разрешается уменьшение опорного момента не более, чем на 30%.

Все почти верно, только 30% не из этого. При 30% тоже ширина раскрытия будет превышать допустимую (если приложить расчетную нагрузку и расчетные характеристики материала для раскрытия трещин). Я пришел в рассуждениях к тому что 30% сделано нарочно что бы при нормативных нагрузках и характеристиках материалах все было нормально.
Давно доказано (я читал об этом в одной из диссертаций) что пластический шарнир в том виде в котором он описан учебниках неправомерен - из-за наличия у бетона ниспадающей ветви.
Кстати в СНиПе про 30% не сказано. Сказано лишь "для конструкций в которых могут возникать значительные пластические деформации" вот и решайте.
Ситуация с переармированием из-за возникновения пластического шарнира не только не улучшается, но и значительно ухудшается. :-( из-за неравномерных деформаций бетона.

[X-DeViL]

Евгений, Екатеринбург
Поподробнее? [/quote]

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от X-DeViL Евгений, Екатеринбург Поподробнее?

С какого места? :-)
Из-за наличия у бетона ниспадающей ветви сопротивление сжатой зоны меньше при одном и том же значении момента, но с пластическим шарниром чем без такового.
По нагрузкам имеем запас грубо 20%, плюс по материалам еще примерно 10% (по арматуре) итого около 30% для изгибаемых непереармированных набегает. Поэтому и дается до 30%.
Относительно ксиR то же можно разобраться если вместо упругих деформаций в арматуре подставить действительные в формулу по СП. С пластическим шарниром разность деформаций в бетоне сжатой больше чем без него, что и приводит к увеличению кривизны, что по сути и есть шарнир.

[Lorens]

Господа, я предлогаю переименовать тему и несколько ее расширить - а возможно ли вообще шарнирное опирание в монолите или как кто то вырозился "шарнирное опирание - это отрыжка сопромата". Но если нет шарнирново опирание то и в обсалюьную заделку позвольте не верить. Как тогда вообще считать. По двум схемам и применять в месте опирания одни, а в пролете другую?

Меня в свое время учили просто - над опорная арматура заводиться на 1/10 пролета - опирание шарнирное, на 1/4 - заделка.
Вопрос как же тогда стоит все что я напроектил???

Да и вообще задаться вопросом что же вообще происходит на самом деле с Ж/Б в момент разрушения??? (да и в момент эксплотации то же)

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Lorens Но если нет шарнирново опирание то и в обсалюьную заделку позвольте не верить. Как тогда вообще считать. По двум схемам и применять в месте опирания одни, а в пролете другую? .... Да и вообще задаться вопросом что же вообще происходит на самом деле с Ж/Б в момент разрушения??? (да и в момент эксплотации то же)

Любая расчетная схема есть идеализация, именно несовершенство этой идеализации и учитывается коэффициентами работы. Даже представление стальной балки в виде балки (в понятиях сопромата) есть идеализация.
Что реально происходит с железобетоном незнает никто...да в прочем и со всем остальным то-же (даже самому грустно).
"Я кажусь себе лишь мальчиком, который бегает по берегу океана и которому лишь изредка попадаются более крупные камни" (с) И.Ньютон

[DTab]

[quote="A III"]

Сообщение от Розмысл P.s. Если сделать как вы говорите что если армировать ригель в верхней части опорного участка конструктивно, а в пролете армировать по расчету как шарнирную, то так он (ригель) и будет работать При нагружении ригеля после того, как в конструктивно поставленной арматуре напряжения растяжения достигнут предела текучести... (вы думаете момент уйдет в пролет) я извиняюсь конечно но ИМХО он НАХЕР АТАРВЕТСЯ от колонны(стойки)...

Ну что-ж так категорично - "оторвется". Система развалится когда будет механизм (например 3 шарнира на одной прямой). Может конечно срезаться от поперечной силы, но тут уж на прямую от горизонтальной арматуры ни чего не зависит, а от кол-ва поперечки и прочности полосы бетона между поперечной арматуры.
Если про срез пока забыть , то можно пользоваться при расчете методом предельного равновесия, хотя тут мы тогда заведомо не выполняем IIгр.пр.с. - трещины и прогибы. На мой взгляд прибегать к этому методу расчета нужно только если запахло жариным и надо как-то прикрыть одно место и сохранить лицо. Но и тут есть подводный камень в виде "способности перераспределять" усилия - это относится к переармированным сечениям, элементам с преднаряженной арматурой и колоннам.
Так что метод конечно теоритически красивый, но пользоваться им надо осторожно. А у этой рамы с которой все началось колонны жестко защемлены, или нет, если нет, то тут может образоваться механизм - 2 шарнира внизу и 2 (пластических) наверху - может произойти потеря устойчивости.

[Sober]

По-моему компромис с ГИпом может быть найден следующим образом:
1.Считаешь раму целиком (без рассуждений на тему, что будет если условия представить в виде шарниров или абсолютных заделок, так как на этом уровне очень много подводных камней, попутно смутно вспоминаешь, что стойки тоже "следят" за перемещениями ригелей)
2.Получаешь усилия (реально зависящие от жесткостей всех входящих стержней). Плюешь на таблицы для расчета рам (так как все они составлены на сомнительных допущениях)
3.Армируешь (на все возможные РСУ), конструируешь (не все расчетное можно "пихнуть" без забот)
4.Гордо несешь все это на подпись

[AndyWasHere]

Евгений, Екатеринбург

может вы расшифруете ваши посты, про неправомерность пластических шарниров. я ничего не понял. запас по бетону ведь всегда большой, да и пластичность у бетона у него солидная

вы как то изложите свою мысль яснее что ли, может рисунок приложите, если не сложно

во всяком случае на испытаниях жб я наблюдаю п.ш. явно. и это прекрасно видно на диаграмме деформирования. момент там конечно не постоянен, но жесткость очень низка и существует п.ш. очень долго (примерно до M=2*Rs*As*ho, или до 5 см прогиба балки пролетом 1м)

all

обидно, что после X десятков лет работы многие люди открывают для себя такое понятие, как "относительность расчетных схем". лучше бы господа, которые читают Лиру, Старк и прочие мке, начинали свои лекции именно с этого, а не с того, где лучше купить их продукты

[visi]

Здравствуите. Я ваш коллега из Болгарии. Все что говорит автор темы- все верно. В принципе, изхода из законов строительной механики, надо армировать ак неразрезную балку. Однако, если фундаменты под колонну единичные, столбчатые, т.е. осадка колонн разная, то можно армировать как обычную двухшарнирную балку и ничего страшного не случится! на опоре просто образуется пластический шарнир, сечение поворачивеатся и балка заравотает как двух шарнирную. В этом случае будет просто около 20-25% больше разход арматуры, но ничего страшного со инженерной точки зрения не случится. как говортся- нет ничего надежнее чем двухшарнирна балка!
Успехов!

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от AndyWasHere Евгений, Екатеринбург может вы расшифруете ваши посты, про неправомерность пластических шарниров. я ничего не понял. запас по бетону ведь всегда большой, да и пластичность у бетона у него солидная вы как то изложите свою мысль яснее что ли, может рисунок приложите, если не сложно во всяком случае на испытаниях жб я наблюдаю п.ш. явно. и это прекрасно видно на диаграмме деформирования. момент там конечно не постоянен, но жесткость очень низка и существует п.ш. очень долго (примерно до M=2*Rs*As*ho, или до 5 см прогиба балки пролетом 1м)

Я не говорил что пластические шарниры неправомерны, я сказал неправомерны в том виде в каком это дается в учебниках - момент доходит до определенного значения и остается строго постоянным. Из-за наличия у бетона ниспадающей ветви и момент не является постоянным, он уменьшается.
Пластичность у бетона есть, но она ведь не подчиняется двухлинейной диаграмме, на которой основано предположение о пластическом шарнире.
Причем тут запас по бетону не совсем понял - если подходить по научному, запаса нет - есть прочность и все, запас это для проектировщиков.
Как момент может быть равен M=2*Rs*As*ho? если прочность арматурных стержней (в зависимости от коэффициента вариации) составляет примерно 1,2*Rs и почему момент (усилие), а не деформация являетя показателем что пластический момент существует долго?

[AndyWasHere]

Евгений, Екатеринбург

такое ощущение, что вы никогда не ломали реальные балки. все ведь немного сложнее

когда в арматуре появляются напряжения Rs балка не ломается. она начинает деформироваться (ну это очевидно ) ну идея в том, что деформируется она еще очень долго. здесь возможны два варианта

а) рвется арматура. реальное напряжение разрыва AIII составляет около 600 МПа. запас очень большой. только у упрочненной арматуры типа AIV AV AVI Rs и напряжение разрыва лежат недалеко (их кстати нельзя применять в пластических шарнирах)

если короче -- запас до разрыва арматуры обычно огромен. AI и AII на испытаниях не рвется почти никогда. AIII -- в некоторых случаях

б) ломается бетон. кривизна становится настолько большой, что бетон просто разламывается

вот поэтому существует требование ksi < 0.35 для п.ш. это кстати реальный запас по бетону в конструкции, а не какой то виртуальный. почти все изгибаемые жб конструкции должны иметь запас по бетону (это требование ksi<ksi_r)

а что с моментом? он растет вместе с деформациями. но поскольку жесткость в п.ш. очень мала, то деформации растут гораздо быстрее. диаграмма деформирования получается не двухлиейной, но достаточно близко к ней. и этого достаточно для существования п.ш.

кстати, доказательством существования п.ш. является не момент или деформации, а их отношение, т.е. жесткость. п.ш. существует в условиях малой жесткости (а в идеальном случае -- нулевой)

(короче здесь нужен рисунок, если попросите, я его сделаю вечерком)

дык вот. фактически п.ш. существует долго, достаточно долго для того, чтобы в пролете успели развиться предельные усилия

[Евгений, Екатеринбург]

AndyWasHere
600 мпа это уже работа изгибаемых эл-тов за площадкой текучести и к пластическому шарниру в обычном понимании отношения не имеет.
У А3 нормируемое временное сопротивление 560мпа, вот у А400 действительно 600. у Ат400с и А400с 500 и 550 соответсвенно, так что при Rs=355мпа момент не будет 2*Rs*As*ho даже за площадкой текучести. Давайте будем корректными и не будем давать надежду людям на двойной запас. :-)
существует требование ksi < 0.35 для п.ш.
в каком нормативном документе существует? Не отрицаю наличие такого условия, но в нормативных документах его нет, я его встречал в более логичном виде - ksiR следует умножать на 0,7.
Применение высокопрочной арматуры в пластических шарнирах не допускается (опять же в нормах этого нет) и реально один известный человек (не будем прикрываться именами) для моего конкретного случая разрешил учесть пластический шарнир при арматуре ВрII.
Про все остальное указанное Вами мне тоже хорошо известно.
Я не отрицаю наличие пластического шарнира, я говорю о том что реально он не такой как это описано в учебниках. И то что вы описываете при работе изгибаемых за площадкой текучести лучшее тому подтверждение.
В пределах площадки текучести момент не растет - как он может расти если напряжения в арматуре постоянны, а бетон имеет низходящую ветвь. И если при кратковременном нагружении это не сказывается это не значит что этого нет.
ЗЫ. Не делайте скоропалительных выводов о моей квалификации и опыте.

[p_sh]

усматриваю "схожую" ситуацию с обозначеной рамой в случае с опиранием безбалочного покрытия на крайние колонны, арматура которых незаанкерена в плиту покрытия. (заведена на 10D и точка)

http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6570 потс 11 (и смежные темы)

тогда это не вызвало такого бурного обсуждения: или конструкция казалась менее ответсвенной, или "более" прочной и приспособляемой, и про трещины никто не вспоминал...

ЯТД данные случаи статически равнозначны.

Про раму автору:.
если устремить ситуацию в крайность: неанкеровать арматуру колонны в ригель, то получим две стойки и опертую на них однопролетную балку. Говорить о рамной конструкции уже не будет иметь смысла в виду её отсутсвия. Возможно имеет смысл сравнить экономические преимущества вариантов. - и здесь (в экономике) поискать правоту.

[visi]

Все верно! Преимущество бетона именно в том, что, как его армируеш, так он и будет работать! С этим конечно надо быть осторожным, учитывая тип фундаментов. Эсли фундаментная плита или решетка монолитных ленточных фундаментов, то лучше армировать как рамму /неразрезную балку/. Эсли фундаменты единичные /под каждую колону свой фундамент/, то спокойно можно армировать и как систему однопролетных балок, и все будет ОК. У нас так часто армируют балки, в малоэтажных жилых домах /до 3-4 етажа/ , когда фундаменты единичные.

[Розмысл]

[quote="AndyWasHere"]Евгений, Екатеринбург

или до 5 см прогиба балки пролетом 1м)

all

Однако ... а сечение балки каково?

[Розмысл]

Сообщение от visi как говортся- нет ничего надежнее чем двухшарнирна балка! Успехов!

Обожаю шарнирные балочки. На рамы смотрю настороженно.

[Розмысл]

Сообщение от visi Все верно! Преимущество бетона именно в том, что, как его армируеш, так он и будет работать! С этим конечно надо быть осторожным, учитывая тип фундаментов. Эсли фундаментная плита или решетка монолитных ленточных фундаментов, то лучше армировать как рамму /неразрезную балку/. Эсли фундаменты единичные /под каждую колону свой фундамент/, то спокойно можно армировать и как систему однопролетных балок, и все будет ОК. У нас так часто армируют балки, в малоэтажных жилых домах /до 3-4 етажа/ , когда фундаменты единичные.

Абсолютно с вами единодушен. Кстати, фундамент - монолитные перекрестные ленты. Делаю такой в первый раз, нервничаю по этому поводу. У нас в городе такой фундамент проектируют во второй раз. Первый раз такое делал уважаемый аксакал, который узнав про мой фундамент подбодрил, сказав: "Делай с запасом". Я склонен так и сделать.

[Розмысл]

[/quote]

Блин, ты меня просто убил. Дайте яду. Контрольную порцию[/quote]
Прикалываешься!

[Розмысл]

Сообщение от Говард Тич Слушай ГИПа

Он не ГИП, он главный инженер института. И я с некоторых пор понял, что слушать его надо, но все таки подвергать сомнению иногда не вредно.

[Sober]

Подвергать сомнению ГИпа - все равно, что ...против ветра.
Лучше - спрашивать его мнение (совет)

[DTab]

Вот пример на заданную тему из литературы. Книга посвещена расчету рамных конструкций в пластике. Помимо всего прочего в ней сформулированы разные ограничения на перераспределения усилий, одно из них гласит, что ни в одном критическом сечении нельзя уменьшать арматуру более чем на 50%. (так что прозвучавшая ранее цифра 30% вполне сюда вписывается. )
[ATTACH]1186726974.jpg[/ATTACH]

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от DTab ни в одном критическом сечении нельзя уменьшать арматуру более чем на 50%.

А вот пособие к СП гласит что плиты толщиной до 80мм разрешается армировать сварными сетками без отгибов на опорах...(мысли вслух, ничего про книжку сказать не хочу, книжка по всей видимости толковая)

[DTab]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Сообщение от DTab ни в одном критическом сечении нельзя уменьшать арматуру более чем на 50%. А вот пособие к СП гласит что плиты толщиной до 80мм разрешается армировать сварными сетками без отгибов на опорах...(мысли вслух, ничего про книжку сказать не хочу, книжка по всей видимости толковая)

Да и ни чего страшного. Просто если плита толщиной менее 8см - значит там нагрузки не велики, да и арматура такая "звонкая" (большого диаметра просто не впихнуть - защитных слоев не хватит), что для анкеровки видимо хватает длинны опирания. За исключением куполов и др. оболочек, там опорные мощные контура. Реч ведь идет о рамных конструкциях , где ригель уж ни как не менее 8см.
А книга эта - чешских авторов, под редакцией самого Гвоздева А.А.

[A III]

D TAB большое спасибо вам за упоминание о МИЛИКЕ И ИОЗЕФЕ... [sm201]
Погоричился я говоря

но ИМХО он НАХЕР АТАРВЕТСЯ от колонны

В принципе такой случай возможен когда
-Произойдет срез (о чем вы уже сказали)
-Если образуется сквозная трещина между стойкой и ригелем и арматура(поставленная конструктивно) деформируясь (будучи заанкеренной в стойке) разорвется-последний случай наверное близок к теоретическому...
p S "...Ты Малую Землю читал?
-Нет
-А я вот пойду, еще раз почитаю..."

[DTab]

Сообщение от A III D TAB большое спасибо вам за упоминание о МИЛИКЕ И ИОЗЕФЕ... [sm201]

Прошу прощение , что не назвал Авторов книги - М.Тихий, Й.Ракосник.
Просто почемуто подумалось, что эти фамилии мало кому известны (видимо из-за таких вроде меня ). Впредь обещаю такого больше не повторится.

[Разработчик]

Ой, чё вы спорите, есть же нормативный документ. Правда не наш, странно, что в наших СНиПе/СП этот момент упущен. Цитирую Еврокод 2 в своем переводе:
5.4.2.1.2 В монолитных конструкциях, даже когда при проектировании предполагается шарнирное опирание, сечение должно быть спроектировано на изгибающий момент происходящий от частичного защемления как минимум 25% от максимального изгибающего момента в пролете.
Коряво, но дословно

[taras]

Сообщение от Разработчик Ой, чё вы спорите, есть же нормативный документ. Правда не наш, странно, что в наших СНиПе/СП этот момент упущен. Цитирую Еврокод 2 в своем переводе: 5.4.2.1.2 В монолитных конструкциях, даже когда при проектировании предполагается шарнирное опирание, сечение должно быть спроектировано на изгибающий момент происходящий от частичного защемления как минимум 25% от максимального изгибающего момента в пролете. Коряво, но дословно

Просмотрите Руководство по конструированию бетонных и железобетонных конструкций (без предварительного напряжения)
п. 3.137
там в неявном виде есть похожее требование при опирании плит на кирпичные стены.

Вопрос
Данный пункт из Еврокода относится к полностью монолитным конструкциям?.
Если да-то как решается вопросс работой опорного сечения на срез
(см. сообщение 19) при возникновении трещин в верхней зоне сечения.

[DTab]

Есть кое-что про перераспределение в РУКОВОДСТВЕ по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций (НИИЖБ М1975г.)

[Sober]

Ребята!
Утомляет Ваша настойчивость.
Разве нельзя прочесть заголовок темы?
Автор! Как Вы относитесь к моим рекомендациям? Что смущает?

[DTab]

Сообщение от Sober Ребята! Утомляет Ваша настойчивость. Разве нельзя прочесть заголовок темы? Автор! Как Вы относитесь к моим рекомендациям? Что смущает?

В сообщении 34 черным по белому - при частично защемленных опорах предельная нагрузка в двое меньше, чем при полном защемлении (при одинаковой несущей способности сечений). ну и про 50% и т.д. (как варианты 25% и 30%). В противном случае балка превращается в шарнирно опирающуюся и проектировать ее уже надо как шарнирную, а не так , что давайте просто не поставим арматуру над опорами, а в пролете ее побольше запихаем и всё.
Кстати всех с днем строителя!

[Sober]

Кстати! И Вас тоже.
Настаиваю: забудьте о "перераспределении" - вопрос тонкий, требующий подготовки. Надеюсь Автор все "оснознал"

[Разработчик]

DTab

В сообщении 34 черным по белому - при частично защемленных опорах предельная нагрузка в двое меньше, чем при полном защемлении (при одинаковой несущей способности сечений).

Ну, это очевидный результат, только кому и зачем нужна одинаковая несущая способность сечений (опорного и пролетного)? Для того и делают это самое "перераспределение", чтобы уменьшив несщую способность опорного и увеличив пролетного получить в результате экономию арматуры. Кстати о 50% уменьшения арматуры: тот же Еврокод 2 ограничивает перераспределение 15% или 30% (по снижению несущего момента) в зависимости от типа арматурной стали, 50% по арматуре это может дать только при коэффициенте армирования больше 2%! Но все эти правила перераспределения моментов обычно применяются для промежуточных опор неразрезной балки, а в данном случае, как я понимаю, мы работам с рамой.
Sober

Ребята! Утомляет Ваша настойчивость. Разве нельзя прочесть заголовок темы? Автор! Как Вы относитесь к моим рекомендациям? Что смущает?

Смущает то, что они не отвечают на вопрос поставленный в теме:
Розмысл

Кто, блин, прав?

Ваши рекомендации совпадают с позицией главного инженера, позиция Розмысла соответствует теории и практике "домашинного" периода расчетов, когда ж/б конструкции еще не рушились через несколько лет после сдачи. А посему - оба правы, только позиция главного ведет к большему расходу арматуры, а в позиции Розмысла слабое место - трещиностойкость, ее-то нужно считать для рамы с жестким узлом и, с большой вероятностью, даже выпольнив приведенное требование Еврокода про 25% - не пройдет.

[AndyWasHere]

...соответствует теории и практике "домашинного" периода расчетов, когда ж/б конструкции еще не рушились через несколько лет после сдачи

золотые слова. повешу у себя на рабочем столе

[Розмысл]

Сообщение от Sober Ребята! Утомляет Ваша настойчивость. Разве нельзя прочесть заголовок темы? Автор! Как Вы относитесь к моим рекомендациям? Что смущает?

Рекомендации по поводу подвергать сомнению слова ГИПа - всегда буду подвергать, но конечно поступать придется так как он велел. По поводу поста №20 могу сказать только, что по первым трем пунктам делаю так как у Вас перечислено, делаю на SCADe в пространственном решении с учетом работы основание-рама+сейсмика 8 баллов с инерционными нагрузками. Делаю так как умею. На подпись никому не несу. Просто беру расчет и конструирую. Ну у нас тут такой стиль работы. Куда он приведет не знаю. Тут я уже хочу открыть тему насчет организационых заморочек в каждой конторе. Если ее еще нет. Тема богатая, наболевшая и нескончаемая.

[p_sh]

Сообщение от Розмысл делаю на SCADe в пространственном решении с учетом работы основание-рама+сейсмика 8 баллов с инерционными нагрузками.

с применением вариации моделей??? Если нет то сейсмические силы будут оценены не по методу.

тема: Мнение по учету трещинообразования в ЖБК. стр 4. сообщения novinkov
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090

[Dime_Polak]

Простите мое непонимание греческого алфавита, скажите пожалуйста какая величина скрывается под выше написанной ksi (ksi<0.35 и т.д.) - это отношение сжатой зоны бетона к h0 или что то еще?

[DTab]

Сообщение от Разработчик DTab В сообщении 34 черным по белому - при частично защемленных опорах предельная нагрузка в двое меньше, чем при полном защемлении (при одинаковой несущей способности сечений). Ну, это очевидный результат, только кому и зачем нужна одинаковая несущая способность сечений (опорного и пролетного)? Для того и делают это самое "перераспределение", чтобы уменьшив несщую способность опорного и увеличив пролетного получить в результате экономию арматуры. Кстати о 50% уменьшения арматуры: тот же Еврокод 2 ограничивает перераспределение 15% или 30% (по снижению несущего момента) в зависимости от типа арматурной стали, 50% по арматуре это может дать только при коэффициенте армирования больше 2%! Но все эти правила перераспределения моментов обычно применяются для промежуточных опор неразрезной балки, а в данном случае, как я понимаю, мы работам с рамой.

Поясню по поводу зачем нужна одинаковая несущая способность сечений (опорного и пролетного):
Если посмотреть ж.б. конструкции И.И.Улицкого, то на стр.623 увидим , что опорный момент ql2/12, а пролетный ql2/24, суммарный момент 0.208333*q*L*L. По методу предельного равновесия все три момента могут быть одинаковы и равняться ql2/16, суммарный момент 0.1875*q*L*L.
Т.О. Арматуру можно экономить при одинаковой несущей способности всех трех моментов.

Насчет сколько нужно ограничивать перераспределение ни сколько не настаиваю ни на одной цифре. Сколько и куда перераспределять это личное дело каждого под его-же ответственность. Там вообще масса всяких ограничений, на разные случаи. Лично я предпочитаю армировать по упругой схеме, но в пределах разумного.

Сообщение от Dime_Polak [b]скажите пожалуйста какая величина скрывается под выше написанной ksi (ksi<0.35 и т.д.) - это отношение сжатой зоны бетона к h0 или что то еще?

Да это относительная высота сжатой зоны.

[Розмысл]

Сообщение от p_sh Сообщение от Розмысл делаю на SCADe в пространственном решении с учетом работы основание-рама+сейсмика 8 баллов с инерционными нагрузками. с применением вариации моделей??? Если нет то сейсмические силы будут оценены не по методу. тема: Мнение по учету трещинообразования в ЖБК. стр 4. сообщения novinkov http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090

Вообще-то нет. Спасибо за ссылку. Надо будет зайти.

[Розмысл]

Сообщение от p_sh с применением вариации моделей???

Там такие "бобры". Я с трудом понимаю о чем речь.

[p_sh]

Сообщение от Розмысл Я с трудом понимаю о чем речь.

если вам поможет то мой перевод: расчет сейсмических сил по методике СНиП не допускает применения нежесткого защемления в основание.

[Romka]

Со всем уважением к p_sh и novikov . Все читать в дружеском тоне. :wink:
О чем вообще разговор?
Если посмотреть на форму графика коэф динамичности Бэтта, то видно, что уменьшение периода колебаний уменьшает сейсмическую силу (на определенных участках) на несколько процентов.
Но с другой стороны, скрупулезно найдя все параметры сейсм силы (пусть даже с учетом полного защемления колонн), мы тупо делим ее (сейсм силу) на 4 (коэф К1=0,25), косвенно учитывая неупругие деформации, трещины и прочую лабуду, которая при допустимых повреждениях здания обеспечит его устойчивость в целом и позволит людям эвакуироваться.
Да, условностей в СНиПовской методике немерянно, т.к. никто не знает, откуда, с какой силой и с какими частотными характеристиками придет сейсмика, да еще как отреагирует на это до сих пор хреново изученные грунт и ж/б.
Но весь мир по этой теории считает и строит. Другого нет и что-то новое будет нескоро. Так что, вперед и с песней, считаем по сейсмическому СНиПу, при желании учитывая поддатливость основания. http://dwg.ru/dnl/2563

[maestro]

Читаю вот с ужосом... Вот это дожили... Хорошо хоть старенькие ГИПы есть.. А когда их не будет? Может в законодательном порядке запретить строить?

Розмысл

Сударь- вы в институте чем занимались? На лентах строймеха? Там, если вспомните, старенький дедушка профессор говорил, что в стат. неопределимых с-мах распределение усилий пропорционально жесткостям. Вот пропорциональ им, родимым, и будут распределяться усилия и должна расставляться арматура. Чем жестче колонна, тем больше она запретит повороты балке и получите верхнюю арматуру. Чем жестче балка- тем меньше опорная арматура и больше пролетная, а вся схема работв ближе к шарнирной балке. Возьмиnt Лиру, Скад- не знаю чем вы там считаете и поставте пару экспериментов. Возьмите рамы с 8м шагом и скажем 16 и сравните вначале просто эпюры моментов, а потом армирование, и увидите, что моменты таки строятся на растянутых волокнах и там де они есть- там и арматура должна быть.

Конечно- там есть и второй слой... Перераспределения, жесткие тела, е-маё там всякое. Но это- уже как минимум после усвоения золотого правила:

В СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ СИСТЕМАХ РАСПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ ПРОПОРЦИОНАЛЬНО ЖЕСТКОСТЯМ ЭЛЕМЕНТОВ

Вопчем: В Бобруйский политехнический! Строймех доучивать

[Розмысл]

Сообщение от maestro В СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ СИСТЕМАХ РАСПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ ПРОПОРЦИОНАЛЬНО ЖЕСТКОСТЯМ ЭЛЕМЕНТОВ Вопчем: В Бобруйский политехнический! Строймех доучивать

М-ды. Действительно, строймех - моя больная мозоль , оттого и беспокоит все время. Но рамы я считал в свое время считал методом приближения насколько я помню. Даже проверял ее со СКАДОМ, различия в усилиях составили от2 до 9%. Теперь только СКАДОМ. Но в бобруйск я не поеду... нет не поеду. Урюпинск мне больше по душе :wink: Благодаря Вам у меня в голове что-то как-то вроде даже упорядочилось.

[maestro]

Розмысл

От сердца отлегло.. Значит не все так запущено. Нет ничего стыдного в том, что бы не знать. Стыдно не хотеть знать и/или не стремится знать. Из розмысла и розмыслов выросла далеко не худшая инженерная школа в мире. Так что будете учится- и у вас все будет хорошо. Современная система обучения инженерным дисциплинам (которую я отлично узнал на своей шкуре) не позволяет мне обвинять вас слишком сильно. Вы не виноваты. Вас просто не учили. Как и меня. Поэтому доучивайтесь. Подрастете- от ваших знаний будут зависеть жизни людей- не забывайте. Пойдите в родной институт или куда нить в техническую библиотеку и возьмите хороший учебник строймеха. Решите руками (можно маткадом или Екселем) хоть простенькую раму методом МКЭ вручную. Вы увидите, что это вам даст больше в разы, чем знание всех кнопок Скада, вместе взятое. И хотя я и лировец- но и Лиры тоже . И все то, что говорю я в свое время великий Юрий Гензерский (зав. сопровождения Лиры), да продлятся дни его во благоденствии- вдалбывал мне каждый раз при каждой новой претензии "Лира неправильно считает". А однажды вообще озверел и спросил закон Гука. Было очень стыдно. Впрочем это лирика. Просто вы размягчили мое сердце своим признанием собственного незнания и готовностью наверстать упущенное. Удачи тебе, Розмысл!

[Romanich]

"Лира неправильно считает"

maestro, читали ?
http://www.dataforce.net/~krakov/web%203/Lira_1.htm
http://www.dataforce.net/~krakov/web%203/Lira_2.htm

[Romka]

Да эти товарищи ( http://www.dataforce.net/~krakov/web%203/ ) "разносят в щепки" не только Лиру, но и Скад, Пособие по проектированию ЖБК.

По ходу, они продвигают программу "ОМ СНиП Железобетон" ( http://www.dataforce.net/~krakov/web%203/Svjaz.htm ) , т.к. всё "разоблачается" на ней.

Самому аж интересно стало. Надо разобраться...

[Romanich]

Romka, самое интересное что разносят то они разносят, а на семинарах вместе с Лирой были . На лировском оффсайте висела инфа.

[AndyWasHere]

хм. коли речь пошла за Лиру, приведу жуткий пример из жизни

в одногм проектном институте считали жб балку на 2х опорах, при этом, естественно, на опорах от поворота ее не закрепили

потом пришло распоряжение приложить крутящий момент. приложили

естесно при кручении получается геометрически изменяемая система

но Лира это дело... посчитала :roll: причем максимальный момент получился в пролете ну тут нужно знать как Лира сводить свою матрица, и станет понятно, что она много чего бредового может посчитать

естестно, люди, которые считают балку на 2х опорах на Лире, не усомнились в результатах расчетов. так и заармировали... стоИт вроде

[maestro]

Цэ всэ фигня. Во-первых- не указано о каком именно алгоритме армирования и из какой версии идет речь. По-моему сейчас там не так. Во-вторых расчет по наклонным по СНиП в МКЭ нереализуем в принципе в виду того, что завязан на геометрию конструктивного элемента и неформализована методика определения длины проекции опасной наклонной трещины. Поэтому выкручиваются ка могут. И Лира, и Скад. И в т-третьих- проверку по СНиП лировская арматура всегда выдерживает. А алгоритмы расчета арматуры, которая удовлетворяет общему случаю расчета по СНиП- внутреннее дело авторов программы. Лишь бы проверка потом сходилась.

[p_sh]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Применение высокопрочной арматуры в пластических шарнирах не допускается (опять же в нормах этого нет) и реально один известный человек (не будем прикрываться именами) для моего конкретного случая разрешил учесть пластический шарнир при арматуре ВрII.

вот подтверждение тому в Улицком
[ATTACH]1187802784.GIF[/ATTACH]

[Tym]

Сообщение от p_sh усматриваю "схожую" ситуацию с обозначеной рамой в случае с опиранием безбалочного покрытия на крайние колонны, арматура которых незаанкерена в плиту покрытия. (заведена на 10D и точка) http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6570 потс 11 (и смежные темы)

Здравствуйте. Не могли бы вы дать название темы - ссылочка у меня не открывается...