[rakshin]

Как вы считаете: обязательна ли установка надопорной арматуры в зоне растяжения?
Мое мнение на этот счет - необязательна. Производя расчет по деформациям при схеме с условно шарнирным опиранием, мы получаем прогиб в середине пролета (больше, чем с защемлынными концами!!). Можем вычислить также и ширину раскрытия трещин. Если все результаты расчетов удовлетворяют требованиям, то можно верхнюю арматуру не ставить.
Ваше мнение по этому поводу

[Sober]

Сообщение от rakshin Как вы считаете: обязательна ли установка надопорной арматуры в зоне растяжения?

Обязательно! шутить изволите?

Сообщение от rakshin Мое мнение на этот счет - необязательна.

Лишь бы мнение не расходилось с безопасностью :shock:

Сообщение от rakshin Производя расчет по деформациям при схеме с условно шарнирным опиранием

Задумайтесь над "условно"

Сообщение от rakshin , мы получаем прогиб в середине пролета (больше, чем с защемлынными концами!!).

Ура! Ведь эту схему мы сами придумали? Или из учебников?

Сообщение от rakshin , Можем вычислить также и ширину раскрытия трещин. Если все результаты расчетов удовлетворяют требованиям,

Какова ширина раскрытия трещин из условия прочности надопорного сечения? Поделитесь!

Сообщение от rakshin , то можно верхнюю арматуру не ставить. Ваше мнение по этому поводу

Ставить надо. :idea:

[DEM]

Ага а может вообще не армировать. А как же расчет по наклонным трещинам, что у вас буде воспринимать поперечную силу ? И вообще вы похоже считаете, балку защемленную с двух сторон можно считать как балку шарнирно опертую. Ну это вообще не в какие рамки не лезет. Похоже вы совсем не давно институт закончили.

[rakshin]

господин DEM и иже с ними. здесь обсуждается не моя квалификация, и не ваша. если вам это так интересно, то я закончил ВУЗ пять лет назад, запроектированы мною были уже и жилые здания, и торговые центры, и выстовочные, и аквапарк. так что приводите свои доводы, а не кидайтесь голыми фразами.
если обязательна установка верхней арматуры, то почему об этом не написано в СНиПе? никогда не задумывались над этим?
1. Что вам не нравится в понятии "условно"? здесь подрузамевалось только то, что мы рассчитываем на максимальный прогиб в середине, который возникает при шарнирном опирании.
2. Расчет ширины раскрытия трещин по СНиП 2.03.-1-84*:
при пролете 4м и армировании (по балочной схеме) d12 шаг200 нижней арматуроймы получаем раскрытие трещин на опорах в районе 0,06-0,07мм. Вроде немного, правда, друзья?
3. Раз вы утверждаете, что ставить надо, то объясните почему. Я вот объяснил, почему считаю, что не надо.
4. Поперечную силу может воспринимать не только арматура, но и еще и бетон. Круто, да?
Я не буду кичиться фразами: "да по такой схеме уже туева хуча зданий построена!". Прошу и вас не прикрываться доводами: "Раз все так проектируют, значит так надо"

[wjea]

Rakshin

Не стоит кипятиться, Вы выдали, как бы это выразиться - не совсем традиционную мысль, по этому такая реакция на Ваш пост.
Давайте с Вами разберём - балка со свободной, или частично защемлённой опорой, всегда будет иметь прогиб больше, чем та же балка с жестким защемлением, обратное, может произойти только и только за счёт арифметической ошибки. Просмотрите табличные формулы прогиба.
Ваш вопрос о случаях необходимости над опорной арматуры. Случай постановки над опорной арматуры при защемлении ясен. Случай над опорной арматуры при частичном зешемлении(кроме как на частичный момента) или свободной опоры, связан как правило, обеспечением возможности работы бетона на поперечную силу. А именно, если частично защемлённая балка или свободно лежащая, испытает малейший опорный момент,(вторая по случайной причине) то бетон вступит в самую не выгодную комбинацию сил - это работа на растяжение. Т. е. появиться не контролируемая по месту расположения трещина над опорой , как правило, у края, которая автоматом исключит на опоре работу бетона на поперечную силу да и площадь опоры тоже. Вот посему необходима конструктивная над опорная арматура в любом случае.
По этому в рекомендациях по ж/б, насколько мне помнится, даже в не рабочем направлении, на свободных опорах плит , предусматривается конструктивная опорная арматура.
Если у Вас есть возражения пожалуйста выскажите.

[DEM]

Над опорная арматура нужна для того, чтобы к ней можно было приварить поперечную арматуру и воспринять поперечную силу. А в остальном надо смотреть эпюру материалов.
И еще есть минимальный процент армирования, а так же учитывать то что бетон имеет свойство усадки(арматура нас хотя бы немного спасает от этого) . В смысле от трещинно образования.
Ну а ваш аквапарк, Я надеюсь сделан не по вашему принципу.
А то будет еще один

[YakovSN]

Представим ситуацию. Балка или, что еще хуже, плита оперта на кирпичную стену. Чистейшей воды шарнир. Далее стену поднимают еще на этаж и на плите оказывается столб кирпича по ширине равный ширине опирания оной. В расчете мы всеравно принимаем шарнир, а вот если не поставить конструктивную опорную арматуру... Далее можете посмотреть в литературе схемы разрушения плит и балок .

[rakshin]

1. Как раз об этом я и пишу: максимальный прогиб при шарнире, поэтому мы и ведем расчет по этой условной, наихудшей для нас схеме, допуская раскрытие трещин на опоре.
2.Насколько мы знаем, бетон изначально предполагает работу с трещинами, и на опоре в том числе. Вопрос только в том, чтоб раскрытие трещин было меньше допустимого. В моем примере оно меньше допустимого где-то в 5 раз. Наклонное сечение на то и наклонное, что проходит не вертикально, а под углом, а значит не пересекается с трещиной, из за ее мизерности. Или вы хотите сказать, что пропилив вдоль опоры плиту болгаркой на глубину, допутим, даже 1см, у нас все рухнет?
3. DEM, надопорная арматура нужна в первую очередь для того, чтоб повысить жесткость элемента. А за "минимальный процент армирования" отдельное спасибо, он здесь очень кстати. Да и вообще вы очень приятный собеседник.

И напоследок. Почему если взять плиту, опертую по 4 сторонам, размером метр на метр, ни у кого не возникнет сомнений в том, что там можно обойтись и без верхней арматуры (а если по-честному, то и вообще без арматуры!)? А вот постепенно увеличивая ее размеры, мы начинаем говорить, что так делать нельзя. В какой момент происходит вот это вот "нельзя"? 1мх1м? 2мх2м? Почему нельзя просто посчитать и объяснить надобность или ненадобность установки арматуры над опорой?

[rakshin]

YakovSN, и не поставлю, если этого не потребует расчет! Дайте мне пункт СНиП, который регламентирует установку конструктивной надопорной арматуры. Если его нет, значит ставить не обязательно.

[red_elefant]

Блинн! Ну вы загоняетесь народ! Последние сообщения YakovSN и Rakshin в нужное русло почти попали. Как обсуждать что делать если не знаете что это за балка - надо же действительно посмотреть что представляет собой опора! И дальше моделировать либо шарнир, либо неполное защемление, либо защемление и смотреть расчет - нужна арматура-ставить, не нужна -ставить маленькую конструктивную и всё.

[an247]

Все кто учился на ПГС выполняли КП по монолитному ж/б, и при армировании плиты перекрытия принимали надопорную арматуру в рабочем напралении на 1/10L плиті (на участках возле стен), та же ситуация и с монолитной второстепенной балкой. А в сборных плитах серии ПК в обязательном порядке в торцевых верхних зонах устраивается дополнительная сетка. Арматура над опорой нужна и обязательно, ну хотябы для того, что бы установить поперечную. [/i][/b]

[rakshin]

блин... как об стенку горох! пункт СНиП или расчет: чем вызвана установка верхней арматуры???

[red_elefant]

Сообщение от rakshin блин... как об стенку горох! пункт СНиП или расчет: чем вызвана установка верхней арматуры???

Вашим спокойным сном и многолетним опытом проектирования у нас и за бугром.
Не надо забывать что строите Вы не на ближайшие 1-2 года, а на сного лет, за которые меняется технология предприятий, проводятся ремонты и реконструкции зданий, кислотные дожди может на нас инопланетяне напустят. Даже если вы виноваты не будете -все равно мозги помурыжать окончательно. В наше время строители считают что они умнее проектировщиков.
И последний вопрос если в верху балки нет арматуры, то как выглядит каркас (на что крепится поперечная арматура)?
Повторяю -приведите что за опирание, если действительно можно считать как шарнир, то она (надопорная) не нужна, хватит той (я думаю 6-8 у Вас) что идет в верхней зоне по всей длине.

[rakshin]

red_elefant, в балках верхнюю арматуру ставлю, речь велась только о плите перекрытия, где поперечная сила гораздо меньше и можно не устанавливать хомуты.

[DEM]

Ну как вы все таки собираетесь ставить поперечные стержни в над опорной части. И вообще Я занимался авторским надзором и видел не однакратно и усадочные трещины и технологические изъяны.
Даже в метах где было аримрование конструктивное переодически появлялись трещины, и не 1 см глубиной а на много больше.

[DEM]

Два магистра убеждают мастера в очевидном

[rakshin]

DEM, вы вообще читаете мои ответы?
1. я же написал, что речь идет о тех случаях, когда установка поперечной арматуры не требуется по расчету.
2. если по вашему это "очевидно", то почему об этом не написано в СНиПе?
ах, вы магистр? извините, не заметил... можно я возьму все свои слова обратно, побегу останавливать стройку, а вечером расскажу своей семье, что имел счастье общаться с самим DEMом.

[red_elefant]

Значится так! Повторяйте за мной:
Отче наш,
иже си на небеси,
Да святитсяИмяТвое,
Да пребудет царствие твое....
и т.д.
И после этого не ставите надоопорную арматуру - и будет Вам счастье - тут я не шучу очень даже может быть что простоит довольно долго (+ еще не будет реконструкций и рабочии все нормально сделают, не перегрузят при строительстве и эксплуацации, распалубят когда надо).
Но я бы все-таки отгибы над опорой поставил.

[p_sh]

Сообщение от rakshin Мое мнение на этот счет - необязательна. Производя расчет по деформациям при схеме с условно шарнирным опиранием, мы получаем прогиб в середине пролета (больше, чем с защемлынными концами!!).

обратив особо пристальное внимание на слово "УСЛОВНО", полагаем,что шарнир образуется в результате течения арматуры (верхней). из этого вытекает, что арматура сверху должна быть.

[rakshin]

И в третий раз: УСЛОВНО шарнирная для того, чтобы расчет велся на максимальный прогиб, наихудший для нас вариант, когда защемление отсутствует полностью!

[p_sh]

Сообщение от rakshin И в третий раз: УСЛОВНО шарнирная для того, чтобы расчет велся на максимальный прогиб, наихудший для нас вариант, когда защемление отсутствует полностью!

Извиняюсь.
если вы производите расчет по схеме "шарнирно опертой балки" для того чтобы
1. с запасом поставить нижнюю арматуру
2. жесткость заделки неизвестна. !!!! (вот для этого ставится здесь надопорная арматура, чтобы потом, в случае большой ее жесткости, образовался пластический шарнир и расчет соотвествовал реальности)
Т.е. как кто-то уже отмечал, если изменение расчетной схемы невозможно - невозможно образование жесткой заделки, то ваша схема пойдет.
Если вы уже не знаете жесткость заделки то см. п.2

[rakshin]

Вот. Про это и речь. Ухожу от жесткой заделки, ставлю только нижнюю. В опоре трещины меньше допустимых, поэтому, ну и хрен ты с ними. Чем не шарнир?

[p_sh]

Сообщение от rakshin Вот. Про это и речь. Ухожу от жесткой заделки, ставлю только нижнюю. В опоре трещины меньше допустимых, поэтому, ну и хрен ты с ними. Чем не шарнир?

не пугает возможность хрупкого разрушения?

[Sober]

Сообщение от rakshin Как вы считаете: обязательна ли установка надопорной арматуры в зоне растяжения? Мое мнение на этот счет - необязательна. Производя расчет по деформациям при схеме с условно шарнирным опиранием, мы получаем прогиб в середине пролета (больше, чем с защемлынными концами!!). Можем вычислить также и ширину раскрытия трещин. Если все результаты расчетов удовлетворяют требованиям, то можно верхнюю арматуру не ставить. Ваше мнение по этому поводу

Мое мнение Вы уже знаете. Хочу сказать, что Вы не одиноки в своих предположениях. Мне приходилось знать такого человека. Его мысль была в том, что раз заделка а-ры не обеспечивается (тонкая стенка), то можно принять схему в виде свободной опоры. И тогда и тем более сейчас я с ним не согласен. Извините, но советую по-дружески разложить проблему на составляющие части...
Я почему-то думаю, что речь идет именно о стыке монолитной плиты и монолитной же стенки. Помятуя о том, что схема и реальная конструкция - разные вообще-то сущности, произведем небольшой анализ. С Вашего позволения
Не следует соединять в один прочностной и деформативный расчеты. Тем более, что результаты получаются разные. В первом случае - прочно-не прочно, а во втором - жестко-не жестко. Разумеется, что мы с Вами должны на оба вопроса ответить утвердительно 8)
Что бы мы не думали о стыке, но как момент, так и поперечная сила в таком СОЕДИНЕНИИ присутствуют. Осталось лишь их воспринять. Вы сами сказали о растянутой зоне бетона - следовательно МОМЕНТ на лицо (нижняя зона, очевидно сжата). Сами понимаете, что бетон неизбежно будет разрушен В СЛУЧАЕ превышения расчетного сопротивления бетона растяжению (см. п. 3.8 СНиП - изгибаемые бетонные элементы). Надеюсь это очевидно. Если прочно, то все хорошо и осталось лишь учесть деформации ползучести, усадки, температурные и линейные, а также доказать, что трещин никаких нет. Это все можно. Теперь о поперечной силе. Цельное сечение воспринимает ее по всей свое площади (см. п. 3.32 - без поперечной арматуры). Здесь - тоже проверка очевидна. Осталось лишь правильно задать проекцию наклонного сечения. Ну это просто. Если все прочно - ради бога - можете доказать, что бетонный элемент тоже имеет право на ИЗГИБ.
Что происходит в случае НЕПРОЧНОСТИ нормального сечения? Правая часть условия 23 оказывается меньше левой...Это нехорошо.
Принимаем решение...Как ВЫ думаете, какое?

О деформациях. Действительно, жесткое защемление и шарнир - суть идеализация, никогда не встречающаяся в природе в монолитных конструкциях. Здесь смотрите сами, какую расчетную ситуацию Вам следует выбрать. Я стараюсь принять "природную" жесткость (с известной долей ее реализациии).
Удачи! :?

[Jeka]

Все наехали дружно на rakshinа, а в то же время он поднял интересную тему. При определенных параметрах расч. схемы плиты (пролеты, толщина, нагрузки) действительно трещины в заделки хоть и образуются, но оставшееся бетонное сечение вполне может держать, и зачастую с большим запасом поперечную силу (например при полетах 1-1.5м плошных плит 100-150 мм). Что в этом случае происходит - "приспосабливаемость" конструкции или если хотите изменение расчетной схемы. Момент с опоры уходит в пролет и плита начинает работать по упруго защемленной схеме. Вполне понятное явление, расчетная схема узла изменятся под нагрузкой. Например в узлах стальных балок мы такое часто встречаем и называем это пластическим шарниром (только материал там не разрушается, а только течет). Причем впомним для стальных балок при расчете поперечная сила должна быть увеличена в таких случаях на 20%. В ж.б. схема другая - здесь происходит частичное разрушение. Но ведь никто не будет утверждать, что при соблюдении требований прочности и трещиностойкости такая конструкция может существовать. Другое дело как посчитать такое сечение, потому что трещина посути концентратор напряжений + оставшаяся часть бетона тоже напряжена от момента в упругой заделке и напряжение на крайних точках следует полагать S=Rbt. И считать такое сечение только на Q, полученное статическим расчетом ИМХО неверно. А если как считать не знаем, испытаниями не проверили, то лучше арматуру все - таки поставить, либо параметры плиты брать такие, чтобы образование трещин на опоре вообще не происходило. Все остальное требует расчетных доказательств.

А поперечная арматура, мы же знаем для тонких плит может отсутствовать.

И еще на одной стройке видел следующую картину: плита пустотная 1.2 х7 вмето 2- опор по краям подвели третью в середине :shock: . Понятно момент на средней опоре максимальный, армирование рабочее отсутствует. На плиту вывалили поддон кирпича :shock: и ничего - треснула в серединке и всего лишь, ничего никуда не обвалилось.

[red_elefant]

Сообщение от Jeka И еще на одной стройке видел следующую картину: плита пустотная 1.2 х7 вмето 2- опор по краям подвели третью в середине :shock: . Понятно момент на средней опоре максимальный, армирование рабочее отсутствует. На плиту вывалили поддон кирпича :shock: и ничего - треснула в серединке и всего лишь, ничего никуда не обвалилось.

Ну и что? А испытывали перемычку она вместо 4 тонн контрольной на разрушение понесла 8т и что будем надеяться что все такие?

[Jeka]

Сообщение от red_elefant Ну и что? А испытывали перемычку она вместо 4 тонн контрольной на разрушение понесла 8т и что будем надеяться что все такие?

Да нет же, я же ни к чему не призываю, просто констатирую факт. И вообще вы правы, примерчик этот здесь был совершенно ни к чему

[rakshin]

Наконец-то дискуссия перешла в обсуждение, а не в высказывания типа: все..., один я - Дартаньян 8)
Sober, все правильно вы расписали. Прям как будто я писал. Поперечная арматура может отсутствовать в плитах, это тоже правильно и я об этом написал. Но даже если предположить, что поперчная сила не воспринимается только бетоном, то должен произойти срез. Получается, что срез с большим запасом воспринимается только арматурными стержнями. Не допускаете же вы мысли, что трещина раскроется настолько, что оголит арматуру.

[p_sh]

Сообщение от rakshin Получается, что срез с большим запасом воспринимается только арматурными стержнями. Не допускаете же вы мысли, что трещина раскроется настолько, что оголит арматуру.

а интересно, какие усилия будут в продольной арматуре, держащей срез, и хватит ли ее анкеровки на длинне после трещины?

[YakovSN]

а интересно, какие усилия будут в продольной арматуре, держащей срез, и хватит ли ее анкеровки на длинне после трещины?

Вот-вот, а теперь давайте перенесем эту ситуацию в надколонную зону (где длинны анкеровки точно хватит) и подумаем:"а может ну ее нафиг эту поперечную арматуру?". :roll:
Я серьезно.

[Sober]

Сообщение от rakshin Но даже если предположить, что поперчная сила не воспринимается только бетоном, то должен произойти срез. Получается, что срез с большим запасом воспринимается только арматурными стержнями. Не допускаете же вы мысли, что трещина раскроется настолько, что оголит арматуру.

Не совсем так...
Вы наверное обратили внимание на то, что формул без поперечки вообще-то две. Первая предназначена для расчета приопорного сечения, а вторая для расчета остальных, расположенных далее h0.
В свое время, изучая наклонное железобетонное сечение, я пришел к выводу, что вообще-то в этих формулах рассматриваются два разных вида напряженного состояния. В первом случае - скалывание, во втром - срез. Опытами установлено, что предел прочности бетона на скалывание в 1,5…2 раза выше, чем при осевом растяжении.
Я трактую первое явление как независимое от армирования, которое должно выполняться ВСЕГДА.
Что касается работы продольной арматуры, то существуют методики учета НАГЕЛЬНОЙ ее работы. Это явление признано. Признаюсь также честно - никогда этот факт не учитывал с целью безопасности. 8)

[YakovSN]

Sober,

Что касается работы продольной арматуры, то существуют методики учета НАГЕЛЬНОЙ ее работы. Это явление признано.

А можно с этого места поподробнее? Уж очень интересно!!!

[Sober]

Сообщение от YakovSN Sober, Что касается работы продольной арматуры, то существуют методики учета НАГЕЛЬНОЙ ее работы. Это явление признано. А можно с этого места поподробнее? Уж очень интересно!!!

Пожалста
С указанной методикой Вы можете познакомиться в "А.Б. Голышев...Проектирование железобетонных конструкций. Справочное пособие. 2-е издание, Киев, Будивэльнык, 1990" на стр.162.
Метод не вошел в нормы. Касается лишь НАКЛОННЫХ сечений (см. условие 3.333). Сообщите о результатах!

[rakshin]

Сообщение от Sober Опытами установлено, что предел прочности бетона на скалывание в 1,5…2 раза выше, чем при осевом растяжении. Я трактую первое явление как независимое от армирования, которое должно выполняться ВСЕГДА.

250 т/м.кв - мне кажется не такая уж и маленькая величина для плиты перекрытия, это надо постараться, чтобы поперечная сила была больше))

[art]

Прикольная тема... только я не понимаю чем она вызвана, кому мешает надопорная арматура ...

Мое мнение ставить надо... аргументы такие:
1) схема предложенная rakshin экономически не выгодна, т.к. она "разрезная"- потребует больше арматуры и толщины плиты... иначе, нафига было б вообще применять неразрезность...
2) применяя шарнирное опирание плиты на колонну мы нарушаем общую жесткость здания - такое решение потребует кучу дополнительных диафрагм.... опять же экономически не выгодно....

Короче... мое мнение - вопрос яйца выеденного не стоит (для широкой инженерной практики). Извиняюсь за резкий тон ...

[YakovSN]

Sober, к сожалению у меня есть только издание 1985 года, а там ничего такого :cry:

[Sober]

Сообщение от YakovSN Sober, к сожалению у меня есть только издание 1985 года, а там ничего такого :cry:

Эта статья называется "Уточненный метод расчета по прочности сечений, наклонных к продольной оси элемента".
В конце концов возьмите это издание в библиотеке. Дело в том, что для понимания метода требуются еще сведения из других разделов книги. :wink:

art - согласен!

rakshin - мы говорим о комлексе воздействий. Консоли, как известно, "падают"....

[Sober]

rakshin!
Вы по-прежнему не будете ставить продольную арматуру в растянутой зоне? :?

[rakshin]

Сообщение от Sober rakshin! Вы по-прежнему не будете ставить продольную арматуру в растянутой зоне? :?

Буду, если жесткости при шарнирном опирании будет недостаточно 8) Про консоли тут речи не идет, там я, конечно же, поставлю.

И почему обязательно перерасход? Если мне надо залить плиту толщиной 18, то что ж, я буду разбивать плоскую плиту на 18,16, 14 и т.д. по комнатам??? Это неудобно для строительства.

То же самое и с арматурой. Если на стройке есть до фига 12-ой, но нет 10-ки, конструктивно укладывается с шагом не больше 1,5Н. я уложу только внизу, а мне предлагают еще и вверху ставить.

вопрос как раз в том, чтоб избежать перерасхода, а не наткнуться на него!

[YakovSN]

Sober, н-а-ш-е-л!!!!! Оно и в этом издании есть (только уж очень мелкими буквами озаглавлено). Спасибо!
А по поводу надопорной арматуры, так в противопожарных нормах на
"высотки" пожарники требуют устанавливать верхнюю арматуру даже в местах отсутствия отриц. моментов. Т. е., верхняя сетка должна присутствовать везде по всей плите (даже если ее там никогда не было :wink: ).
И еще, совсем недавно был на объекте с авторским надзором и увидел, что на плите перекрытия лежит гора песка (тонн 10) и все это на площади около 5 м2 и как на зло в центре пролета. Расчетная нагрузка на плиту 1,2 т/м2. rakshin, вы и эти моменты учитываете? Или вы со стройплощадки не вылазите и контролируете каждый шаг наших доблестных строителей?
Таких примеров вам могут привести множество. Так как будем дальше жить? :wink:

[rakshin]

не знаю, зачем можно насыпать на плиту перекрытия 10 т песка, только если поприкалываться. а запас в нагрузках при заливке конструкций мы имеем приличный, 0,3-0,4 т/м.кв. Правда, опалубку снимаем гораздо раньше, нежели чеме через 28 суток В общем, пока с этой проблемой не сталкивался, больше тонны никто плиты не пригружал.