[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?

[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.