[depak]

При расчете высотных зданий иногда получаются очень большие опорные моменты в колоннах. Что если сделать выпуски арматуры из фундаментной плиты в колонны условно шарнирными? При этом элементы отвечающие за пространстенную жесткость и устойчивость (ядра жесткости, диафрагмы) будут жестко заделаны в фундаментной плите. Применяли ли Вы подобный прием?

[Romka]

Видимо

элементы отвечающие за пространстенную жесткость и устойчивость (ядра жесткости, диафрагмы)

хлипковатые, раз на колонны передается большой изгибающий момент. Попробуйте диафрагм поболее поставить.
А вообще узлы шарнирного опирания фтойки на фундамент есть в Байкове ЖБК (правда, это не норматив и не серия, но все же)

[depak]

Никакие они не хлипковатые. Опорные моменты в колоннах появляются не от горизонтальных нагрузок, а от местных деформаций фундаментной плиты.

[nrenat_kazan]

Сообщение от depak Опорные моменты в колоннах появляются не от горизонтальных нагрузок, а от местных деформаций фундаментной плиты.

Это как?

[depak]

nrenat_kazan, А вы подумайте.

[Forrest_Gump]

depak, уж лучше Вы покажите деформированную схему Вашей фундаментной плиты и каркаса, чтобы мы тут не гадали на гуще - каким это макаром местные деформации в фундаментной плите вызывают большие опорные моменты в колоннах. у меня пока фантазия отказывает представить такую картинку.

[X-DeViL]

Сообщение от depak nrenat_kazan, А вы подумайте.

Хмм... на мой взгляд, не самый лучший способ расположить к себе потенциальных отвечающих... Мне, например, расхотелось высказаться по делу...

[MasterZim]

Сообщение от depak Опорные моменты в колоннах появляются не от горизонтальных нагрузок, а от местных деформаций фундаментной плиты.

видимо фундаментная плита не достаточно толстая. Напиши подробнее - сколько этажей и какую принял толщину плиты.

[shurka_hell]

Схемку бы скинул...глянуть на твои опорные моменты от местных деформаций...

[depak]

X-DeViL,
Я понимаю это. Просто не хочется отходить от темы. На этом форуме много дилетантов, которые вместо диалога по поднятому вопросу начинают спрашивать что да как, попросту флудить. Те кто проектировал высотные здания сталкивались с такой проблемой. Я бы с удовольствием узнал ваше мнение по данному вопросу.

[Simonoff]

Согласен с depak . Фундаментная плита изгибаясь (обычно выпуклостья вниз) вовлекает в работу колонны (пилоны) . Особенно хорошо это видно в колоннах (пилонах) находящихся в периферийных зонах плиты , которые еще и на сдвиг начинают работать .
Для уменьшения этого эффекта лировцы рекондуют уменьшать изгибную жесткость в этих местаах например путем ориентации пилона вдоль контура плиты , но тогда увеличивается деформативность каркаса .
А вообще то , со схемкой в студии было бы намного понятнее о чем идет речь ...

[depak]

Simonoff, Хорошо что есть у меня единомышленники.

Выкладываю картинки. Приложены только вертикальные нагрузки.

[Ильнур]

У Вас плита работает совместно с колоннами, т.е за счет работы колонн Вы имеете такую плиту. Введя шарниры, будете иметь другую плиту. Наверно уже просчитывали?
Чтобы уменьшить моменты, нужно ужесточить плиту или улучшить основание. Или ввести шарниры

[depak]

Ильнур, Совершенно верно. Вопрос в том применял кто-нибудь на практике шарниры?

[Simonoff]

Чего то диафрагм совсем не густо , при том что они все расположены все в одном направлении . Первая форма будет явно крутильная (ну или крутильно поступательная) . А с моментами можно попробовать поиграться развернув пилоны вдоль контура фундаментной плиты если позволяет архитектура . В подвале желательно наставить побольше стен монолитных , опять же , на сколько позволит архитектура - вероятно в подвале может находиться паркинг .

Сообщение от Ильнур т.е за счет работы колонн Вы имеете такую плиту

ничего подобного , такую картину имеем только за счет податливости основания и вовлечения плитой колонн в работу .
depak , кстати какая модель основания ???

[4 и 6]

Вопрос: Мы выполнили расчет здания по ПК МОНОМАХ и в колоннах нижних этажей особенно находящихся на краях фундаментной плиты получим большие изгибающие моменты и перерезывающие силы, причем только от вертикальных нагрузок. Расчет в ПК ЛИРА аналогичный. Почему?

Ответ:

Этот эффект объясняется тем, что фундаментная плита работает совместно с плитами перекрытий нижних этажей, создавая пространственную жесткую систему в виде «коробчатой плиты» или «пространственной фермы Веренделя». С одной стороны, это благоприятно влияет на работу грунтового (свайного) основания, так как выравнивает отпор грунта (усилия в сваях), с другой стороны, моменты в фундаментной плите уменьшаются за счет условно большей высоты (по сути это несколько нижних этажей). За эти благоприятные эффекты надо расплачиваться необходимостью восприятия больших сдвигающих сил. Особенно они велики в вертикальных элементах расположенных в периферийных зонах фундаментной плиты. Подробно эти эффекты рассмотрены в книгах «Расчет и проектирование конструкций высотных зданий из монолитного железобетона» и «Компьютерные модели конструкций».
это отседова: http://www.lira.com.ua/support/faq/s...N_ID=194#a1337
как было сказано выше:

будете иметь другую плиту

[X-DeViL]

1. Основой любой расчетной схемы является геометрическая неизменяемость. Если вы соблюдете данный критерий, то прием имеет право на жизнь.
1.1. Соглашусь, что влияние деформации фундаментной плиты влияет на усилия возникающие в колоннах. Если мне не изменяют мои утренние познания строительной механики, то ФП+стены можно рассмотреть как перевернутую раму... с балкой метровой ширины (ФП) и колоннами как колоннами... В связи с чем допускаемо наличие шарниров в узлах стыка горизонтальных стержней рамы и вертикальных. Главное см. п. 1.

[depak]

Simonoff, У меня колонны 600х600. Диафрагм достаточно. Этот проект попал ко мне на доработку. Диафрагмы удалось расставить так что формы колебаний почти прямые с незначительным кручением. По поводу крутильных форм я Вам напишу в личку.

[Simonoff]

Сообщение от X-DeViL то ФП+стены можно рассмотреть как перевернутую раму... с балкой метровой ширины (ФП) и колоннами

можно , но это начало прошлого века . зачем лезть так далеко ??? Тем более от куда взять реакцию отпора грунта для того что бы загрузить перевернутую балку ??? У этого способа есть еще один недостаток (на память не помню , у Горбунова-Посадова это есть) . Если появится уважаемый AMS , он может поведать .

[X-DeViL]

Simonoff

можно , но это начало прошлого века . зачем лезть так далеко ???

Так было проще объяснить... Да - это прошлый век... но для "прикидки на коленке" вполне годен... Для вдумчивых расчетов - нет.

Если появится уважаемый AMS , он может поведать .

Было бы интересно выслушать его мнение.

[Ильнур]

Сообщение от depak применял кто-нибудь на практике шарниры?

Ну конечно нет.
Вы попобуйте утолщить или утончить плиту. И расскажете нам, как меняются моменты.

[depak]

Р�льнур, Изменять толщину плиты нет возможности. Поэтому ищу коллег применявших подобные шарниры.

[Konstructor84]

ой ребятушки дошутитесь вы со своими псевдо шарнирами, ставьте тогда уж жесткую арматру в ваши нижние колонны и спите споконо.

[depak]

Konstructor84, Вот и надо разобраться насколько это рискованний шаг.

[vv_77]

Сообщение от depak Simonoff, У меня колонны 600х600. Диафрагм достаточно.

ИМХО, колонны 600х600 - не лучший вариант. Я в таких случаях стараюсь переходить на прямоугольные пилоны.
Еще вариант - короткие сваи для выравнивания картины деформаций плиты.

[pitbul]

Сам шарнирный стык не применял, но играясь расстановкой свай в районе проблемных колонн, моменты удавалось существенно уменьшить. Да, еще помогает введение АЖТ в зоне стыка "колонна-плита"

[мозголом из Самары]

Я как-то видел как в Египте строят: заливают фундаментную плиту без выпусков, а потом заливают на ней монолитные колонны. Узел получается шарнирный. Или фундаментная плита в кирпичном доме, все стены с плитой связаны шарнирно.
В вашем случае depak если вы хотите снизить момент, то это прямая дорога в физ. нелин. расчет.

[Koker]

Если тупо брать полученные моменты на обрезе фундамента в высотках,то там никакого армирования не хватит (даже с вводом жесткой арматуры).
Мы делаем расчет в 2 этапа (по рекомендации НИИЖБа).
1- Фундаментную плиту расчитываем от полной схемы в 2-х вариантах (для получения наихудших N, с колоннами в таких зданиях не шутят).
а) полная жесткость здания
б) горизонтальные эл-ты принимаем пониженной жесткости, тем самым максимально нагружаем колонны нижнего этажа и опорные части фунд. плиты. (этапы возведения тоже никто не отменял,а обычная схема учитывает мгновенное нагружение всей конструкции).

2- Верхнюю часть конструкции здания считаем отдельно от фундамента по защемленной схеме.

а учесть все тонкости работы О-Ф-З в действительности нет возможности по многим факторам, во всяком случае в линейной постановке.

[depak]

Koker, Кстати я именно так и делаю. Как раз рассматриваю 3 эти случая, и загоняю в Вариацию моделей. Но вопрос с поста №1 остается открытым.

[Koker]

Выпуски нужно все равно делать. По варианту - наихудшая N, а М от защемления (это всяко лучше,чем если вы введете "чистый" шарнир в расчетную схему). Не усложняйте себе жизнь, много проектов построено по такой расчетной схеме.
Тем самым вы учтете и стадию монтажа, и момент в опоре, и продавливание плиты в наихудших (используя линейные расчеты) ситуациях.

[Simonoff]

Сообщение от Koker 2- Верхнюю часть конструкции здания считаем отдельно от фундамента по защемленной схеме.

С какого этажа у Вас начинается верхняя часть конструкции ???
Ибо , как было написано в посте #16 перекрытя нижних этажей вовлекаются в работу фундаментной плиты , а жесткость верхнего строения перераспределяет внешнюю нагрузку так что догружаются крайние и угловые колонны (пилоны)

[Koker]

Сообщение от Simonoff С какого этажа у Вас начинается верхняя часть конструкции ??? Ибо , как было написано в посте #16 перекрытя нижних этажей вовлекаются в работу фундаментной плиты , а жесткость верхнего строения перераспределяет внешнюю нагрузку так что догружаются крайние и угловые колонны (пилоны)

1. С обреза фундамента
2. Потому и рассматривается 2 варианта расчета. Как правило по одной схеме наиболее нагружены краевые колонны (пилоны), по другой средние.

[Regby]

Koker, эти рекомендации НИИЖБ только вам были адресованы или это общие рекомендации которые можно где то почитать?

В конце концов СП 52-101-2003 п.6.2.3 наставляет расчет производить по схема ОФЗ, а СП то же разработан НИИЖБ... В Вашем случае каркас не учитывает деформаций фундамента. Высказываться о том корректно это или нет не считаю правильным, но факт остается фактом.

Ситуация на самом деле распространенная и логические связки скоро приведут к тому что считать надо в нелинейной постановке с учетом всего что учесть возможно... но к сожалению все учесть невозможно итд итп. Много раз уже обсуждалось.

Если касаться конкретного вопроса темы: можно ли делать шарнирные стыки колонны с фундаментом в монолите, то я считаю что это возможно, но шарнир это в любом случае трещина в бетоне серийных шарниров я не знаю. А потому даже фраза о том что кто то это делал врядли Вас, depak, может удовлетворить.

Логика подсказывает что нужно увеличивать жесткость фундаментной плиты, почему это невозможно?

Изменить сечение колонн с квадратных на пилоны вообще "типовое" решение и стоит его попробовать.

[depak]

Regby, А что плохого в трещине? Обыкновенный пластический шарнир...

Уже поднимались подобные(или около того) темы на форуме.
Рекомендую почитать (автор у них как правило один и тот же):
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...EE%E4%ED%FB%E5
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...EE%E4%ED%FB%E5
и т.д.

[shurka_hell]

На Моей памяти...был один проект использования шарнирного опирания...
просто по факту была выполнена ФП с выпусками, фундамент простоял года 3 и появились новые хозяева с новой планировкой и этажностью...с учётом свайного поля была выполнена перепланировка выпуски все срезали...по верх плиты выполнены монолитные стаканы с новыми выпусками...да забыл здание 16этажей построено и уже лет 12 стоит и не жалуеться))) пытаюсь найти проект...

[Koker]

Сообщение от ЛИС Уже поднимались подобные(или около того) темы на форуме. Рекомендую почитать (автор у них как правило один и тот же): http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...EE%E4%ED%FB%E5 http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...EE%E4%ED%FB%E5 и т.д.

читали уже эти темы..много болтавни,а по факту ничего конкретного. С подобными вещами думаю многие сталкиваются,у кого достаточно высокие здания, но конкретики мало.

to Regby

в данном случае были даны именно мне лично, на вопрос о документальном подтверждении - пожали плечами. По данному объекты (заказчик Интеко) главный конструктор из этого НИИ, они же делали расчет на прогрессирующее обрушение (вообще большое недоразумение).

Еще раз повторюсь, фундамент считается одним целым со всем каркасом, а с "защемлением" только колонны и "верхушка", дабы выявить максимальные N у колонн.
Моментом от общей связки приходиться принебрегать,т.к. увеличивать жесткость до бесконечности нельзя (все таки рамки есть).

"В Вашем случае каркас не учитывает деформаций фундамента"
а вы считаете,что в расчетных комплексах он полностью учитывается? в линейной постановке.

Сообщение от Koker читали уже эти темы..много болтавни,а по факту ничего конкретного. С подобными вещами думаю многие сталкиваются,у кого достаточно высокие здания, но конкретики мало.

К сожалению конкретики по этой теме не будет никогда. Сколько конструкторов столько и мнений будет. Опять же если пытаться в этих расчетах хоть как то учитывать нелинейность грунтов, то еще больше вопросов будет возникать. Каждый раз приходится работать с экспертами индивидуально, именно потому что нет четких нормативов, способных обосновать то или иное решение. И как было правильно сказано - до бесконечности жесткость фундамента не увеличить... ну и т.п.

[Regby]

Koker, почему недоразумение?

а вы считаете,что в расчетных комплексах он полностью учитывается? в линейной постановке.

Я этого не говорил Но несомненно при расчете (в постановке ОФЗ) каркаса учитывается податливость фундамента (а ведь это - достаточно большие усилия вызывает в каркасе...) Вопрос только в том КАК оно учитывается, насколько достоверно? Врядли кто то может ответить на этот вопрос. И уж точно не я. Я всего лишь хотел обратить внимание на противоречия в рекомендациях работников НИИ.

К стати автор тех тем, по которым вы вынесли столь категорическое мнение, предлагал считать модель в разных расчетных схемах, чтобы получить хоть какое то приближение к действительности. И расчет с каркасом "защемленным" в жестких фундаментах - то же был среди тех схем.

Меня больше волнует другой вопрос. Вот эти моменты в колоннах, в зонах примыкания к фундаментам - они образуются фактически или нет? Потому как если вы армируете колонны по защемленной расчетной схеме, а фактически моменты возникают, становиться неприятно.

[Ильнур]

Сообщение от Regby они образуются фактически или нет?.

Я например думаю, что нет - деформации оснований по факту будут наверно в разы меньше.

[Koker]

Regby недоразумение - а вы поглядите хоть один расчет на это якобы обрушение... самое смешное,что авторы этого закона сами улыбаются по этому поводу, но типа надо. Зато хороший аргумент перезаложиться этак раза в 3 при конструировании.

Ильнур вот и я того же мнения, как правило те же осадки по факту раза в 2-3 меньше расчетных. Особенно это актуально для высоток с плитным фундаментом.

ЛИС "К сожалению конкретики по этой теме не будет никогда." О чем и речь. Прочитав те, да и другие темы, для себя сделал выводы как оптимальнее считать, на что то более индивидуальное к сожалению нет времени.

[barm]

Здравствуйте. Мое мнение: В данном рассматриваемом каркасе применение шарнирного соединения в узлах скорее всего невозможно, так как отсутсвует ядро жесткости (развитая система диафрагм), способных воспринимать горизонтальную нагрузку в направлении оси Х. На первый взгляд существующее лифтовое ядро с такой задачей не справиться.
По моему мнению, в случае применения расчетной модели с шарнирным соединением в узлах, необходимо диафрагмы (ядра жесткости) рассматривать как консольные вертикальные стержни, всю горизонтальную нагрузку воспринимающую целиком.
Интересно, а наружные монолитные стены подвала в данном примере почему не включены в работу?
Мое мнение (навскидку, возможно ошибочное, серъезно его не обдумывал): применение шарнирного соединения колонн с перекрытием, в принципе, правомерно при расчете каркаса в целом, но в этом случае мы все равно должны обеспечить работу перекрытий на продавливание С УЧЕТОМ РАЗНОСТИ МОМЕНТА сверху и снизу перекрытия в соответствии с п. 6.2.49 СП 52-101-2003 (а его мы сможем получить только рассмотрев систему 2 с жесткими узлами). При рассмотрении системы А влияние ветровой нагрузки можно исключить (она воспринимается диафрагмами).

[Forrest_Gump]

да простят меня обитатели форума, возникну еще разок:
1) разве обязательно выполнять все сопряжения колонн с фунд.плитой шарнирными? не оязательно. давайте выполним шарнирное сопряжение только для колон, стоящих по периметру плиты.
2) хорошо, при гибкой фундаментной плите в крайних колоннах возникают изгибающие моменты, вызванные изгибом плиты. Но тогда почему подобные изгибающие моменты я вижу на эпюрах для колонн, расположенных ближе к центру плиты? сей феномен у меня в голове вообще не укладывается. может у кого есть внятное объяснение?

[depak]

Forrest_Gump, по П.1 согласен

[GOODWIN]

Дядька, опишите тело колонны, объеденением перемещением, абсолютно жесткими вставками или еще как-то... попустит.

[Simonoff]

Ага , или измельчить сетку в окрестности колонны так что бы сторона конечного элемента стремилась к нулю - момент исчезнет как и небыло его ...

[Romka]

depak
Чтобы не гадать на кофейной гуще, вам придется ответить все-таки на несколько вопросов: Сколько этажей в вашем здании? Какая толщина ФП? Какой шаг несущих конструкций? Почему в цокольном этаже вы не задали монолитные стены по контуру? Эти стены существенно разгрузили бы "ферму", состоящую из ФП и вышележащих перекрытий, объединенных вертикальными конструкциями

[p_sh]

нужно обосновать такое конструктивное мероприятие выполнением ряда требуемых расчетов... на первый взгляд требуется следущее:
1 воспринятие конструкциями усилий на смятие бетона в зоне шарнира;
2 передача на конструкцию (совместная работа арматуры и бетона во всех сечениях констукции, а именно и в сечении колонны чуть выше dz шарнира) проектных усилий, выполнением каких то конструктивных мероприятий... к примеру постановка косвенной арматуры, чтобы бетон колонны нес всю силу без учета арматуры, т.к. на арматуру через бетон в этом сечении усилие не успеет передаться; или уситановка какой-то силовой базы через которую усилие в полном (необходимом) объеме будет передаваться на железобетонное сечение колонны, вероятно к этой базе будет приварена (привинчена и т.д.) рабочая арматура колонны.

3.
и потом (чуть ли не самое главное) следует проверить действительно ли там возможен шарнир - т.е. выяснить где и как проходит нейтральная ось в сечении (расчет по п 3.28 СНиП 2.03.01-84 (см вложение))... ,а то может все напряжения в нем (по всему нижнему сечению) сжимающие(с учетов всех "страшных" моментов) - а это означает, что с вводом в расчетную схему шарнира она (расчетная схема) будет переставать соответствовать действительности.

ps. не рискнул бы... дело в том, что шарнирный узел (по учебным источникам) применим в случаях когда нормальная сила небольшая (одноэтажные рамы)

pps

Что если сделать выпуски арматуры из фундаментной плиты в колонны условно шарнирными?

: это выглядит подобно тому как если доказывать что 5 меньше 4... хотя это базовое соглашение в "науке" - т.е. вы не много не мало пытаетесь утвердить, что установив меньше арматуры - сечение начнет нести больше... вот такой получается постановка вашего вопроса. Это если не применять специальные конструктивные мероприятия, на подобие мостовой (шарнирной) опоры... но в таком случае, видимо, экономически выгоднее будет просто положить требуемое количество арматуры.... Тем не менее в науке имеется такой критерий истиннности научной гипотезы, который позволяет относится к данной гипотезе непренебрежительно - этот критерий -

Критерий «безумия», т.е. несоответствия здравому смыслу. Академик Г. Наан об этом пишет: «...Что такое здравый смысл? Это воплощение опыта и предрассудков своего времени. Он является ненадежным советчиком там, где мы сталкиваемся с совершенно новой ситуацией. Любое достаточно серьезное научное открытие, начиная с открытия шарообразности Земли, противоречило здравому смыслу своего времени»

[barm]

Ввод шарнира в стальных контсрукциях более оправдан в связи с наличием в стали площадки текучести, в то время как в бетоне имеет место "как бы пластичность", обусловленная в основном трещинообразованием. Поэтому вводя шарнир, вы должны оценить на каком участке диаграммы деформирования бетона (сигма - эпсилон) оказывается бетон в "крайних волокнах" колонны расчетного сечения. Если относительные деформации приходятся на ниспадающую ветку, это говорит о том, что расчетное сечение подвержено трещинообразованию и находиться в состоянии разрушения. Несмотря на то, что здание в целом может и не рухнуть в связи с наличием статической неопределимости, то вряд ли кто то согласиться эксплуатировать колонну с трещинами в нижнем сечении.
Таким образом, когда мы говорим о снижении жесткости ж.б. узла в расчетах, мы должны вводить не нулевую щесткость (шарнир), а конечную жесткость, соотвествующую секущему модулю деформирования бетона, обеспечивающему невыход рассматриваемого сечения на ниспадающую ветвь диаграммы деформирования. Данный подход в приниципе отражается в СП 52-101-2003 п.6.2.25.
Но Боже упаси использовать сей метод в реальных условиях, ибо сложность поиска корректного нелинейного решения в сущности простой задачи расчета каркаса неоправдана. Отсюда выходы:
1. Перезаложиться
2. Что то поменять в расчетной схеме
3. Ввести шарнир, снизить жесткость узла и сделать кучу расчетов (я бы выбрал п.1)

[Евгений, Екатеринбург]

p_sh,

это выглядит подобно тому как если доказывать что 5 меньше 4

Бывает и такое...:-) В бухгалтерии например :-)..

вы не много не мало пытаетесь утвердить, что установив меньше арматуры - сечение начнет нести больше... вот такой получается постановка вашего вопроса

И такое тоже бывает. По нормам 2004 года (пособие по напряженным) при расчете изгибаемых со сжатой арматурой, может получится что при наличии сжатой арматуры несущая способность будет меньше чем без сжатой (при x<2a'), правда в пособии по ненапряженным есть примечание, которое такую возможность исключает. Не знаю, забыли напечатать в пособии или это связано с недостатками метода предельных усилий, и поэтому в преднапряженных это исключили.
Бывает и в таком случае как описано, только не сечение будет нести больше, а элемент в целом, если одно из его сечений заармировать соответсвующим образом. Но данный вопрос требует тщательного изучения, займусь потом...

...дело в том, что шарнирный узел (по учебным источникам) применим в случаях когда нормальная сила небольшая (одноэтажные рамы)

Делали нечто подобное, нижнее сечение заармировали сетками косвенного армирования, продольную арматуру тоже поставили, но без анкеровки в плите нижележащего этажа (здание многоэтажное)...
Вообще шарниры раньше применяли (даже узлы конструировали по типу стальных шарнирных баз, но не прижилось - сначала перешли на сборный железобетон и проблема отпала, а потом вернулись к монолиту, но все уже и забыли... Находил такие узлы в одном учебнике 50-х годов...

[4 и 6]

Находил такие узлы в одном учебнике 50-х годов...

зачем так далеко. эти узлы есть в Голышеве на стр.420