[YakovSN]

Прочел любопытную статью http://www.stroinauka.ru/biblio.asp?d=12&dc=12&dr=4813 и возник ряд вопросов по этому поводу:
- а куда подевалась рабочая арматура плиты перекрытия, почему о ней даже не упоминается?
- цитата: "расстояние между хомутами колонны в зоне плиты должно быть не более и не более 100 мм, а их количество не менее 3, где - диаметр продольной арматуры колонн;" чегото не хватает?
- цитата: "расстояние между хомутами в колоннах в зоне на расстоянии от плиты перекрытия должно быть не более и не более 200 мм." тоже самое.
Кто-нибудь знает, что пропущено в двух последних цитатах? (о том, что там зависимость шага хомутов от диаметра рабочих стержней колонны я догадываюсь, но какая именно?) И почему неучитывают арм-ру плиты (в тоже время норовят всунуть туда 3-и хомута)?

[p_sh]

как я понял речь не о плите, а о колонне. плита там вообще рядом не стояла.

[YakovSN]

Сообщение от p_sh как я понял речь не о плите, а о колонне. плита там вообще рядом не стояла.

Речь идет о возможном разрушении прослойки бетона меньшего класса, находящегося между бетоном более высокого класса. В данном случае этой прослойкой является плита перекрытия.
Прочтите, пожалуйста, еще раз начало статьи. А вот потом действительно о плите перекрытия забыли, забыли также, что она имеет армирование.

[p_sh]

внимательно с самого начала.
Вообще тема о всевозможных переходах сред и работы таких соединений непростая. дадим возможность великим умам над ней подумать. опытов поделать.
Но при чем армирование плиты - так до сих пор не догнал. На нехилое косвенное армирование намекаете?? Дак нужно еще не один и не два опытов проделать - что там да как да от чего зависит.

[YakovSN]

p_sh,

На нехилое косвенное армирование намекаете??

Дык и-м-е-н-н-о!!!

Дак нужно еще не один и не два опытов проделать - что там да как да от чего зависит.

А, что сейчас прикажете делать? В нашей бригаде конструкторов спор на эту тему тянется очень долго. Существует мнение меньшинства, что участок прослойки между колоннами зажат со всех сторон перекрытием (если так можно выразиться) и процессу разрушения бетонного куба некуда развиться, соответственно он и не разрушиться. Я с этим не согласен, т. к. в процессе смятия данного участка перекрытие может срезаться по грани колонны под прямым углом, а не под 45 грд (как в процессе продавливания).
Интересно узнать ваше мнение!!!

[p_sh]

дело в том что косвенное армирование (сетка плиты) располагается только в верхней и нижней зоне - может не хватить шага (и по вертикали и по горизонтали). поэтому авторами предложено устанавлитвать в этой зоне еще дополнительно и хомуты. а в связи с тем, что арматура плиты зависит в основном не от параметров колонны (хотя и от нее тоже), а в основном от пролета и нагрузок. т.е. плохо поддается определению, а в связи с неопределенностью говорить придется беспредметно. - это по арматуре плиты (я думаю ее справедливее в связи с этим пока выкинуть из поля зрения -в запас так сказать)

участок прослойки зажат плохо - если плита работает с трещинами (в верхней зоне по крайней мере), опять про хомуты те самые.
потом в статье указывается на применение особых классов стали и бетона - а они вообще будут по другому работать нежели А-III и В25 (например)

Сообщение от YakovSN' т. к. в процессе смятия данного участка перекрытие может срезаться по грани колонны под прямым углом, а не под 45 грд (как в процессе продавливания). Интересно узнать ваше мнение!!!

что-то я пока ничего не скажу. сам не знаю. пороюсь в первоисточниках. есть у меня литература по работе коротких консолей - хотя и она не про то.
лучше всего обратится к результатам экспериментов - как у них там получалось - срезалось или продавливалось и при каких условиях. видимо зависит от соотношения прочностей бетонов Rbt и Rb колонны и плиты, Но есть предположение что выбираются такие классы бетонов и арматуры, и стык конструируется таким образом, чтобы не происходило такого рода разрушения. То есть - по здравому смыслу - СРЕЗАТЬ НЕ ДОЛЖНО ПО КОНСТРУКТИВУ (который еще разрабатывается). такая постановка была бы разумнее.

[YakovSN]

p_sh,
а вы лично применяете какие-либо мероприятия в зоне стыка колонны и перекрытия?
Я, к примеру, учащаю шаг хомутов в колонне под перекрытием до 150 мм (порядка 3-4 шт). После прочтения статьи пытаюсь определить целесообразность установки хомутов и в зоне перекрытия, для чего хочу узнать мнение общественности.
Кстати, учащать шаг начал из-за этого (см. фото)
[ATTACH]1128515984.jpg[/ATTACH]

[rakshin]

согласен с теми, кто считает невозможным разрушения прослойки из-за отсутствия поперечных деформаций. да еще и посчитайте арматуру на срез, она тоже не мало держит.
а хомуты в плите пока не понимаю зачем ставить: поперечная сила там настолько маленькая, что смысла в этом не вижу, все бетоном воспринимается. а в "прослойке" у нас выпуски нижестоящих колонн воспринимают часть продольной силы, накой там еще и хомуты-то ставить.

[DEM]

Интересная ситуация, но опыты проведены по сути не верно. Ведь на самом деле в районе стыка перекрытия и колонны прослойка из менее прочного бетона не только армируется но и обжата бетоном перекрытия. Так что тут еще можно поспорить с автором статьи.

[YakovSN]

Как сказал p_sh,

участок прослойки зажат плохо - если плита работает с трещинами (в верхней зоне по крайней мере)

и я с ним согласен. Считаю, что для "успешного" протекания процесса разрушения достаточно нормативного раскрытия трещин (0,3-0,4 мм).
Если учитывать рабочее армирование плиты в качестве косвенного армирования, то получим около 100 т (колонна 40х40, две сетки Ф16 ш.100 и Ф12 ш.100), а разница в классе бетона на 3-4-е пункта (В25 и В45 к примеру) отнимет у нас около 200 т. Стоит подумать.
А хомуты в плите, я так думаю, играют роль тогоже косвенного армирования (хоть и неполноценного).
Кроме того, авторы статьи предлагают уменьшать шаг хомутов колонны непосредственно под перекрытием. Какие у кого мысли на этот счет?

[rakshin]

что же вы хотите сказать: что у вас трещина пройдет сквозь всю толщу плиты? явно нет. и оставшегося "не треснутого" бетона будет более, чем достаточно. и представить пока не могу, как бетон будет разрушаться через трещину 0,4 мм
а уменьшение шага хомутов - стандартное решение, очень его любят все применять)) я, иногда, тоже, если дом серьезный

[wjea]

YakovSN
Постановка прямоугольных хомутов, не может играть никакой роли в повышении прочности работы бетона, на сжатие, если рассмотреть физический смысл сжатия. Хомуты здесь играют единственную роль ---максимально обеспечить использование прочностной характеристики принятой марки стали продольной арматуры, а для этого(кроме конечно обеспечения сцепления поверхностей) нужно исключить её выгиб из плоскости, вот для чего и принята такая учащённая расстановка хомутов. Не понятно почему они просто не указали это в исследовании которое мы рассматриваем.
Я совершенно согласен с DEM, работа по испытанию проведена не только не корректно, но ИМХО, где-то, в чём-то, даже бездумно. Бездумно на мой взгляд потому, что речь здесь идёт о локальной проблеме ---- разрыв прочностных характеристик элементов в узле, который надо решать локально. То есть рассчитано здание, назначены характеристики материалов плит и колонн без всякой связи с узлами (конечно речь о типе, в нашем разговоре)

>Случай не значительного перепада в прочности материалов ---возможность постановки дополнительных сеток именно сеток а не хомутов, в пределах плиты. Учета обеспечения участия проектной арматуры плиты, и обеспечение эффективного использования стержней колонн.

>Случай значительного перепада --- ( без всякого изменения марок бетона и арматуры всего здания назначенного расчётом)---- постановка дополнительных разгружающих стержней в стыке с обеспечением их анкеровки в колоннах. При слишком большом проценте армирования----возможность введения прокатных вставок в пределы плиты, с разработкой соответствующего узла.
А размазывать проблему на все колонны, мне кажется совершенно не стоит.

[p_sh]

Сообщение от rakshin и представить пока не могу, как бетон будет разрушаться через трещину 0,4 мм

вот и я не могу, так как характеристики для бетона определяются на призмах, в нестесненном состоянии. а тут совсем другие условия. Вот люди опыты и ставят. Только где бы взять диаграмму напряжения-деформации, на ней бы и посмотрели, какая прочность бетона работающего в стесненных условиях.
И про это тоже нам ничего недорасказали. Может армирования косвенного и не надо совсем (тайна покрытая мраком неизвестности).

[p_sh]

Сообщение от YakovSN p_sh, а вы лично применяете какие-либо мероприятия в зоне стыка колонны и перекрытия? [ATTACH]1128515984.jpg[/ATTACH]

до того как картинку не увидал - ничего такого не делал, Теперь задумываюсь, может 4 сетки кинуть под колонну.?

[YakovSN]

Уважаемый wjea,
вы говорите, что

Хомуты здесь играют единственную роль ---максимально обеспечить использование прочностной характеристики принятой марки стали продольной арматуры, а для этого(кроме конечно обеспечения сцепления поверхностей) нужно исключить её выгиб из плоскости, вот для чего и принята такая учащённая расстановка хомутов.

это роль хомутов вообще, но в случае потери устойчивости колонной наибольший изгиб она получит в средней зоне (между опорами-перекрытиями). Тоже самое относится и крабочим стержням колонны. Само-собой, что у опоры выгиб арм. стержней практически не возможен.
Вопрос: зачем учащать шаг хомутов у опоры?

[p_sh]

Сообщение от YakovSN Само-собой, что у опоры выгиб арм. стержней практически не возможен. Вопрос: зачем учащать шаг хомутов у опоры?

видимо чтобы обеспечить устойчивость стержней, испытывающих большие напряжения именно в этой (разрущающейся) зоне (в пределах плиты). или я чего не допонял.

[YakovSN]

видимо чтобы обеспечить устойчивость стержней, испытывающих большие напряжения именно в этой (разрущающейся) зоне (в пределах плиты). или я чего не допонял.

Вот и я так же подумал, но ввиду выдвижения теории неразрушимости
rakshin,

согласен с теми, кто считает невозможным разрушения прослойки из-за отсутствия поперечных деформаций.

засомневался в правильности

[p_sh]

Может эти стержни, до того напряжены, что своим выгибом могут кого угодно разрушить, даже неразрушимое, вот и хомутят. :!:

[YakovSN]

А теперь давайте представим , что колонна соединяется с плитой через капитель. Бетон капители соответствует бетону плиты (т.к. отливаются совместно). Капитель имеет форму усеченной пирамиды (традиционная). Какие будут мысли на этот счет?

[p_sh]

Ухудшение работы стыка, в связи с увеличением высоты зоны "слабого" бетона.

[YakovSN]

Может эти стержни, до того напряжены, что своим выгибом могут кого угодно разрушить, даже неразрушимое, вот и хомутят.

Здесь я сомневаюсь, т.к. напряжение в стержнях увеличится ровно на столько, на сколько не понесет бетон с пониженным классом.

[p_sh]

устойчивость стального элемента зависит от Е, которое для разных классов арматуры приблизительно одинаковое (геометрические характеристики стержня тоже одинаковые). а вот сила продольная,собственнно по вине которой стержень теряет эту устойчивость, при применяемых классах арматуры 800 - 1200 возрастет по сравнению с а400 в 2-3 раза. :!: :?:

[wjea]

YakovSN

Не ясное описание работы элементов узла в эксперименте, и приводит к вопросам.
Роль несущей системы в узле при недостаточной прочности бетона, должны взять на себя стержни колонн. Но что такое здесь, недостаточная прочность батона. Это его деформация
т.е. его продольное и поперечное смешение. Если сделать сечение по точке --колонна -- верная плоскость плиты. И руководствоваться даже не испытанием, а просто СНиПом, то видно, что деформация распространяется за пределы сечения колонны. И, становится понятно что стержни находящиеся в зоне смещения, получают усилия от центра наружу, по этому нужен ещё третий элемент—хомуты, удерживающие стержни в рабочем положении (всё это конечно на микро уровне) Это касается средней колонны, уж не говоря о крайней и угловой. Вот для этого нужны хомуты в пределах толщины плиты.

>15 Шаг хомутов, конечно находится в зависимости от напряженного состояния колонны.
Но прежде всего, постановка хомутов, не связана ни с какими эксцентриситетами а рассматривается в контексте теории железобетона ----работы стержня вставленного в бетон именно в этом месте и использования его прочности.

>19 Капитель для рассматриваемого случая, ничего не даст (мы уже рассмотрели физику работы)

Ваши колонны (на картинке), как видно получили какой-то удар который, то ли хомуты не выдержали , то ли их вообще не ставили. Здесь поможет только силовой бондаж с последующем бетонированием его в виде капители.

[wjea]

YakovSN
Прошу пардону, хочу уточниться, вернее исправиться.
По Вашей картинке, силовой бандаж обязательно, а вот бетонировать надобно совместно---разобрать опалубку, устроить опалубку и арматуру капители, увязать её с арматурой плиты и бетонировать совместно с плитой.

[YakovSN]

Вид сверху того же места.
В данном случае были применены скрытые металлические капители в теле плиты. В процессе их натягивания на рабочие стержни (каркас колонны, как водится установили с "высокой" точностью) углы колонн и раздробили.
Хомуты стоят с шагом 250 мм, но то, что последний хомут попал точно под перекрытие-не факт. Поэтому, теперь, шаг хомутов в зоне под перекрытием и сгущаю.
[ATTACH]1128665196.jpg[/ATTACH]

[wjea]

YakovSN
Вы выполнили, на мой взгляд---(насколько конечно можно рассмотреть картинку!), очень неудачное, я бы даже сказал не допустимое, решение сопряжения плиты с колонной.
Вопрос с плитой. Допустим я тётка или дедулька --- эксперт, и спрашиваю Вас ----установлена скрытая капитель, её ребра полностью отделяют бетон колонны от бетона плиты. Забетонировали, распалубили точка. Расскажите мне пожалуйста как работает узел на продавливание?
У нас предположим есть 50тонн. продавливания, что воспринимает эту силу. Я утверждаю что , так как бетон плиты, полностью отделён от батона колонн, то усилие сопротивления продавливанию складывается из суммы площадочек состоящих из ширины по диаметру арматуры, плюс толщины стальных рёбер давящих на бетон И ЭТО ВСЁ. Это недопустимо!
Зайдите на сайт Прокурата, там дан вариант стальной капители, которая имеет стальную горизонтальную плиту, усиленную рёбрами, железобетонная плита заливается на неё т. е. работает своим мясом, вот это и обеспечивает работу на продавливание. У Вас не хватает горизонтальной стальной плиты, максимально избавленной от деформаций.
Теперь о колонне на картинке [ 7 ], решив проблему с прослойкой слабого бетона, о чем мы говорили ранее. Не устраивая силового бондажа , вы взяли, и переместили все те же проблемы на ниже лежащую колонну.

[YakovSN]

Наверное действительноплохо видно!
Горизонтальная стальная плита есть, и еще к-а-к-а-я! Целых 16 мм.

Зайдите на сайт Прокурата,

к слову, Прокурат мой друг, мы с ним вместе работаем
а узел разрабатывался под его руководством

Теперь о колонне на картинке [ 7 ], решив проблему с прослойкой слабого бетона, о чем мы говорили ранее. Не устраивая силового бондажа , вы взяли, и переместили все те же проблемы на ниже лежащую колонну.

Чесно говоря из этого высказывания я ничегошеньки не понял.
В данном случае колонна получила чисто механическое повреждение от рук человеческих (а точнее от их изогнутости не в ту сторону ).
Думаю, что данный ляпсус мог бы и не случиться, еслибы хомуты колонны в этой зоне стояли с более частым шагом (100-150 мм).
wjea, а вы откуда будете, если не секрет? 8) [/quote]

[wjea]

>Совершенно не видно плиты на картинке, раз есть , то всё в порядке.

>По картинке [ 7 ] о которой Вы ничегошеньки не поняли.
Втискивая стальную капитель, Вы деформировали арматуру колонны, т.е. придали ей эксцентриситет (от плиты капители вниз) да и в общем то, не важно, вследствии чего это произошло. Приварили стержни к рёбрам капители. Теперь давайте надавим на арматурный стержень всей массой верхних этажей(долей которая на него придётся), уже в новом его отклонённом положении --- стержню ничего не остаётся делать, как терять устойчивость, или испытывать перенапряжения если у ниже лежащего хомута, хватит анкеровки и сечения всё это выдержать.
Вот для того , чтобы избавиться от риска выпора стержня, этой колонны, я и предлагаю Вам сдеалать силовой бондаж. Не вообще, а именно в этом месте и при подобных дефектах.

[p_sh]

прошу высказать соображения по решению узла стыка колонны и плиты.
данные. шаг колонн ~7м, нагрузка - жилые помещения.
вижу расхождения со снипом: шаг хомутов h/3.
(узел не мой)
:?:
[ATTACH]1128682254.dwg[/ATTACH]

[YakovSN]

p_sh,
плита не проходит по продавливанию 50т против 60т, поэтому закидываем поперечную арматуру (известный метод). Я предпочитаю более изящные решения, например капители. Выгода двойная:1. обеспечиваем нес. спос. по продавливанию; 2. Капитель принимает участие в работе плиты на момент (опорный).
Ну, а если капители не нравятся, тогда отогнутые стержни ("утки"). Экономия на тяжелых каркасах очевидна.

[DEM]

Хомуты в районе стыка колонны и перекрытия конечно более конструктивная деталь, но позволяют избежать сколов и воспринимают поперечную силу которая в данном районе наибольшая(при восприятии данными колоннами поперечной силы). Да и вообще к конструктивной арматуре надо относится более серъезно, особенно если чаще ездить на стройку и по смотреть как строители работают.

[p_sh]

просто по снипу для плит при толщине 220 для поперечной арматуры необходим шаг 70 мм., а сдесь 100. - не сильно страшно. вроде как конструктивные требования нарушаются.?

[wjea]

P_sh

Для нарушения конструктивных требований, необходимо обоснование и соответственно компенсация нарушения. Если нету , то надо выполнять требование нормативов.
Напомните пожалуйста, не охота лезть в руководство. Какая ширина полосы плиты участвует в работе. Неужели точно ширина колонны?

[svg]

В коком Снипе написано, что шаг хомутов в плите 220мм должен быть 70 мм?

[p_sh]

по моему, на продавливание, так.

снип 2.03.01-84*
5.29. Поперечная арматура в плитах в зоне продавливания
устанавливается с шагом не более 1/3 h и не более 200 мм, при этом
ширина зоны постановки поперечной арматуры должна быть не менее 1,5h (где h - толщина плиты).
Анкеровка указанной арматуры должна удовлетворять требованиям
п.5.28.
5.28. Поперечная арматура, предусмотренная для восприятия
поперечных сил, должна иметь надежную анкеровку по концам путем приварки или охвата продольной арматуры, обеспечивающую
равнопрочность соединений и хомутов.
[ATTACH]1128686708.JPG[/ATTACH]

[rakshin]

Сообщение от YakovSN p_sh, плита не проходит по продавливанию 50т против 60т

можно поподробнее? откуда эти числа? да еще и без этажности?

[wjea]

p_sh

Спасибо, значит полоса в которой устанавливается поперечная арматура--тлощина колонны плюс 220+220, а у Вас только толщина колонны.

[YakovSN]

rakshin, пролет 7м значит площадь 49 м2. нагрузочка примерно 1,2 т/м2 (без вылизываний). Продавливание проходит под углом 45 грд. Находим срединную линию периметра пирамиды умножаем на рабочую высоту плиты, сопрот. бетона Rbt (класс В25-условно) и коэф.
В итоге имеем несущую способность плиты на продавливание по бетону. Примерно так.
А вот при чем здесь этажность, не въеду? :roll:

[svg]

этажность действительно не причем.
А вообще есть альбом моспроекта по безбалочным, безкапительным перекрытиям, там все подробно нарисовано и дана методика расчета.

[S_konstr]

Уважаемые форумчане!
Столкнулся с такой проблемой.
Новое здание (1.5 года). Плоские безбалочные монолитные плиты. Шаг колонн 6...7.5х5..5.5м. Сечение колонн - 300..450х360...450мм. Толщина плиты - 18 см. Здание однопролетное (меньший пролет - 5...5.5м). Класс бетона плиты В15...В25 (по склерометру).
Ес-но все это трещит. Ширина раскрытия трещин в приопорных зонах (на верхней грани) плиты и в пролетах (снизу) до 1 мм (проверял микроскопом).
Развитие отдельных трещин до 60% высоты сечения (видно по боковым граням). В месте ослабления плиты лестничным проемом трещины реально сквозные. Усадочные трещины даже не беру во внимание :?
Передо мной стоит задача усилить все это "чудо инженерной мысли и строительного мастерства". Решил установить в верхней части колонны металлические капители и по ним устроить балочную клетку в двух направлениях. Как вариант (скорее всего не пройдет у архитектора) изменение конструктивной схемы здания - подведение стен, благо фундамент представляет собой плиту толщиной 500 мм(4 этажа +подвал).
Может кто встречался с подобными проблемами, или может просто поделится соображениями. Может знаете литературу по усилению плоских безбалочных плит или какие то конкретные решения (кроме изложенных). Буду признателен.

[rakshin]

этажность тут при том, что нагрузку вы собираете с одного этажа, а в колонне-то ее набежать может с нескольких.

[rakshin]

S_konstr, вообще-то плита 18 см вполне может жить на пролетах 5-6 метров. Вариантов усиления - не знаю. Да и представить не могу, как усилить плиту...

[S_konstr]

rakshin
Да в том то и дело что на пролетах 5..6 м, а тут 5.5х7.5. Да и учитывая что трещины образовались (и развились) еще на не нагруженной плите - т. е. от собственного веса.

[S_konstr]

Схема перекрытия (AC 2004)
Размеры колонн приведены к 400х400
Обрамление лестничных проемов отсутствует.
[ATTACH]1128791668.dwg[/ATTACH]

[wjea]

S_konstr

Здесь в нормативах кажется есть руководство по усилению, поищите.
Для лестничных клеток, каким материалом Вы распологаете. Из чего заложены по проекту стены и перегородки?

[S_konstr]

wjea
Здание не достроено - т.е. реально стоят только колонны и плоские плиты по ним. Лестницы, стены, перегородки отсутствуют. Ранее предполагалось сплошное фасадное остекление, перегородки из кирпича - 120мм и монолитные лестницы.

[wjea]

S_konstr

Мне кажется , что Вы правильно выбрали ход усиления плит перекрытия.
Если мы рассмотрим работу Вашего каркаса. То в проекте, авторы задумали (если они вообще о чём то думали, назначая такую расстановку колонн и толщину плит в однопролётном поперечнике) что лестничные блоки, будут обеспечивать общую устойчивость здания. Сей час, я бы пересчитал каркас, первым вариантом, с учётом жесткости усиленных элементов плит перекрытий. Дело в том , что колонны, заложенные
ранее, в силу большой гибкости плит, не дополучили напряжения от моментов в узлах.
При повышении жесткости перекрытий возможно увеличение моментов на колоннах и они потребуют усиления.
Все перекрытия, я считаю, необходимо крепить к лестничным блокам шарнирно – неподвижно, не допуская свободного горизонтального смещения здания и исключая передачу моментов в точках сопряжения с перекрытиями.
Перейдите на гипсокартонные перегородки.

[YakovSN]

rakshin,

этажность тут при том, что нагрузку вы собираете с одного этажа, а в колонне-то ее набежать может с нескольких.

А если у нас 10 эт., да по 50 тонн с каждого на колонну, то продавливающая сила будет составлять на первом перекрытии 450 тонн? Это ж какой тогда плита должна быть?
Цитирую "железобетонное пособие по проектированию":
продавливающая сила F принимается равной силе, действующей на пирамиду продавливания, за вычетом нагрузок, приложенных к большему основанию пирамиды продавливания (считая по плоскости расположения растянутой арматуры) и сопротивляющихся продавливанию.
:wink:

[rakshin]

скажу, как делает наше бюро. в плите закладывается швеллер, с приваренными к полкам вверху стержнями. таким образос мы решаем сразу несколько проблем:
- продавливания нет, нет не надо ставить хомуты
- ширина полосы скрытого ригеля возрастает настолько, насколько нам надо (мы делаем до 2м)

[p_sh]

Сообщение от rakshin скажу, как делает наше бюро. в плите закладывается швеллер, с приваренными к полкам вверху стержнями. таким образос мы решаем сразу несколько проблем: - продавливания нет, нет не надо ставить хомуты - ширина полосы скрытого ригеля возрастает настолько, насколько нам надо (мы делаем до 2м)

разрешите переуточнить.
1. по низу тоже швеллера связываете?
2. как расчитываете узел ? (на швеллер - предельную силу, на плиту - все остальное?, контур продавдивания какой принимаете., что испытания показали.)

если не трудн?о скиньте пару примеров для разных толщин плиты.???

[p_sh]

Сообщение от wjea p_sh полоса в которой устанавливается поперечная арматура--тлощина колонны плюс 220+220, а у Вас только толщина колонны.

выводы сам не смог сделать. (чувствую что ????!)

переуточняю прямым текстом.
Допустимо ли увеличение шага поперечной арматуры (хомутов) в зоне продавливания, при постановке достаточного количества (по площади) поперечной арматуры. Снип говорит чтобы линия продавливания пересекала 3 стержня (h/3), а по данному узлу получается только 2 (хотя зона в данном решении узла 1,5h выдержена)

:?:

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh Допустимо ли увеличение шага поперечной арматуры (хомутов) в зоне продавливания, при постановке достаточного количества (по площади) поперечной арматуры. Снип говорит чтобы линия продавливания пересекала 3 стержня (h/3), а по данному узлу получается только 2 (хотя зона в данном решении узла 1,5h выдержена)

Не допустимо, такая арматура рабочей считаться не может. Потому что разрушение по наклонной трещине носит лавинообразный характер...

[p_sh]

Сообщение от Дмитрий Сообщение от p_sh Допустимо ли увеличение шага поперечной арматуры (хомутов) в зоне продавливания, при постановке достаточного количества (по площади) поперечной арматуры. Снип говорит чтобы линия продавливания пересекала 3 стержня (h/3), а по данному узлу получается только 2 (хотя зона в данном решении узла 1,5h выдержена) Не допустимо, такая арматура рабочей считаться не может. Потому что разрушение по наклонной трещине носит лавинообразный характер...

щас всех напугаю: 3 дома с такими узлами считай построено. Звоню главному конструктору - чтобы искал политического убежища.
А может пронесет (однако двусмысленно). :shock:
(сам то я не такой смелый как он, поставлю со сниповским шагом - мне 4 стержня не жалко)

[YakovSN]

rakshin,

скажу, как делает наше бюро. в плите закладывается швеллер, с приваренными к полкам вверху стержнями. таким образос мы решаем сразу несколько проблем: - продавливания нет, нет не надо ставить хомуты - ширина полосы скрытого ригеля возрастает настолько, насколько нам надо (мы делаем до 2м)

А смысл? Делали бы тогда уж по классической балочной схеме.
Ведь прелесть плоской безбалочной плиты в ее приспосабливаемости, пластичности и одновременной простоте. А от продавливания, как я уже говорил, существуе ряд простых и эффективных методов. Вот один из них (см. фото). Второй-установка в теле плиты "уток" (отогнутых стержней). И никаких тебе тяжелых каркасов и поперечной арматуры (ради которой городят эти каркасы).
[ATTACH]1128935651.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от YakovSN А смысл? Делали бы тогда уж по классической балочной схеме. Ведь прелесть плоской безбалочной плиты в ее приспосабливаемости, пластичности и одновременной простоте. А от продавливания, как я уже говорил, существуе ряд простых и эффективных методов. Вот один из них (см. фото). Второй-установка в теле плиты "уток" (отогнутых стержней). И никаких тебе тяжелых каркасов и поперечной арматуры (ради которой городят эти каркасы).

капитель - очень хорошо, но требуется без капители.
если не сложно - киньте узлом с "утками". оченно любопытно.
:idea: :arrow:

[YakovSN]

p_sh,

если не сложно - киньте узлом с "утками". оченно любопытно.

несложно, кидаю :wink:
[ATTACH]1128941838.dwg[/ATTACH]

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh щас всех напугаю: 3 дома с такими узлами считай построено. Звоню главному конструктору - чтобы искал политического убежища

Ой, нашли чем пугать!

Мы всю жисть в плоских перекрытиях в узле сопряжения с колоннами ставим крестообразные поперечные каркасы из ф12 А-I независимо от достаточности прочности данного узла на продавливание...
Строители не жалуются, а вот на сварные плиты с ребрами, думаю, у нас посмотрят косо :wink:
[ATTACH]1128941960.gif[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от Дмитрий Мы всю жисть в плоских перекрытиях в узле сопряжения с колоннами ставим крестообразные поперечные каркасы из ф12 А-I независимо от достаточности прочности данного узла на продавливание... [ATTACH]1128941960.gif[/ATTACH]

разрешите переуточнить по узлу????

колонна сечением 500*500,
непонятно что обозначает квадрат 600*600, и почему поперечная арматура от грани колонны начинается на расстоянии приблизительно 100, а не у грани колонны непосредственно (25 например)??? :?:

[p_sh]

и еще в догонку.
удлинение каркаса на 90*5=450 - на анкеровку?

[AlfF1]

интересна методика расчета "уток"

[p_sh]

предполагаю - как отогнутые стержни.??

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh колонна сечением 500*500, непонятно что обозначает квадрат 600*600, и почему поперечная арматура от грани колонны начинается на расстоянии приблизительно 100

Там переход - внизу колонна 600х600, вверху - 500х500; хомуты начинаются на расстоянии 50 мм от грани колонны (нижней) - отсюда 100 мм

Сообщение от p_sh удлинение каркаса на 90*5=450 - на анкеровку?

Для хомутов анкеровка тут не нужна, это скорее из разряда "чтоб былО" :wink:

Сообщение от AlfF1 интересна методика расчета "уток"

ИМХО, от лукавого это
Опять же как быть с требованием по ширине зоны установки поперечной арматуры?

[YakovSN]

предполагаю - как отогнутые стержни.??

совершенно верно, только длинна проекции наклонного сечения на продольную ось элемента остается известной и постоянной (наклонная грань пирамиды продавливания под углом 45 грд.).
... и никакого лукавства :wink:

[rakshin]

на нижние полки так же опирается нижняя арматура. но это не панацея, можно пропускать стержни и под полкой. Номер швеллера выбирается в соответствии с высотой плиты. Надо только произвести расчет M консоли швеллера. А за счет приварки к верхней полке стержней периожического профиля мы не только улучшаем сцепление с волокнмаи бетона, но и увеличиваем Rs на 130 МПа
[ATTACH]1128954396.JPG[/ATTACH]

[rakshin]

или вот еще. правда тут срезаны выпуски колонн, их потом наращивали сваркой пасынками
[ATTACH]1128954557.JPG[/ATTACH]

[svg]

Пролет плиты 7,5 на 6 метров

[svg]

Посмотрите узел
[ATTACH]1128964482.dwg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от YakovSN предполагаю - как отогнутые стержни.?? совершенно верно, только длинна проекции наклонного сечения на продольную ось элемента остается известной и постоянной (наклонная грань пирамиды продавливания под углом 45 грд.). ... и никакого лукавства :wink:

к сожалению в снипах на прямую расчета на продавливание плит с отогнутыми стержнями не нашел, правда там много чего еще нет.
Уважаемый YakovSN, эксперимент ставили, или нарыли где-нибудь в забугорных нормативах основание для применения такого типа армирования? (вот народ и подкалывает).
конечно смысл работы такой арматуры очевиден (на первый взгляд, по крайней мере), но несмелость и неопытность не дают права на применение.

[p_sh]

Сообщение от svg Посмотрите узел [ATTACH]1128964482.dwg[/ATTACH]

ну не проходит. :roll:
поперечного армирования - по снипу как нет (шаг 200*200). см. ЦУ Дмитрия.

1.толщина плиты (рекомендуемая ) 7500/32=240 мм
2.нагрузка 1,2*7,5*6=54т = 540кН
несущая способность бетона на продавливание B30
a*Rbt*u*ho=1*1200*(0.4*4+0.17*4)*0.17=465 кН
несущая способность бетона на продавливание B25
a*Rbt*u*ho=1*1050*(0.4*4+0.17*4)*0.17=406 кН

--> требуется установка поперечной арматуры.

узлы есть здесь - на любой вкус.

[p_sh]

Сообщение от svg Посмотрите узел [ATTACH]1128964482.dwg[/ATTACH]

опорную арматуру завтра посмотрю. (но вижу что смелое решение)

[p_sh]

по прочности и трещиностойкости на средних стойках верхнее армирование проходит на нагрузку 1,4 т/м2, на вторых и крайних стойках в направлении 7,5 м арматуры недостаточно - надо d18-100, но жесткость (толщина) сомнительна и без нагрузки.

попросим еще кого-нибудь отреагировать.

:arrow:

[rakshin]

я бы заармировал по-своему: ригели из d16 шаг80 верхняя (20шт), нижняя d16 шаг150 (12шт.) и армирование плиты защемленной по 4 сторонам d12 шаг 100 верхняя и d12 шаг200 нижняя

[p_sh]

Сообщение от rakshin я бы заармировал по-своему: ригели из d16 шаг80 верхняя (20шт), нижняя d16 шаг150 (12шт.) и армирование плиты защемленной по 4 сторонам d12 шаг 100 верхняя и d12 шаг200 нижняя

шаг верхней арматуры - не слишком часто. с пробетонированием не будет проблем.?

[rakshin]

шаг 80 по осям - 64 в свету... не будет

[wjea]

Во первых, разрешите выразить моё недоумение, по поводу Вашего недоумения, о «утках». Утка, это простонародное производственное название отогнутых стержней.
Рассчитывается она (т.е. отогнутый стержень) и применяется с той же целью как и в балках на поперечные напряжения. Просто в силу того , что произошел массовый переход армирования плит, на сварные сетки и каркасы, а изготовление уток, для плоских плит и установка их в среде сварных сеток дело кропотливое, то произошел переход, на вертикальные стержни.
За то, введено конструктивное правило установки поперечных стержней в зоне не менее 1.5h, в не связи с сечением, а отогнутый стержень, ставился сколько, требовалось порасчёту, без дополнительных условий.
В ознакомление с тем , что стержни с отгибами в плитах ставились, Вы скачайте старое руководство по конструированию ж/б конструкций оно в « нормативах». Старенькая но очень полезная вещь.
Что касается конкретно, поперечного армирования в зоне продавливания у колонн, то я считаю необходимо, чётко очертить зону продавливания(отрыва плиты), с конструктивным учётом 1.5h (согласно СНиП) и армировать вертикальными стержнями в составе каркаса, концы которого , заводятся за пределы зоны продавливания, на длину анкеровки, как в растянутой зоне. Постановка отогнутых стержней здесь почти невозможна, потому как в углах—(1.5h x 1.5h )---призмы продавливания, в сумме с армированием плиты, будет навал стержней.

[p_sh]

Сообщение от wjea чётко очертить зону продавливания(отрыва плиты), с конструктивным учётом 1.5h (согласно СНиП) и армировать вертикальными стержнями в составе каркаса, концы которого , заводятся за пределы зоны продавливания, на длину анкеровки, как в растянутой зоне. Постановка отогнутых стержней здесь почти невозможна, потому как в углах—(1.5h x 1.5h )---призмы продавливания, в сумме с армированием плиты, будет навал стержней.

если я вас правильно понял.
еще вариант узла. (каркасов м.б. столько - сколько нужно)

:?: Можно-ли использовать в качестве горизонтальной арматуры каркасов рабочую арматуру плиты?
[ATTACH]1129026011.JPG[/ATTACH]

[wjea]

p_sh

Арматору сеток перекрытия, не только можно, но нужно использовать в качестве нижних и верхних стержней к которым крепится требуемая поперечная арматура. Но ни в коем случае, не так , как Вы это сделали. Мы же говорили, возьмите и очертите прямоугольник проекции плоскостей продавливания 1.5н в плане,
расставьте всю требуемую поперечную арматуру так , как она должна стоять для плиты на продавливание по расчёту, ведь Вы армируете не полосу, не ригель а плиту. Смотрите , что у Вас получается. Вы ведёте расчёт, предпологая пространственную работу плиты, и одновременно не даёте ей надлежащего армирования.
Так вот, расставив в плане точки поперечных стержней, сделайте в соответствии с ними, разбивку верхних и нижних сеток, шаг стержней сеток, Вам диктует закреплённый в пределах 1.5н шаг поперечных стержней, поиграйте диаметрами в ту или иную сторону, арматурой сеток, если не подходит. А дальше уже вопрос техники,что превратится в каркас, а что будет сеткой или набором стержней.

[p_sh]

Сообщение от wjea p_sh Так вот, расставив в плане точки поперечных стержней, сделайте в соответствии с ними, разбивку верхних и нижних сеток, шаг стержней сеток, Вам диктует закреплённый в пределах 1.5н шаг поперечных стержней, поиграйте диаметрами в ту или иную сторону, арматурой сеток, если не подходит. А дальше уже вопрос техники,что превратится в каркас, а что будет сеткой или набором стержней.

не боясь притырить рисунок из небезизвесной книжки (так же замечена очепятка), обозначу на нем ЗЕЛЕНЫМ зоны, где по моему, возможно установить замкнутые хомуты, а в угловых зонах придется устанавливать отдельные стерженьки - шпильки.

вот еще один момент, который сильно интересует: работа отдельных шпилек. Какими должны быть хвосты шпилек чтобы они были надежно заанкерены за рабочую арматуру? по руководству по конструированию п. 2,15?

_______________________________
благодарю за терпение.
не страшно, если доходит как до жирафа - главное результат.
[ATTACH]1129031311.JPG[/ATTACH]

[p_sh]

табл 2
[ATTACH]1129031411.JPG[/ATTACH]

[S_konstr]

Сообщение от wjea S_konstr Мне кажется , что Вы правильно выбрали ход усиления плит перекрытия. Если мы рассмотрим работу Вашего каркаса. То в проекте, авторы задумали (если они вообще о чём то думали, назначая такую расстановку колонн и толщину плит в однопролётном поперечнике) что лестничные блоки, будут обеспечивать общую устойчивость здания. Сей час, я бы пересчитал каркас, первым вариантом, с учётом жесткости усиленных элементов плит перекрытий. Дело в том , что колонны, заложенные ранее, в силу большой гибкости плит, не дополучили напряжения от моментов в узлах. При повышении жесткости перекрытий возможно увеличение моментов на колоннах и они потребуют усиления. Все перекрытия, я считаю, необходимо крепить к лестничным блокам шарнирно – неподвижно, не допуская свободного горизонтального смещения здания и исключая передачу моментов в точках сопряжения с перекрытиями. Перейдите на гипсокартонные перегородки.

Прочитал Ваше сообщение уже после того как сдал проект. Благодарю за содействие. Колонны таки действительно оказались перегруженными (после усиления плит) и пришлось усиливать их обоймами.

[p_sh]

а вот еще один вариант расположения поперечных стержней в зоне продавливания
(по моему удачный)
взят отсюда.
http://dwg.ru/dwg/45
[ATTACH]1129106662.JPG[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от СП 52-101-2003 6.2.50 Расчет прочности элементов с поперечной арматурой на продавливание при действии сосредоточенных силы и изгибающего момента (рисунок 6.14) рис. 1 - расчетное поперечное сечение; 2 - контур расчетного поперечного сечения; 3 - границы зоны, в пределах которых в расчете учитывается поперечная арматура; 4 - контур расчетного поперечного сечения без учета в расчете поперечной арматуры; 5 - контур площадки приложения нагрузки Рисунок 6.14 - Схема для расчета железобетонных плит с вертикальной, равномерно распределенной поперечной арматурой на продавливание

_________________________
нормативный вариант
[ATTACH]1131022954.JPG[/ATTACH]

[taras]

Не выложит ли кто-нибудь
чертеж с армированием капители для
безбалочного перекрытия

[p_sh]

Сообщение от taras Не выложит ли кто-нибудь чертеж с армированием капители для безбалочного перекрытия

Да! и особенности расчета.

[Sinuss]

taras

К.В. Сахновский стр.423.
"Капители армируются прямыми стержнями диаметров 8-10мм, поставленными по углам и и по середине сторон и связанными по высоте тремя-четырьмя гор. хомутами диаметром 6мм."

[@$K&t[163RUS]]

Можно еще посмотреть:
Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными перекрытиями. НИИ бетона и железобетона Госстроя СССР, Центр. н.-и. и проект.-эксперим. ин-т пром. зданий и сооружений Госстроя СССР. – М.:Стройиздат, 1979 г.
Там правда рассмотрен сборный вариант, но применение, на мой взгляд, возможно..

[Regen]

Сообщение от студент063 Можно еще посмотреть: Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными перекрытиями. НИИ бетона и железобетона Госстроя СССР, Центр. н.-и. и проект.-эксперим. ин-т пром. зданий и сооружений Госстроя СССР. – М.:Стройиздат, 1979 г. Там правда рассмотрен сборный вариант, но применение, на мой взгляд, возможно..

Это хорошо но где его взять

[@$K&t[163RUS]]

Совершенно случайно нарыл в областной библиотеке....
лет 5 назад....
Может где в сети за это время появился эл.вариант...
А что по этому поводу говорят стройконсультант или кодекс ... БОЛТ :?: Или еще какие инф. сиситемы...

[taras]

Sinuss

Сахновского буду искать
также интересует есть ли какие-нибудь
конструктивные рекомендации высота , размеры в плане капители
хорошо было б чертеж посмотреть

[p_sh]

в стройконсультатне есть

[OlegM]

Пришли чертежи из-за бугра.
Как вам этот вариант стержней-гребенка, работающих на продавливание?
:?:
[ATTACH]1141474979.dwg[/ATTACH]

[p_sh]

идея не новая,
была озвучена коллегами А Прокуратова.

[Aragorn]

Вот
[ATTACH]1141493675.gif[/ATTACH]

[OlegM]

Конструкция другая.
И как считать?

[p_sh]

OlegM
как отогутые стержни, см. данную тему сообщения с No56, см данную тему сообщение wjea сообщения с No75
от себя замечу, что при таким решении настораживает рекомендация п 5.72 пособия по проектированию, но вероятно при соблюдении положений п 5.71.

Начало отгиба в растянутой зоне должно отстоять от нормального сечения, в котором отгибаемый стержень используется по расчету, не менее чем на , а конец отгиба должен быть расположен не ближе того нормального сечения, в котором отгиб не требуется по расчету (черт.116)

применение его возможно. Нельзя не заметить, что такой узел прост для реализации, по сравнению с множеством шпилек, и этим соблазнителен (но я не решаюсь), пока...

Aragorn
по такому решению. см данную тему сообщение wjea сообщения с No75. От себя замечу что анкеровка шпилек таким образом сомнительна (не достаточна) - загнуть.

[mel]

Сообщение от YakovSN Вид сверху того же места. В данном случае были применены скрытые металлические капители в теле плиты. В процессе их натягивания на рабочие стержни (каркас колонны, как водится установили с "высокой" точностью) углы колонн и раздробили. Хомуты стоят с шагом 250 мм, но то, что последний хомут попал точно под перекрытие-не факт. Поэтому, теперь, шаг хомутов в зоне под перекрытием и сгущаю. [ATTACH]1128665196.jpg[/ATTACH]

Меня очень интересует капитель в теле плиты. Может вышлите чертеж?
на фотографии ничего не видно( К чему крепится капитель, крепится ли дополнительное армирование к капители, методика расчета?

[soulkeeper]

Сообщение от mel Меня очень интересует капитель в теле плиты. Может вышлите чертеж? на фотографии ничего не видно( К чему крепится капитель, крепится ли дополнительное армирование к капители, методика расчета?

Меня тоже очень интересует. В какой литературе можно почитать о таком решении?

[vv_77]

Могу предложить почитать эту статью: http://www.konstr.narod.ru/flat_plate.htm
В конце пара интересных фото.

[soulkeeper]

Статья неплохая, спасибо, vv_77! Однако она все-таки охватывает общие вещи в проектировании безбалочных перекрытий, так сказать для начинающих. Моя же проблема в методике расчета скрытых капителей, потому как я только из этой темы в форуме узнал об их существовании. Где можно об этом почитать? И что это за сайт Прокурата, о котором упоминалось выше?

[mel]

Сообщение от soulkeeper Статья неплохая, спасибо, vv_77! Однако она все-таки охватывает общие вещи в проектировании безбалочных перекрытий, так сказать для начинающих. Моя же проблема в методике расчета скрытых капителей, потому как я только из этой темы в форуме узнал об их существовании. Где можно об этом почитать? И что это за сайт Прокурата, о котором упоминалось выше?

это и есть сайт Прокураторова А. и статья его. на главную страницу посмотри.

[vv_77]

Методика расчета металлических капителей наверняка где-то есть. Буду рад, если кто-то поделится. Ну а пока я просчитываю их на изгиб как консольную балку такого сечения: ____!___!____

[Engineer IA]

Прошу помощи!
Встал вопрос с бетонным швом для колонн при устройстве монолитного безбалочного каркаса. Подскажите, пожалуйста, можно ли его устраивать в уровне верха перекрытия. Теоретически понятно, что надо бы поместить шов там, где момент и перерезывающее усилие минимальны, но уж очень неудобно монолитить. Подскажите, кто уже этим занимался - какие есть варианты?

[Romka]

Сообщение от Engineer IA Прошу помощи! Встал вопрос с бетонным швом для колонн при устройстве монолитного безбалочного каркаса. Подскажите, пожалуйста, можно ли его устраивать в уровне верха перекрытия. Теоретически понятно, что надо бы поместить шов там, где момент и перерезывающее усилие минимальны, но уж очень неудобно монолитить. Подскажите, кто уже этим занимался - какие есть варианты?

Выдержка из Руководства по производству бетонных работ (НИИЖБовский, 75г), п 5.118:
"Рабочие швы в колоннах допускаются только на уровне верха фундамента, у низа прогонов и балок, у верха подкрановух балок или у низа подкрановой консоли. В колоннах под безбалочные перекрытия допускаются устройства швов на уровне фундаментов и у низа капители"

[Engineer IA]

Спасибо!
Интересно было бы взглянуть на фотографию или чертеж опалубки. Как устроить так, чтобы и плиту залить и сразу колонну под самую капитель? Что-то я себе это плохо представляю. А если капители нет? Может у кого-нибудь есть иллюстрация опалубки, или описание. Очень надо.

[Romka]

Обычно делаем рабочий шов в уровне низа и верха балок (в данном случае- капителей) . Это самый технологичный способ. Я не видел, чтобы делали по другому.
К тому же значения M и Q что в нижнем , что в верхнем сечении колонны обычно одинаковы. В уровне фундаментов усилия немногим большие, чем в уровнях перекрытий.
Поэтому, если разрешено делать у обрезов фундаментов и низа балок(капителей), то по логике у верха плиты- тоже можно.

Кстати, к выдержке из Руководства есть рисунок, в котором изображены только одноэтажные колонны. :?
Монолит раньше был под табу, и разрешался только в виде исключения и только при малых объемах (например, при строительстве одноэтажного здания). Поэтому и нормы были написаны под "советскую действительность"

[Sinuss]

Engineer IA

Во всём мире льют колонны от верха плит - не беспокойтесь.

[Engineer IA]

Во всём мире льют колонны от верха плит - не беспокойтесь.

Может ли кто-нибудь опровергнуть это утверждение?

[p_sh]

Сообщение от YakovSN Прочел любопытную статью http://www.stroinauka.ru/biblio.asp?d=12&dc=12&dr=4813 и возник ряд вопросов по этому поводу: - а куда подевалась рабочая арматура плиты перекрытия, почему о ней даже не упоминается? - цитата: "расстояние между хомутами колонны в зоне плиты должно быть не более и не более 100 мм, а их количество не менее 3, где - диаметр продольной арматуры колонн;" чегото не хватает? - цитата: "расстояние между хомутами в колоннах в зоне на расстоянии от плиты перекрытия должно быть не более и не более 200 мм." тоже самое. Кто-нибудь знает, что пропущено в двух последних цитатах? (о том, что там зависимость шага хомутов от диаметра рабочих стержней колонны я догадываюсь, но какая именно?) И почему неучитывают арм-ру плиты (в тоже время норовят всунуть туда 3-и хомута)?

возвращаясь к начальному вопросу.
а если рассматривать и расчитывать (в виду малости высоты элемента) как элемент под действием местных нагрузок - т.е. на смятие.???
к сожалению нет такого расчета с учетом армирования - видимо в силу того, что вследствие запредельности воздействия бетон сильно растрескивается и нарущается совместная работа с арматурой.

[DTab]

Сообщение от soulkeeper Статья неплохая, спасибо, vv_77! Однако она все-таки охватывает общие вещи в проектировании безбалочных перекрытий, так сказать для начинающих. Моя же проблема в методике расчета скрытых капителей, потому как я только из этой темы в форуме узнал об их существовании. Где можно об этом почитать? И что это за сайт Прокурата, о котором упоминалось выше?

Скрытая капитель :? как и скрытая балка вещь призрачная. (проектируя такую капиель увеличивая площадь, вы уменьшаете h0 , плюс плохое бетонирование под листами металла, еще по нормам защитный слой для жесткой арматуры не менее 50мм). т. о. к примеру плита 200мм превращается в 150, да еще минус защитный слой 50 - итого 100мм :shock:

[p_sh]

Сообщение от p_sh а если рассматривать и расчитывать (в виду малости высоты элемента) как элемент под действием местных нагрузок - т.е. на смятие.???

рассматривая п 3.40 3.41 СНиП 2.03.01-84* нахожу, что площадь смятия получается очень внушительной, что практически гарантирует выполнение условий местной прочности и без учета работы арматуры.

Однако есть сомнения.
1. Допустим ли расчет по данным пунктам в данном случае.
т.к. ими (п3.40 п.3.41.) рассматривается только осевое воздействие местной силы
Например возьмем силу в запас равную наибольшему напряжению (на площадь колонны) в сечении , спасет ли???

[An2]

О статье....имелось в виду, что плита между колоннами находиться в таком состоянии, при котором с одной стороны изогнута пролетными нагрузками, с другой сжата колоннами...при этом у верхней и нижней поверхностях плиты возникает разное НДС; у верхней растяжение (либо небольшое сжатие) от изгиба + сжатие от верхней колонны; у нижней соответственно сжатие от изгиба + сжатие от нижней колонны; в средней же части плиты напряжения зависят от таких факторов как отношение толщины плиты к сечению колонны, отношению их классов бетона и т.д. (много их все сразу не учесть).
Что происходит с верхней поверхностью плиты...она находиться гораздо в худших условиях чем просто сминаемая поверхность, так как сжато-растянута, при этом арматура плиты не может работать косвенной, она уже растянута от момента...куда же ей еще брать растяжение Остается участие окружающего бетона...но это еще не все...изгибающий момент в плите, приводящий к растяжению верхней поверхности плиты, растягивает верхнюю колонну в поперечном направлении! (оч. опасно), что может вызвать ее преждевременное разрушение чем предсказывает СНиП...отсюда рекомендации участить шаг хомутов в грани верхней колонны.
Нижняя поверхность находиться в наиболее благоприятных условиях...ей хорошо она сжата отовсюду...но не стоит думать что при сжатии со всех сторон бетон неразрушим..все зависит от соотношения сжаимающих напряжений..(например Н.И. Карпенко в своей монографии пишет, что очевидно что поверхность прочности бетона должна быть закнута со всех сторон, в том числе и при гидростатическом сжатии, т.е. S1=S2=S3, при S3<0). Прочность этой зоны плиты отвечает кстати сказать за разрушение при продавливании…недавно в НИИЖБ были выполнены исследования (кстати может еще где то были…не видел зарубежных…увидите, напишите в личку) при одновременном сжатии колонн и продавливании…при традиционных прочностях бетона плиты и колонн, так получилось, что прочность на продавливание значительно зависит от воздействие сжатия от колонн! Увеличивается при увеличении сжатия при чем существенно…на 20% .. 40% . Вероятно этот резерв прочности плиты в некоторых случаях спасает некоторых смелых проектировщиков при применении разных новаторских скрытых капителей… «уток», и т.д.
Средняя часть плиты находиться в промежуточном НДС, но появляется опасность, что проектировщик понадеяться на помощь плиты в удержании продольной арматуры от выпучивания…поэтому рекомендуется поставить хомуты, к тому же они так же работают в качестве косвенной…работают, работают )..
Ps: сейчас для написания статьи выделяют крайне мало страниц..кто писал в курсе.

[S_konstr]

to An2

О статье.... ...в курсе

И при чем здесь Rbe?
Т.е. Вы пытаетесь объяснить мотивацию которой должен придерживаться проектировщик, понижая прочность бетона плиты на 30%, при расчете "несущей способности узлов сопряжения на сжатие" как следует из предложения авторов статьи. Или я все не так понял.

[An2]

Сообщение от S_konstr to An2 О статье.... ...в курсе И при чем здесь Rbe?

а потаму что не Rb а какая то другая прочность бетона плиты Rbe - "эффективная" прочность бетона.

[S_konstr]

To An2
Авторы статьи, насколько мне понятно, предлагают ввести новый критерий прочности бетона при сложном напряженном состоянии сжатие-растяжение-растяжение (на участке до глубины раскрытия нормальных трещин) в виде эмпирического Rbe. Ну тогда стоило бы эксперимент поставить по другому - приложить момент или хотя бы просто растягивающие усилия к слою с меньшим Eb. Так просто снизить расчетную прочность бетона плиты на 30 %. Если покопать, то вообще абсурдность ситуации возникает. В случае центрального сжатия принимаем колонну с повышеным классом бетона, а расчитываем прочность по участку с Rbe, т.е. с бетоном "условно-эффективные" характеристики которого ниже даже чем прочность бетона плиты.
Все что Вы пишите (>111) очевидно, но какое это отношение имеет к тому что предлагается в статье?

[An2]

2 S_konstr
напрямую касается
касаемо абсурда - так не считаю, потаму как физику вы правильно описали...НДС - сжатие-растяжение-растяжение...хуже чем призменная прочность бетона...и действительно расчетным случаем будет прочность данного участка.
на счет эксперимента...он выполнен..и формулы составлены на их основе.

[Peter]

Ув. коллеги вопрос про расчет сопряжения на продавливание по СП. Какой момент учитывать в узле - возникающий в плите или в верху колонны приходящий в узел.Часто бываю случаи когда они отличаются.

[p_sh]

вроде как тот что в плите, только как указано в СП он обычно равен среднему арифметическому моментам в верхней и нижней колоннах (в сечениях примыкающих к плите). Есть также и пример в пособии к СП, где производится его корректировака на внецентренность контура по отношению к осям колонн.

[Дмитрий]

Сообщение от Peter Какой момент учитывать в узле - возникающий в плите или в верху колонны приходящий в узел

Сумму моментов в сечениях выше и ниже плиты перекрытия (со своими знаками, обычно это получается разность, т.к. один момент "+", а другой "-"). Еще там говорят про половину значения момента, но это я до конца не понял, когда это применяется - когда колонна примыкает только с одной стороны (сверху/снизу) или еще как?

[Structural Eng]

Принимаю Мloc равным скачку эпюры моментов в колонне в месте сопряжения с перекрытием. Для расчета на продавливание принимается половина Мloc с учетом других требований по СП.
По этому вопросу прямых пояснений в нормативах не встречал, поэтому руководствуюсь логикой.

[p_sh]

Сообщение от СП52-101-2003 п 6.2.46 При действии момента Mloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину учитывают при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающего ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки.

здесь при расчете в упругой постановке на основании выполнения условия равновесия в узле весь действующий момент учитывается при расчете продольного армирования плиты. (ему равен) (для крайней колонны).
В чем физический смысл данного абзаца? : На основании данного пункта разрешено этот момент принять уменьшеным на 1/2Molc.???, т.е. грубо говоря в 2 раза (в самом деле не в 2) уменьшить площадь устанавливаемой в плите продольной арматуры??(для крайней колонны)

[Дмитрий]

p_sh

При действии момента Мlос в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину учитывают при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающего ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки.

В железобетонном каркасе зданий с плоскими перекрытиями сосредоточенный изгибающий момент Mloc равен суммарному изгибающему моменту в сечениях верхней и нижней колонн, примыкающих к перекрытию в рассматриваемом узле.

В общем, получается, что на продавливание надо учитывать половину момента Mloc. Без вариантов.

[Peter]

Большое спасибо за совместное решение проблемы.

[p_sh]

вот еще одно важное указание (о котором говорил ранее)

Сообщение от СП 52-101-2003 п 6.2.49 При расположении сосредоточенной силы внецентренно относительно центра тяжести контура расчетного поперечного сечения значения изгибающих сосредоточенных моментов от внешней нагрузки определяют с учетом дополнительного момента от внецентренного приложения сосредоточенной силы относительно центра тяжести контура расчетного поперечного сечения

влияние этого фактора может быть достаточно существенным. поэтому лучше когда контур выдерживает 3*N нормальной силы - на все (любые значения) моментов начихать -т.е выдержит.

[Peter]

Ув. специалисты , а какие подводные камни могут быть при каркасе с шагом колон 7.2х6 (общественное здание). По моим расчетам - плита 200 колонны 500х500 , армирование на продавливание средних колон - д6 шагом 60. По краю обвязочная балка. Но это по расчету, из практики может что подскажете. А то одни говорят , что при такой сетке нужна капитель или увеличивать толщину плиты. Местный корифей вообще зарядил что сетку колон > 6м делать по новым Украинским рекомендациям нельзя (каким не сказал) - нужны испытания. Спасибо.

[taras]

p_sh
3*N- это слишком много
Сделал расчет на продавливание
Колонна 40*40, бетон В25, толщина плиты 20 см
Без арматуры на продавливание N=38 т
Для того чтоб было 3*N толщину плиты надо увеличить
до 26 см при полном использовании арматуры на продавливание

Peter
Увеличь толщину плиты до 24 см

[DTab]

Сообщение от Peter Ув. специалисты , а какие подводные камни могут быть при каркасе с шагом колон 7.2х6 (общественное здание). По моим расчетам - плита 200 колонны 500х500 , армирование на продавливание средних колон - д6 шагом 60. По краю обвязочная балка. Но это по расчету, из практики может что подскажете. А то одни говорят , что при такой сетке нужна капитель или увеличивать толщину плиты. Местный корифей вообще зарядил что сетку колон > 6м делать по новым Украинским рекомендациям нельзя (каким не сказал) - нужны испытания. Спасибо.

Не забудь проверить балку на кручение.

[Peter]

<<Увеличь толщину плиты до 24 см>>

По причине продавливания или прогиба ?

[taras]

Прогиба

по новым Украинским рекомендациям нельзя (каким не сказал) - нужны испытания. Спасибо.
-что за рекомендации

[Peter]

Если б кто знал , слух какой то. Вроде киевский НииЖБ разрабатывает для монол. безбалочных многоэтажек.

[VNKTOP]

Offtop: Прошу прощения за офтоп, но у меня вопрос к модераторам - у меня, в данной теме не отображаются приложенные файлы участников этой темы, только обозначение

[ATTACH]1129031411.JPG[/ATTACH]

. Что делать, чтобы посмотреть приложенный файл?

[Admin]

Уже никак, это 2006 год, файловые архивы старого форума удалены

[VNKTOP]

жаль, там очень много полезной информации.

[radistMorze]

Сообщение от YakovSN Прочел любопытную статью http://www.stroinauka.ru/biblio.asp?d=12&dc=12&dr=4813

кто-нибудь может поделиться любопытной статьей? По ссылке уже ничего не лежит.
И хотелось бы услышать рекомендацию к чему же все-таки пришли в вопросе стыка плиты перекрытия и колонны при разных классах бетона? Допустим колонна В45, а перекрытие В25. Делать отдельную захватку с бетоном В45 в перекрытии вокруг колонны - единственный выход?

update:
вопрос довольно горящий. Буду благодарен любой информации

[ing+]

Сообщение от radistMorze кто-нибудь может поделиться любопытной статьей? По ссылке уже ничего не лежит.

Удалось найти статью, или иную полезную информацию?

Тема крайне любопытная, но с неработающими ссылками мало информативная(