[Eugene84]

Господа инженеры!
Собираемся начать строительство кирпичного жилого здания высотой 10 этажей. Проектанты под перекрытиями каждого нечётного этажа поставили монолитные пояса (h=22 см, армирование - по 3 стержня d 10 A-III в верхней и нижней зонах). Дабы не уродовать архитектуру, перемычки над оконными проёмами не делаются. Функцию этих перемычек берёт на себя монолитный пояс.
При прохождении над оконными проёмами армирование пояса, разумеется, усиленное. Но усиливают почему-то только нижнюю зону. Почему? В моём понимании такую монолитную перемычку нужно рассчитывать по модели защемлённой на опорах балки. Прав ли я?

[Liam]

Вы предаставитель заказчика или генподрядчика?
Попросите проектантов обосновать принятое решение расчетом.
По хорошему, нужно усилить и нижнее и верхнее армирование + еще шаг хомутов вблизи опор должен участиться.
Это если мы говорим о широких проемах >2.0 м. При узких проемах оно и так никуда не денется.

[No M.P.]

В серийных сборных перемычках рабочей является именно нижняя арматура. Возможно делают по аналогии.
В вашем случае армировать (усилять) надо и верхнюю зону. И не забавать о поперечке.

[Eugene84]

Сообщение от No M.P. Вы предаставитель заказчика или генподрядчика?

Заказчик и генподрядчик в одном лице.

Сообщение от Liam Попросите проектантов обосновать принятое решение расчетом.

Попрошу обязательно. Просто мне ещё 30 нет, а разработчику за 50. Неудобно как-то так сразу, поэтому решил сначала посоветоваться.

Сообщение от Liam По хорошему, нужно усилить...

И я так же думаю. ЖБК, я думаю, все в институте проходили.

Сообщение от No M.P. Возможно делают по аналогии.

Знаю. Сам так же подумал. В своё время серию 1.038 чуть ли не наизусть выучил.

Всем спасибо! А вообще, кто-нибудь из форумчан такие конструкции проектировал или строил?

[No M.P.]

Сообщение от Eugene84 А вообще, кто-нибудь из форумчан такие конструкции проектировал или строил?

Было дело. Проектировали.

[Eugene84]

Сообщение от No M.P. Было дело. Проектировали.

И рассчитывали по модели защемлённой на опорах балки. Понял. Спасибо. Значит, инженерный опыт уже есть.
Тогда у меня к Вам ещё один вопрос: расчётный пролёт какой принимается? И нас учили, и по серии он принимается: ширина проёма плюс 2*1/2 глубины опирания. А здесь как? Опирание-то о-о-очень большое... Расчётный пролёт принимать столь же большим - просто глупость.

[No M.P.]

Во-первых "опирание" будет не больше длины, на которую завели стержни "усиления" за опоры.
Во-вторых эпюра заканчивает "распределяться" во вполне определенных местах.
P.S. Про "2*1/2 глубины опирания" слышу первый раз.

[Liam]

Берите расчетный пролет = ширина проема + 2*70 мм.

[Eugene84]

Сообщение от Liam ширина проема + 2*70 мм

Маловато будет. Согласно серии для самонесущих перемычек глубина опирания от 100 мм. Для усиленных - от 170.

Сообщение от No M.P. "опирание" будет не больше длины, на которую завели стержни "усиления" за опоры.

Это понятно. Так в этом и вопрос: на сколько их заводить, эти стержни, которые усиливают верхнюю зону? Посчитать глубину анкеровки по СП 52-101-2003 плюс (наугад) миллиметров 100-150? Или как? В каких местах заканчивает распределятся эпюра?

Сообщение от No M.P. Про "2*1/2 глубины опирания" слышу первый раз.

Как же так? А Вы расчётный пролёт обычно какой длины принимаете? Ширина проёма в чистоте?

[No M.P.]

Заводить на длину анкеровки.
Про эпюры написано в СНиП "каменные и армо...". (честно - давно дело было. Точных формулировок не помню.)

[Michail]

Почему вы хотите усилять, есть не доверие в проектировщику? А если усилять, то чем и сколько, на глаз? У пояса я так думаю тоже арматура своя присутсвует, которая врядли расчетная, обычно это 6-8 стержней д12 а может и больше, почему вы думаете что ее мало будет.

[Eugene84]

Сообщение от Michail есть не доверие в проектировщику?

Есть. Хотя бы потому, что в теории должно быть по другому. Все знают, как работает защемлённая на опорах балка. Это как раз и есть, на мой взгляд, тот самый случай. Высказавшиеся здесь люди (спасибо им) подтвердили моё мнение. Так почему же проектанты армируют "перемычку" как однопролётную шарнирно опёртую балку?

Сообщение от Michail А если усилять, то чем и сколько, на глаз?

А вот это уже рассчитывать надо!

Сообщение от Michail У пояса я так думаю тоже арматура своя присутсвует

А Вы, товарищ Michail, внимательно читали моё первое сообщение? Там всё написано.

[softer]

Необходимо посчитать, вполне возможно, что арматуры достаточно.
добавьте к проему по кирпичу, посчитайте как перемычку по нагрузкам,
посчитайте с защимлением и без, а там по результатам видно будет, при необходимости уточните расчет...

[Deimos]

Сообщение от Eugene84 Так почему же проектанты армируют "перемычку" как однопролётную шарнирно опёртую балку?

Я б тоже делал как "проектанты" (и как по вышеназванной серии!): добавил бы только нижнюю арматуру, рассчитанную как для шарнирно опертой балки (перемычки) без добавления поперечки (на нагрузку от веса стены высотой 1/3 (1/2 по вкусу) пролета: все равно как балку "по уму" ее не заармируешь.
Все, что написАл относится к перемычкам, но не балкам. При каком пролете начинается балка и заканчивается перемычка, решайте сами (а лучше если это решат "проектанты").

[No M.P.]

Сообщение от Deimos на нагрузку от веса стены высотой 1/3 (1/2 по вкусу)

Речь идет о монолитном поясе. Как я понял на него сразу опирается перекрытие.
Без поперечки не обойтись

[Eugene84]

Сообщение от Deimos При каком пролете начинается балка и заканчивается перемычка

Под словом "балка" я подразумеваю всего лишь модель.

Сообщение от Deimos Я б тоже делал как "проектанты"

Не побоялись бы, что монолитный пояс сильно растрескается в верхней зоне?

Сообщение от No M.P. Без поперечки не обойтись

Товарищ No M.P., я полностью с Вами согласен в силу двух причин:
1) я и сам так думал
2) Вы это уже делали
В понедельник пойду задавать вопрос.

[Integer]

Монолитный пояс, воспринимает вертикальную нагрузку от 2 этажей и только в месте проема нет опоры, естественно в этом месте будет перепад момента и необходимо ставить арматуру в нижней зоне. Схема проста как 5 копеек - балка на упругом основании (несущая способность основания - расчетное сопротивление кирпича на сжатие) с отсутствием опоры в месте проема!

[Eugene84]

Так, что-то я перестаю понимать...
Монолитный пояс ведь зажат в стене весом вышележащей кладки. Так?

[Master Yoda]

Сообщение от Michail Почему вы хотите усилять, есть не доверие в проектировщику? А если усилять, то чем и сколько, на глаз? У пояса я так думаю тоже арматура своя присутсвует, которая врядли расчетная, обычно это 6-8 стержней д12 а может и больше, почему вы думаете что ее мало будет.

Я бы тоже засомневался, поскольку если действиетельно несущая способность участка над проемом превышена, то в первую очередь она превысится над опорами в верхней зоне, т. к. опорный момент ql2/12, а пролетный ql2/24. Может усилена наоборот, верхняя зона и вы просто чертеж вверх ногами смотрите? (шучу )

Сообщение от Integer Монолитный пояс, воспринимает вертикальную нагрузку от 2 этажей и только в месте проема нет опоры, естественно в этом месте будет перепад момента и необходимо ставить арматуру в нижней зоне. Схема проста как 5 копеек - балка на упругом основании (несущая способность основания - расчетное сопротивление кирпича на сжатие) с отсутствием опоры в месте проема!

Интересный подход, но не думаю что такая схема подойдет, поскольку у кирпича очень мала упругая стадия, и коэффициент постели будет слишком высокий. Лучше просто как защемленную балку.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Тогда у меня к Вам ещё один вопрос: расчётный пролёт какой принимается? И нас учили, и по серии он принимается: ширина проёма плюс 2*1/2 глубины опирания

Это пишут Байков и Сигалов в своём "бестселлере" "ЖБК. Общий курс" (кстати книжечка по которой вы успешно могли бы посчитать свою перемычку, хотя зачем это вам, это ведь работа вышеупомянутых "проектантов"). Однако считаю что правильней будет принимать от центра тяжести до центра тяжести. В вашем случае я бы принял расчетный пролет: пролет в чистоте + высота сечения пояса*2

Сообщение от No M.P. Во-вторых эпюра заканчивает "распределяться" во вполне определенных местах.

И имя этим местам - точки теоретического обрыва.

Сообщение от Master Yoda Я бы тоже засомневался, поскольку если действиетельно несущая способность участка над проемом превышена, то в первую очередь она превысится над опорами в верхней зоне, т. к. опорный момент ql2/12, а пролетный ql2/24

С вариантом армирования не согласен именно потому же.

[Нитонисе]

Ваша расчетная схема перемычки - жестко защемленная по концам балка с пролетом равным расстоянию в свету оконного (дверного) проема. Как правило нагрузка на перемычки небольшая - вес кладки высотой в 1/3 от пролета. Для зимних условий кладки чуть побольше нагрузки - вес кладки высотой в пролет. Также в качестве нагрузки следует учесть и перекрытия, если они находятся в пределах квадрата со стороной равной пролету (в зимних условиях со стороной равной удвоенному пролету). Много у вас арматуры или мало, нужна поперечка или нет - все зависит от конкретного случая, то есть нужно просто посчитать.

Что касается пролета шарнирно опертой перемычки, расчетный пролет принимается равным расстоянию в свету плюс 1/2 опирания с каждой стороны. Хотя в серии на перемычки иногда учитывается только 1/3 опирания с каждой стороны. В нормативах конкретного требования на этот счет не нашел, но в практических расчетах шарнирно опертых перемычек считал бы по 1/2 опирания и не более 100 мм.

[Eugene84]

Сообщение от Eugene84 Все знают, как работает защемлённая на опорах балка

Видимо не все...

Сообщение от Master Yoda в первую очередь она превысится над опорами в верхней зоне, т. к. опорный момент ql2/12, а пролетный ql2/24.

Повторю: видимо не все это знают. Спасибо Вам, товарищ Master Yoda, а то я уже было начал в себе сомневаться...

Сообщение от Master Yoda у кирпича очень мала упругая стадия, и коэффициент постели будет слишком высокий

Тут честно признаюсь: не понял, о чём Вы. Армокаменные конструкции в институте рассчитывать не приходилось. Как следствие, СНиП II-22-81 понимаю не очень хорошо.

Сообщение от B0RGiR Это пишут Байков и Сигалов

Совершенно верно! Мы по этому "бестселлеру" и учились. Но получается, что серия 1.038 рассчитывалась тоже по этому же бестселлеру?

Сообщение от B0RGiR книжечка по которой вы успешно могли бы посчитать свою перемычку

А так же СП 52-101-2003 и ещё один СП по монолитным ЖБК. Но не буду этого делать в силу 2 причин:
1) Из принципа - это, как Вы верно заметили, работа (ладно, уговорили) проектировщиков, и мне за это деньги не платят;
2) Плохо помню расчёт по раскрытию трещин и по деформациям. Посидеть, разобраться можно, но опять же время надо.

Сообщение от B0RGiR я бы принял расчетный пролет: пролет в чистоте + высота сечения пояса*2

А вот за это огромное спасибо!

Сообщение от Нитонисе Как правило нагрузка на перемычки небольшая - вес кладки высотой в 1/3 от пролета

Не забывайте про плиты перекрытия, которые опираются на эту самую "перемычку". (пояс-то по всем стенам идёт) Там иногда встречаются (страшно сказать!) 72-е пустотки, нагруженные "корытным" монолитным участком и перегородками! Что-то в этом месте я опять засомневался... Плиты не порвутся?

Сообщение от Нитонисе если они находятся в пределах квадрата со стороной равной пролету

Недопонял. Всегда думал, что плита на одну сторону передаёт половину своей расчётной нагрузки. То есть, "грузовая площадь" перемычки - прямоугольник, одна сторона которого равна расчётному пролёту перемычки, а вторая - половине пролёта плиты. Разумеется, необходимо учесть, где именно стоят перегородки. К какой опоре поближе - туда и больше нагрузки передают.

Сообщение от Нитонисе считал бы по 1/2 опирания и не более 100 мм

Хм... А на усиленные перемычки длиннее 21-й минимальная глубина опирания даётся 230 мм (по серии). При вычислении расчётного пролёта, соответственно, из длины перемычки вычитают 230 мм. А по Вашему можно вычитать не более 200 мм? Интересно. Подумаю. Спасибо.

[Нитонисе]

Сообщение от Eugene84 Не забывайте про плиты перекрытия, которые опираются на эту самую "перемычку".

Я и не забываю. Наоборот - перекрытия нужно учитывать, но не все. Представьте себе квадрат кладки выше перемычки со стороной равной пролету перемычки. Если перекрытие в этот квадрат попадает - учитываете, не попадает - не учитываете. Как именно учесть нагрузку от плит - зависит от их положения относительно перемычки. Если они лежат непосредственно на ней, то будет внецентренное нагружение. Если близко к верху того самого условного квадрата, то можно считать и как центрально нагруженную.

Сообщение от Eugene84 Хм... А на усиленные перемычки длиннее 21-й минимальная глубина опирания даётся 230 мм (по серии). При вычислении расчётного пролёта, соответственно, из длины перемычки вычитают 230 мм. А по Вашему можно вычитать не более 200 мм? Интересно. Подумаю. Спасибо.

Глянул серию - действительно. Например перемычка 5ПБ25-27 имеет длину 2460 и минимальную глубину опирания 230 мм. Расчетный пролет при этом 2230, то есть вычли по 1/2 опирания. Тогда я бы свою "формулу" скорректировал - 1/2 опирания и не более высоты перемычки. То есть для премычки высотой 200 мм и глубиной опирания 500 мм в расчетный пролет нужно включить 200 мм (т.е. высоту).

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе Если перекрытие в этот квадрат попадает - учитываете, не попадает - не учитываете.

То есть, если (гипотетически) перекрытие лежит выше квадрата - то можно и 2 ПБ засунуть и ничё не будет? Знаю, что нагрузка перераспределяется, но чтоб так... Хотя да! Меня учили, что она перераспределяется под углом в 45 градусов. Мой первый Учитель так говорил: "Мысленно проведи линию под 45 от нагрузки - и дальше представляй где нагрузка большая, а где маленькая. Где вести многорядную кладку, а где надо на однорядную цепную переходить..."
Понял. Спасибо. Буду иметь в виду.

Сообщение от Нитонисе Как правило нагрузка на перемычки небольшая - вес кладки высотой в 1/3 от пролета

Теперь понял, когда квадрат так хорошо описали. То есть мысленно можем и "арку" нарисовать над проёмом (арка ведь сама себя держит) и считаем, что кладка выше арки перемычку не нагружает.

Сообщение от Нитонисе Если они лежат непосредственно на ней, то будет внецентренное нагружение

Вот кстати да! Плиты (72-е пустотки) лежат непосредственно на монолитном поясе, а армирование пояса (в т. ч. и усиленное) симметрично относительно вертикальной оси.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Сообщение от Master Yoda у кирпича очень мала упругая стадия, и коэффициент постели будет слишком высокий Тут честно признаюсь: не понял, о чём Вы. Армокаменные конструкции в институте рассчитывать не приходилось. Как следствие, СНиП II-22-81 понимаю не очень хорошо.

Видеть кривой деформирования силикатного/керамического кирпича не доводилось, но рискну предположить что она аналогична бетону, у которого упругой стадии работы вообще нет, работает он сразу в упругопластической стадии и соответственно предела пропорциональности (упругости) не имеет, деформативными характеристиками служат: начальный модуль упругости, модуль общей деформации... В рачетах приближают кривую в идеализированную прямую (название ей помоему "диаграмма Прандтля"). Таким образом при любом виде нагружения, будь то длительном будь то кратковременном обратимые деформации всегда сопровождаются остаточными. В конечном счете можно сказать что упругие свойства кирпича находятся под большим сомнением.

Сообщение от Eugene84 Совершенно верно! Мы по этому "бестселлеру" и учились. Но получается, что серия 1.038 рассчитывалась тоже по этому же бестселлеру?

По той же строительной механике, сопротивлению материалов и теории упругости.

Сообщение от Eugene84 72-е пустотки, нагруженные "корытным" монолитным участком и перегородками! Что-то в этом месте я опять засомневался... Плиты не порвутся?

Это вы так полы обзываете? Собственно у 72-ых "пустоток" на сколько я помню расчетная нагрузка от 800 до 1250 кгс/м2, что и позволяет вам проверить их несущую способность практически "на пальцах".

Сообщение от Eugene84 То есть, если (гипотетически) перекрытие лежит выше квадрата - то можно и 2 ПБ засунуть и ничё не будет?

так точно... как господин Нитонисе уже указывал, СНиП "Каменные армокаменные кон-ии" допускает при расположении перекрытия вне квадрата со стороной равной пролету (в зимних условиях со стороной равной удвоенному пролету) собственный вес плит(и всё что они несут) не учитывать.

Сообщение от Eugene84 Сообщение от Нитонисе Как правило нагрузка на перемычки небольшая - вес кладки высотой в 1/3 от пролета Теперь понял, когда квадрат так хорошо описали. То есть мысленно можем и "арку" нарисовать над проёмом (арка ведь сама себя держит) и считаем, что кладка выше арки перемычку не нагружает.

Это нагрузки от сырой кладки, советую принимать по максимуму в зависимости от конструктивных особенностей., т.е. в случае с перемычками вес необходимо считать до отметки низа перекрытия. Не редко бывает что и перекрываться успевают на сырую.

[Eugene84]

Сообщение от B0RGiR Это вы так полы обзываете?

Нет. Под "корытным монолитом" мы понимаем монолитный участок, который заливается между плитами (или между плитой и стеной) и всю свою нагрузку передаёт на эти две плиты. То есть когда плиты укладываются с зазором, в этот зазор загибается сетка, отгибы сетки по верху плит - и заливаем бетоном.

Сообщение от B0RGiR у 72-ых "пустоток" на сколько я помню расчетная нагрузка от 800 до 1250 кгс/м2

Насколько я помню, Вы неправильно помните. Хотя может Вы говорите несколько о другой серии. У нас применяются 72-е плиты серии 1.090. У них, согласно той серии, максимальная расчётная нагрузка как раз составляет 800 кг/м2.

Правда, 2 года назад у нас в городе одна фирма наладила у себя так называемую "испанскую линию". Плиты безопалубочного формования, армируются только вдоль проволокой Вр-II d 5 мм. Чертежи были разработаны в 70-е - 80-е годы Куйбышевским БТПИ. Заливается линия сразу метров 100 а то и больше (насколько длина цеха позволяет), а потом нарезают. Отрежут сколько Вам надо с точностью до сантиметра. Так вот в чертежах есть даже плиты 16-й нагрузки. Нехило!
Однако в СССР признания не нашли и были проданы с потрохами за бугор. Где-то в 2000-е годы право на их производство было куплено у испанцев.
Насколько я знаю, история вопроса такова. Но я отклоняюсь от темы.

Сообщение от B0RGiR что и позволяет вам проверить их несущую способность

Ну это понятно. Посижу над проектом, проверю. Недолго

Сообщение от B0RGiR Не редко бывает что и перекрываться успевают на сырую.

Особенно когда на улице от -5 до +5. Тогда раствор не замерзает. Но и схватываться не торопится. Поэтому осенью и весной плиты монтируем не через сутки после укладки последнего ряда, а через 2-3 суток. На всякий случай.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Нет. Под "корытным монолитом" мы понимаем монолитный участок, который заливается между плитами (или между плитой и стеной) и всю свою нагрузку передаёт на эти две плиты. То есть когда плиты укладываются с зазором, в этот зазор загибается сетка, отгибы сетки по верху плит - и заливаем бетоном.

Значит это уже своего рода шпонка. Делали много таких монолитных участков и на многих объектах, отмечу - монолитных участков, потому как под них штраба в стенах оставлялась, соответственно работали они тогда вдоль плит и жили своей жизнью, распределяя давление на соседние плиты.

Сообщение от Eugene84 Насколько я помню, Вы неправильно помните. Хотя может Вы говорите несколько о другой серии. У нас применяются 72-е плиты серии 1.090. У них, согласно той серии, максимальная расчётная нагрузка как раз составляет 800 кг/м2.

У нас на ЖБИ льют 72-е безопалубочного формования на 800, на 1000, 1250. Но это всё не важно, вы по маркировке определите и плевать кто там что льёт

[Eugene84]

Сообщение от B0RGiR Значит это уже своего рода шпонка

Мы с Вами работаем в разных регионах. Соответственно, сложился разный профессиональный жаргон.

Сообщение от B0RGiR монолитных участков, потому как под них штраба в стенах оставлялась

Да-да, потом в эти штрабы просовывается арматурный каркас, выставляется опалубка, заливается бетоном. И такой монолитный участок нагрузку передаёт непосредственно на стены.

Сообщение от B0RGiR вы по маркировке определите

Зачем? У меня на компе есть серия 1.090. Рабочие чертежи на безопалубочные плиты любезно были предоставлены организацией-изготовителем. Расчётная нагрузка известна. Делов-то...

[Eugene84]

Ходил сегодня, разговаривал с разработчиком. Ответ на моё замечание был просто потрясающий: "Хотите так? Можем сделать так! Но ведь никакой экономии материала не получится!"
И с моей стороны говорить что-либо наподобие: "Могут развиться трещины" оказалось бесполезным. Кошмар! Может быть ГИПу этот вопрос задать (он в той организации работает по совместительству, основная работа в другой).

[Нитонисе]

Сообщение от Eugene84 И с моей стороны говорить что-либо наподобие: "Могут развиться трещины" оказалось бесполезным.

Конечно бесполезно. Вот расчет предоставьте - тогда другое дело.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 "Хотите так? Можем сделать так! Но ведь никакой экономии материала не получится!"

Разработчик прав. Как заармируете конструкцию, так она и заработает. Будет верхнее армирование больше- будет и опорный момент больше.

[B0RGiR]

Ага как заармируем так потом и восстанавливать/усиливать будем. И каким это образом опорный момент увеличится? Весьма интересная зависимость знаете ли, запантетовать такую и перевернуть мировую строительную индустрию
2Eugene84: А у них расчет просили?

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Как заармируете конструкцию, так она и заработает.

То есть если в пролете арматуру не заложим, то там и момента не будет?

[sasha_]

Сообщение от Нитонисе То есть если в пролете арматуру не заложим, то там и момента не будет?

Если момент не чем воспринять, так откуда он возьмется. балка будет висеть на опорной арматуре (если хватит сечения арматуры), как две консоли.

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Если момент не чем воспринять, так откуда он возьмется. балка будет висеть на опорной арматуре (если хватит сечения арматуры), как две консоли.

А если опора шарнирная?

[sasha_]

Сообщение от Нитонисе А если опора шарнирная?

Я о конкретном случае. А если опоры шарнирные и в пролете шарнир, извините, это ГИС.

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе Конечно бесполезно. Вот расчет предоставьте - тогда другое дело.

Запросто могу! Но с какого перепугу я им буду предоставлять расчёт? Я - представитель заказчика. А ему, как проектировщику, должно быть стыдно, что не знает, как работает конструкция.
А если я всё же сяду и посчитаю. И окажется, что верхнюю зону в опорных сечениях усиливать не нужно, то во всём усилении монолитного пояса над проёмом сразу же отпадает смысл. Если у пояса для восприятия опорного момента хватит "своей" арматуры, то её с больши-и-им запасом хватит и для восприятия пролётного момента.

Сообщение от sasha_ Как заармируете конструкцию, так она и заработает.

В данном конкретном случае ничего против не имею. Если у защемлённой на двух опорах балки заармировать только нижнюю зону - она будет работать. Но только после того, как в верхней зоне опорных сечений раскроются трещины (бетон-то на рястяжение работает очень плохо). И тогда она (балка) со спокойной душой и чистой совестью превратится в шарнирно опёртую, то есть просто "повиснет" на арматуре. Одно плохо: трещины всё равно придётся как-то заделывать. Но они всё равно будут раскрываться.
А вообще, товарищ sasha_, Вы неправы! Попробуйте у однопролётной шарнирно опёртой балки заармировать только верхнюю зону! Что от неё останется?

Сообщение от B0RGiR каким это образом опорный момент увеличится?

Вы правы. Он не увеличится. Его просто не будет. Вместо него раскроется трещина.

Сообщение от B0RGiR А у них расчет просили?

Offtop: Вы, батенька, верно шутите! Если я другому разработчику (из их же конторы) задаю вопрос:
- Зачем здесь нужна опорная подушка?
- Я считаю, нужна!
- Я посчитал, нагрузка копеечная: 2,5 кг/см2.
- В СНиПе требование.
- Покажи мне это требование.
- Это ты мне покажи, что нет в СНиПах такого требования!
(Потрясающая формулировка ответа!)
P. S. После разговора с ними вернулся в свою контору, доложил директору. Она ответила: "Я давно поняла, что не надо было с ними связываться. Ты ещё раз меня в этом убедил."

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Я о конкретном случае. А если опоры шарнирные и в пролете шарнир, извините, это ГИС.

Ну давайте о конкретном случае.
Армируем опорные зоны - вы говорите балка становится жесткозащемленной на опорах.
Армируем пролет - вы говорите балка становится шарнирно-опертой.
Только для того, чтобы балка стала шарнирно-опертой с максимальным моментом в пролете, на опорах должны образоваться трещины, так как арматуры там нет. Образовались некоторые трещины - балка работает как шарнирно опертая, только высота опорного сечения уменьшилась на высоту трещины. Появляется вопрос - а хватит ли нам опорного сечения для восприятия поперечной силы? Да и потрескавшаяся перемычка выглядит как-то неэстетично. Посему данную схему надо рассматривать как жестко-защемленную балку, поскольку реальная конструкция наиболее соответствует этой расчетной схеме.

Сообщение от Eugene84 Запросто могу! Но с какого перепугу я им буду предоставлять расчёт? Я - представитель заказчика. А ему, как проектировщику, должно быть стыдно, что не знает, как работает конструкция.

Ну так вы обоснуйте, что проектировщики неправы. А то как-то голословно. Вот если обоснуете и им нечем будет крыть - меняйте проектную контору.

[sasha_]

Почему сразу образовались трещины, а может для того чтобы пролетная арматура включилась в работу достаточно небольших деформаций.

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе Вот если обоснуете и им нечем будет крыть

Прочитайте, для сведения, то, что я написал в оффтопе. В случае с опорными подушками им уже нечем крыть. Поскольку перемычка 3 ПБ 18-37 под 72-й плитой ничем не загруженной создаёт нагрузку бОльшую в 1,5 раза, чем в том случае, о котором я говорил. Но тем не менее под балку (ту самую) мы кладём опорную подушку, а под перемычку - нет.
Так о чём с ними можно ещё разговаривать?

Сообщение от sasha_ Почему сразу образовались трещины, а может для того чтобы пролетная арматура включилась в работу достаточно небольших деформаций.

Товарищ sasha_, поверьте, в данном случае Вам тоже нечем крыть. Серьёзно. Вот если б мы говорили о стальной балке - то ради Бога! Там будут расти и расти деформации, но конструкция будет продолжать держать нагрузку (хотя провиснет о-о-очень сильно). А железобетон даст трещины.
А вот картинка занимательная! Что это за учебник, подскажите! Спасибо.

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Почему сразу образовались трещины, а может для того чтобы пролетная арматура включилась в работу достаточно небольших деформаций.

Ваше вложение очень трудно читается.
Чтобы пролетная арматура включилась в работу (шарнирно-опертая балка) - опорные сечения должны иметь возможность проворачиваться. Бетон, сами понимаете, далеко не металл и минимальные углы поворота означают появление трещин. Раз у вас верхней опорной арматуры нет - получите там трещины и работа балка становится похожа на работу шарнирно-опертой балки. Однако на опоре у вас максимальная поперечная сила, которая теперь воспринимается сечением с трещиной, существенно ослабляющей несущую способность по поперечной силе. Но даже если запаса прочности хватит, то эксплуатация потрескавшихся перемычек я думаю неприемлема.

Сообщение от Eugene84 Прочитайте, для сведения, то, что я написал в оффтопе. В случае с опорными подушками им уже нечем крыть. Поскольку перемычка 3 ПБ 18-37 под 72-й плитой ничем не загруженной создаёт нагрузку бОльшую в 1,5 раза, чем в том случае, о котором я говорил. Но тем не менее под балку (ту самую) мы кладём опорную подушку, а под перемычку - нет. Так о чём с ними можно ещё разговаривать?

Если у вас есть сомнения в обоснованности проектных решений, то вы можете либо явно их подтвердить (расчет, пункты СНиП) и прекратить сотрудничество с проектной конторой по понятным причинам. Либо оскорбиться, что вам проектировщики не захотели обосновывать свои решения и тоже прекратить сотрудничество. Только замечу, что если проектировщиков постоянно дергать "А почему вы тут сделали так?", "А на каком основании вы применили это?", то они проектировать будут намного дольше, чем вам хотелось бы. Поэтому если у вас есть сомнения в правильности проектных решений - предъявляйте конкретную претензию "Я поосчитал перемычку, вот расчет, арматуры не хватает.", "Согласно пункта такого-то СНиП такого-то опорные подушки под этот тип перемычек укладывать не требуется".

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Товарищ sasha_, поверьте, в данном случае Вам тоже нечем крыть. Серьёзно. Вот если б мы говорили о стальной балке - то ради Бога! Там будут расти и расти деформации, но конструкция будет продолжать держать нагрузку (хотя провиснет о-о-очень сильно). А железобетон даст трещины. А вот картинка занимательная! Что это за учебник, подскажите! Спасибо.

А.С.Городецкий И.Д. Евзеров "Компьютерные модели конструкций".
Чтобы железобетон дал трещины он должен тоже деформироваться. Монолитные плиты иногда прогибаются довольно сильно, а трещин нет. Вам чтобы доказать своё мнение или убедится в собственной неправоте придется влазить в нелинейные расчеты.

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе эксплуатация потрескавшихся перемычек я думаю неприемлема

Согласен. Особенно неприятно будет, когда придёт время сдавать дом в эксплуатацию: сначала по всем проёмам ГосСтройНадзор напишет предписание "устранить трещины", а потом каждый жилец будет кровь пить, что трещины всё равно появляются".

Сообщение от Нитонисе и прекратить сотрудничество с проектной конторой

А разве можно менять проектную контору на стадии строительства?

Сообщение от sasha_ Монолитные плиты иногда прогибаются довольно сильно, а трещин нет

Насколько сильно? Поконкретнее, пожалуйста, лично Вы видели какой прогиб (сколько см при каком пролёте)? Мне правда очень интересно, без издёвок.

[Michail]

Чтобы появились опорные моменты необходимо чтобы появился прогиб в пролете, как может появится прогиб если у вас балка будет армирована по балочной схеме, несомненно какой-то прогиб балка получит, и в защемлении появятся опорные моменты, но они будут малы, воспримутся либо бетонным сечением, либо арматурой пояса.
P.S. Видел кучу таких решений где просто добавлена пролетная арматура в поясе.

[Нитонисе]

Сообщение от Michail Чтобы появились опорные моменты необходимо чтобы появился прогиб в пролете, как может появится прогиб если у вас балка будет армирована по балочной схеме, несомненно какой-то прогиб балка получит, и в защемлении появятся опорные моменты, но они будут малы, воспримутся либо бетонным сечением, либо арматурой пояса. P.S. Видел кучу таких решений где просто добавлена пролетная арматура в поясе.

А зачем тогда армируют опорные зоны? Кинул арматуру в пролете - и все нормально.

[Eugene84]

Сообщение от Michail Чтобы появились опорные моменты необходимо чтобы появился прогиб в пролете

Не путайте, товарищ Michail, порядок протекаемых процессов!
Сначала кладётся балка (заливается монолитный пояс), потом он нагружается и после этого(!!!) появляются опорные (и пролётные) изгибающие моменты. И только потом балка даёт прогиб!

Сообщение от Michail воспримутся либо бетонным сечением, либо арматурой пояса.

А вот и нет! В защемлённой на опорах балке опорные моменты больше пролётного в целых 2 раза!

Сообщение от Michail Видел кучу таких решений

И как они ведут себя в процессе эксплуатации? Я имею в виду не на бумаге, а на деле.

Сообщение от Нитонисе А зачем тогда армируют опорные зоны?

А он и предлагает не армировать опорные зоны.

[Michail]

Поймите Eugene84 опорный момент защемл балки + пролетный момент защемл. балки= момент балочный.

Сообщение от Нитонисе А зачем тогда армируют опорные зоны? Кинул арматуру в пролете - и все нормально.

Не сравнивайте каркас, с защемленной балкой, если вы про каркас, если только балки прогибы, сечения экономичнее и т.д.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Насколько сильно? Поконкретнее, пожалуйста, лично Вы видели какой прогиб (сколько см при каком пролёте)? Мне правда очень интересно, без издёвок.

Сетка колонн 8,2мх4,5м, плита 200мм от собственного веса прогнулась на 12см. В пролёте снизу трещин нет, правда над колоннами лучами трещины пошли. Сразу оговорюсь: это не мой проект.
Если перемычка 3ПБ18, то проём 1,4м. Поэтому в вашем случае вопрос надо ставить не почему усиливают только нижнюю зону, а зачем усиливают нижнюю?
Наверное, в силу сложившихся стереотипов конструктору режет глаз перемычка без дополнительной арматуры снизу. Я его где-то могу понять. Есть правило, что надо запроектировать так, чтобы дурак не смог испортить. Допустим, что дурак состыковал арматуру над опорой без нахлёста или накладок, вот и пригодилась нижняя арматура.

[leeexa]

Проверьте в Арбате как балку защемленную по обоим концам. И все!

[Eugene84]

Сообщение от Michail опорный момент защемл балки + пролетный момент защемл. балки= момент балочный.

Это я знаю: ql^2/12 (опорный) + ql^2/24 (пролётный) =ql^2/8 (пролётный для шарнирно опёртой). Это... Даже не знаю, какая дисциплина, т. к. доходил до этого самостоятельно. Даже без учебников.

Сообщение от Michail если только балки прогибы, сечения экономичнее

Да поймите вы, ребята! Я не стремлюсь сэкономить деньги на этом узле! Я хочу, чтоб потом не было верхних трещин в опорных сечениях.

Сообщение от sasha_ 8,2мх4,5м, плита 200мм от собственного веса прогнулась на 12см

Недопустимый прогиб. Таблица 19 СНиП 2.01.07-85 "Нагрузки и воздействия"

Сообщение от sasha_ В пролёте снизу трещин нет, правда над колоннами лучами трещины пошли

О то ж! Вот, кстати, про работу балок вообще: заметил (опять же сам дошёл), что подведение дополнительных опор, заделок на опорах и т. д. не даёт очень большого выигрыша в изгибающем моменте (максимум в 1,5 раза). Зато даёт очень большой выигрыш в прогибах! Но это к делу не отностися.
К делу относится то, что скорее всего неправильно заармировали. Вот если бы вблизи колонн заложили арматуру покрепче в верхнюю зону плиты, то:
- не было бы трещин - это раз.
- прогиб был бы поменьше раза в 2,5, а то и в 5 - это два.

Сообщение от sasha_ в силу сложившихся стереотипов конструктору режет глаз перемычка без дополнительной арматуры снизу

Хм... Ну если так, то я его понимаю. С другой стороны, если он проектирует ростверк по сваям и арматуру большего диаметра ставит вверх - значит понимает, что к чему. Значит перемычка тоже не должна резать глаз...

Сообщение от sasha_ надо запроектировать так, чтобы дурак не смог испортить

Золотые слова! Был весной аналогичный случай: тогда я как будто почувствовал, что надо проконтролировать, как кладут каркас: арматурой большего диаметра вверх или вниз. Оказалось, что вниз (хотя в проекте нарисовано - вверх). Успел вовремя. Напомнил прорабу, как работает неразрезная балка. "Ой, ё-моё, забыл уже, чему учился. Ты прав!"

Сообщение от sasha_ что дурак состыковал арматуру

Вот для этого и нужны прораб, технадзор, авторский надзор и прочие ИТР-ы. Чтоб дурак не испортил. Поэтому и выходят надзоры на место в начале устройства ответственных конструкций, а не "потом".

Сообщение от leeexa Проверьте в Арбате

Не владею. Да я и без арбата знаю, как работает балка.

[Нитонисе]

Армируя только нижнюю зону жестко защемленных балок далеко пойдете.
А интересно, где первее трещины образуются в неармированной жестко-защемленной балке?

[leeexa]

Eugene84
Вы б сбор нагрузок на перемычку расписали, может люди добрые и посчитают

[B0RGiR]

Разгружающее действие неармированных (малоармированных) заделок потеряется с образованием шарниров пластичности ("лучевых трещин в приопорных сечениях", как уже указывалось выше), что ознаменует 2-ю стадию НДС элемента (и кто знает как это сечение будет себя вести, в таком состоянии, под воздействием максимальных поперечных сил?). Соответственно изменится расчетная схема, расчетный пролет, значения усилий. Или вы сразу считаете статически неопределимые балки на максимальные моменты для статически определимых?

[oleg111]

Информация к размышлению

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе Армируя только нижнюю зону жестко защемленных балок далеко пойдете.

О-о-очень далеко! Примерно до первой серьёзной трещины, которая уже не за горами.

Сообщение от Нитонисе А интересно, где первее трещины образуются

Я так полагаю, что при постепенном нагружении всё-таки на опорах. На опорах начинают образовываться трещины. Как следствие, момент перераспределяется в пролёт, происходит выравнивание моментов. Только это произойдёт очень быстро, поэтому никто не заметит последовательности.

Сообщение от leeexa Вы б сбор нагрузок на перемычку расписали

Зачем? Я сам это уже сделал. Цель моего вопроса не в том, чтобы кто-то мне посчитал. Не хочу я утруждать людей здесь присутствующих подтиранием моих соплей.

Сообщение от B0RGiR изменится расчетная схема

Оптимальная расчётная схема была бы для "равномоментной" балки. Правда, в этом случае уже могут пойти трещины.

Сообщение от B0RGiR вы сразу считаете статически неопределимые балки на максимальные моменты для статически определимых?

Недопонял, это как? Защемлённую считать на момент ql^2/8? Ну ребята, это же перерасход арматуры, зачем?

[sasha_]

Сообщение от oleg111 Информация к размышлению

Да интересно. Не понял куда делась часть нагрузки после расчёта.
Для Eugene84 шестой стержень осталось добавить и изменить пролёт.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Защемлённую считать на момент ql^2/8?

да и этот вопрос адресован к противникам верхней арматуры.

[sasha_]

Сообщение от B0RGiR да и этот вопрос адресован к противникам верхней арматуры.

Я в этой теме противников верхней арматуры не заметил. Назовите их по именам и мы с ними быстро разберёмся.

[B0RGiR]

Хорошо, перефразирую, не противников, а сторонников "экономичных сечений".

[Eugene84]

Сообщение от sasha_ Я в этой теме противников верхней арматуры не заметил.

Называю по именам:

Сообщение от Michail есть не доверие в проектировщику?

Сообщение от Michail Видел кучу таких решений где просто добавлена пролетная арматура в поясе.

Я эти изречения расцениваю, как противничество верхней арматуре. Может я отношусь предвзято?

Сообщение от sasha_ Для Eugene84 шестой стержень осталось добавить и изменить пролёт.

Насколько я понял, это комментарий к файлу, выложенному товарищем oleg111. Насколько я понял, это расчёт из лиры. Но у меня лира не установлена, может быть (если не трудно) переведёте в jpeg?

Сообщение от B0RGiR да и этот вопрос адресован к противникам верхней арматуры.

Я понял, что не ко мне.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Насколько я понял, это комментарий к файлу, выложенному товарищем oleg111. Насколько я понял, это расчёт из лиры. Но у меня лира не установлена, может быть (если не трудно) переведёте в jpeg?

В этом файле рассчитан наверное не твой случай. Поставь подробнее задачу, откорректировать недолго. Результаты: текстовый файл состояния материалов и эпюры. В данном файле пролёт балки 2м, нагрузка 6т/м, армирование 3d10 внизу и 2d10 вверху. И рассмотрены два варианта жестких защемлений: 1)X,Z,UY обе опоры; 2)одна опора X,Z,UY, а вторая Z,UY.

[Michail]

Свои доводы я привел в посте #44, как пример наверняка видели проемы с разными пролетами перекрытые перемычками одной длины, армированные серийно и где там трещины???

[Eugene84]

Сообщение от Michail и где там трещины

Не забывайте, что серийная перемычка работает ближе (причём значительно) к шарнирно опёртой модели. Почему? Да потому что того маленького "защемления" в 23 сантиметра (пускай даже 30) не хватит, чтобы запретить крайнему (я говорю не "опорному", а "крайнему") сечению перемычки поворачиваться вокруг оси Z.
Как следствие, опорный момент конечно будет, поскольку какое-то ограничение на поворот всё же накладывается, но он настолько мал, что той вшивой арматуринки в верхней зоне хватает с лихвой, чтоб его воспринять.

[Michail]

Сообщение от Eugene84 ...Как следствие, опорный момент конечно будет, поскольку какое-то ограничение на поворот всё же накладывается, но он настолько мал, что той вшивой арматуринки в верхней зоне хватает с лихвой, чтоб его воспринять.

Так от чего он будет мал????

[Eugene84]

Сообщение от Michail Так от чего он будет мал????

От того, что защемление копеечное, если мы говорим о серийной перемычке.
А если говорить о монолитном поясе, то там защемление о-го-го какое. Как следствие, мы считаем опору полностью защемлённой.

[Нитонисе]

Сообщение от Michail Так от чего он будет мал????

Готовы армировать ригель монолитного каркаса только нижней арматурой?

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе Готовы армировать ригель монолитного каркаса только нижней арматурой?

Хороший вопрос! Прямо так сразу в лоб! Пусть теперь попробует отвертеться!
А я ещё один вопрос добавлю:
Будь Вы, товарищ Michail, прорабом или технадзором - стали бы Вы давать указание армировать только нижнюю зону, даже если в проекте указано верхнее армирование?

[Michail]

Как вам выше уже было сказано, как конструкцию заармируете так работать она и будет. Делали и плиты, и балки в монолитном каркасе шарнирными, ввиду огромных моментов из-за разности осадок, ну и что???

[Eugene84]

Сообщение от Michail Делали и плиты, и балки в монолитном каркасе шарнирными, ввиду огромных моментов из-за разности осадок, ну и что???

Как что? Трещины!!! В части, как заармировать, так и работать будет - тут я согласен. Но трещины!!! Как защемлённая балка превратится в шарнирно опёртую без трещин? В этом-то и вся проблема и состоит!

[Нитонисе]

Сообщение от Michail Как вам выше уже было сказано, как конструкцию заармируете так работать она и будет.

Надо же... а тут все голову ломают, как бы так заармировать верхнюю зону ригеля в стыке с колонной, чтобы было удобно производить работы... приходится стержень заводить в колонну, потом отгибать в ригель, а потом неудобно монтировать ригельный каркас... а оказывается вон оно как все просто - дал обычный пространственный каркасик с верхней арматурой чисто конструктивной - и никаких проблем ни строителям, ни проектировщикам.

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе а оказывается вон оно как все просто

А потом внаглую отбрехался от претензии заказчика (проектной Экспертизы, подрядчика, Госстройнадзора): "Ой, трещины пошли? Да вы что? Ну вы знаете, надо было лучше смотреть за своими строителями! Уж мы-то не можем знать, какой бетон ои туда засунули вместо проектного."

[Нитонисе]

Бетон как материал - очень подвержен трещинам. Это же вам не металл. Трещины образуются практически в любой конструкции. Даже в той самой шарнирно опертой балке образуются трещины. Но дело в том, что они там безопасны, так как значение поперечной силы там минимально. А на опоре значение поперечной силы максимально, поэтому появление там трещин - это аварийная ситуация. А трещины там обязательно появятся, потому что для того чтобы балка стала работать как шарнирно опертая, опорные сечений должны повернуться на некоторый угол. А как вы себе представляете поворот бетонного сечения без разрушения материала?

[sasha_]

Сообщение от Нитонисе Надо же... а тут все голову ломают, как бы так заармировать верхнюю зону ригеля в стыке с колонной, чтобы было удобно производить работы...

Не передёргивайте. Вы хотите сказать, что как не заармируй конструкцию внутренние усилия не изменятся. Задачу которую предоставил oleg111 в 54 сообщении и интересна тем, что она решена в нелинейной постановке. Т.е. как себя ведёт конструкция при заданном армировании. Кстати при данных той задачи пролётный и опорный момент почти равны.

[Michail]

Тема скатилась в никуда.
Боитесь трещин - задавайте сами шарнир в необходимом месте, согласовав с проектировщиками. Проектировщики приняли решение, взяв на себя ответственность и выдали вам документацию, что вы тут и кому доказываете не пойму. Вы спросили правы или нет, вам ответили что все зависит от количества арматуры в вашем поясе - перемычке, если вы так уверены зачем задаете вопросы.

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Не передёргивайте. Вы хотите сказать, что как не заармируй конструкцию внутренние усилия не изменятся. Задачу которую предоставил oleg111 в 54 сообщении и интересна тем, что она решена в нелинейной постановке. Т.е. как себя ведёт конструкция при заданном армировании. Кстати при данных той задачи пролётный и опорный момент почти равны.

У меня нет лиры и я не умею ей пользоваться, поэтому по поводу той задачи вам ничего не скажу, но скажу что расчетная схема должна максимально соответствовать реальной конструкции. Шарнирно опертая балка характеризуется нулевыми опорными моментами и свободным поворотом опорных сечений. Как вы это себе представляете в монолитном поясе?

[softer]

Из личной практики:
использовал пояс как перемычку локально под кирпичную стену, посчитал две схемы с защемлением и без, вывод проходит с рядовым армированием..
Ну добавил по стержню вверх и вниз для пущей с анкеровкой, дело то плевое, в проекте указал освидетельствование армирования перед бетонированием, приехал посмотрел все норм...

[sasha_]

Сообщение от Нитонисе У меня нет лиры и я не умею ей пользоваться, поэтому по поводу той задачи вам ничего не скажу, но скажу что расчетная схема должна максимально соответствовать реальной конструкции. Шарнирно опертая балка характеризуется нулевыми опорными моментами и свободным поворотом опорных сечений. Как вы это себе представляете в монолитном поясе?

Я ничего не говорил про шарнирно опертую балку.
Допустим я тот проектировщик, который выдал ненавистное вами армирование. Я доказываю расчетом в ЛИРЕ, что конструкция ведёт себя адекватно. Чем вы будете апеллировать?
Иногда раздражают аргументы типа: я такое первый раз вижу, я 30 лет на стройке, я сам у себя в квартире ремонт делал или я кандидат наук (не уточняя каких наук и по какой теме защищался). Вот президент Украины тоже кандидат наук и в добавок проФФеСор.
Недавно нам нервы портили на тему как надо проектировать. Собрали консилиум, один из участников сразу представился кандидатом технических наук и преподавателем саратовского университета. Когда уважаемый институт подтвердил надёжность нашего решения он извинялся, что влез в тему где он некомпетентен.

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Иногда раздражают аргументы типа: я такое первый раз вижу, я 30 лет на стройке

Вообще-то речь идет об азах армирования железобетонных элементов. Если вы не хотите видеть арматуру в верхней зоне - проектируйте шарнирное опирание. Если же вы спроектировали жесткое защемление, то опорные моменты там появятся по определению.

[sasha_]

Сообщение от Нитонисе Если вы не хотите видеть арматуру в верхней зоне - проектируйте шарнирное опирание.

Это не я не хочу видеть, а вы не хотите слышать. Я предположил почему конструктор принял такое решение. Я не зная ширину пояса, грузовую площадь и дополнительную нижнюю арматуру сказать будут трещины или нет. Зато вы диагноз уже поставили.

[Нитонисе]

Сообщение от sasha_ Это не я не хочу видеть, а вы не хотите слышать. Я предположил почему конструктор принял такое решение. Я не зная ширину пояса, грузовую площадь и дополнительную нижнюю арматуру сказать будут трещины или нет. Зато вы диагноз уже поставили.

Да нет. Я вполне могу даже предположить ситуацию, когда арматура не нужна впринципе - что вверху, что внизу. Но исходя из тех данных, которые автор темы предоставил, расчетная схема вырисовывается как защемленная с двух сторон балка. Рассчитывать и армировать ее нужно именно исходя из этого. Как известно опорные моменты жестко защемленной балки больше пролетных, потому я скорее проигнорирую пролетную арматуру, нежели опорную. Тут же мы видим противоположную картину.

[Eugene84]

Сообщение от Нитонисе для того чтобы балка стала работать как шарнирно опертая, опорные сечений должны повернуться на некоторый угол.

Мне это понятно. А нашим с Вами оппонентам, похоже, нет.

Сообщение от sasha_ Вы хотите сказать, что как не заармируй конструкцию внутренние усилия не изменятся

Вот если бы мы говорили о металле - там я с Вами полностью согласен. Можно и нужно (п. 5.22 СНиП II-23-81) подобрать такой профиль, чтоб балка была равномоментной. И с металлом всё нормально: сталь перегрузится, деликатно потечёт, на опорах деликатно образуются пластические шарниры, опорные моменты деликатно не поменяются, а пролётный момент деликатно возрастёт почти до опорного. И никаких трещин не даст!
А в ж-б такое можно ли допускать? Пролистывал я руководство по проектированию статически неопределимых ЖБК (но это не есть СНиП, который, кстати сказать, деликатно умалчивает про такое решение), и что-то мне не верится в равномоментное решение. Поскольку для образования шарнира на опоре арматура должна потечь. А если потечёт арматура - потрескается бетон. Причём сильно.

Сообщение от Michail Боитесь трещин - задавайте сами шарнир в необходимом месте

А за каким лешим я буду его задавать? Я как раз и стремлюсь уйти от шарнира! Потому что... выше пояснял, почему.

Сообщение от Michail Проектировщики приняли решение, взяв на себя ответственность

Как я уже говорил, к проектировщикам есть недоверие. Беда в том, что за такое решение проектировщиков в конечном итоге придётся отвечать мне, как заказчику. Такое решение проектировщиков выльется:
- в лучшем случае - к увеличению сроков строительства и затягиванию сдачи дома;
- в худшем случае - к непригодности объекта для проживания.

Сообщение от Michail Вы спросили правы или нет, вам ответили что все зависит от количества арматуры в вашем поясе - перемычке, если вы так уверены зачем задаете вопросы

Вы правы. Проектируйте, как хотите. Есть здесь люди, которые подтвердили мою правоту (и их большинство), проектантов я добью, чтоб они заармировали верхнюю зону. А Вас, товарищ Michail, как следствие, придётся... проигнорировать.

Сообщение от Нитонисе У меня нет лиры и я не умею ей пользоваться

Аналогично. Я Вас очень понимаю и полностью поддерживаю. Не нужна нам всякая лира, мы своей головой привыкли думать. Зато если нам кто-то задаст вопрос, мы сможем предоставить исчерпывающий ответ. А если спросить тех, кто хорошо знает лиру и всё в ней считает - пояснят ли?

Сообщение от softer Ну добавил по стержню вверх и вниз для пущей с анкеровкой

И правильно сделали, что вверх добавили! (зачем добавляли вниз, взять в толк не могу).

Сообщение от softer приехал посмотрел все норм...

В этом и заключается работа авторского надзора.

Сообщение от sasha_ Я доказываю расчетом в ЛИРЕ, что конструкция ведёт себя адекватно

А в нашей стране никто не запрещал ещё работать мозгами. Мозги против компьютера.
Или другое решение: заказчик (или подрядчик) пишет Вам письмо "Настоятельно рекомендую обратить внимание на такой-то узел в связи с тем-то и тем-то, просим подтвердить расчётом и т. д." Вы отписываетесь, мол: "Всё нормально". И если тогда будет всё нормально, про всё про это быстро забудут. А если что-то случится в том узле, заказчик пойдёт в суд. И назначит экспертизу. И ваш ответ приложит для пущей убедительности. Исход дела грозит тремя очень неприятными для Вас вещами, а именно:
1) Штраф;
2) Компенсация всех затрат на ремонт, усиление, а так же (самое неприятное) выплата неустойки за затягивание сдачи объекта;
3) Лишение организации лицензии.
Возможен ещё лично для Вас "волчий билет". Рискнёте поверить лире и не поверить мозгам?

Сообщение от sasha_ Иногда раздражают аргументы типа

Меня тоже такие аргументы жутко бесят.

Сообщение от Нитонисе Если вы не хотите видеть арматуру в верхней зоне - проектируйте шарнирное опирание

Вот именно! Эпюра должна определять армирование, а не армирование эпюру. Полностью с Вами согласен.

Сообщение от sasha_ Я не зная ширину пояса, грузовую площадь и дополнительную нижнюю арматуру

Уважаемый товарищ sasha_, я ставил вопрос не о необходимости армирования, а о принципиальном подходе к задаче.

P. S. Прикинул, посчитал, мой вывод следующий: арматуры в поясе (во всём) достаточно, чтоб не сломаться под 72-й плитой, загруженной под завязку (!!!), при пролёте до 2 метров. (расчётный момент принимал ql^2/12).
Но:
1) Расчёт я производил только по I группе предельных состояний, значит за поведение системы ручаться не могу;
2) Пояс шириной 510 мм армируется равномерно, а плита заходит только на 120. Значит зону под плитой (эти самые 120) всё же надо усилить;
3) К весу плиты всё равно присоединится вес кладки, высотой в 1,5 м;
4) Встречаются и пролёты длиннее 2 метров.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 И с металлом всё нормально: сталь перегрузится, деликатно потечёт, на опорах деликатно образуются пластические шарниры, опорные моменты деликатно не поменяются, а пролётный момент деликатно возрастёт почти до опорного. И никаких трещин не даст!

О, вы доводите напряжения в металле до предела текучести? Я сомневаюсь в деликатности, это уже ... .
Из конструкторской солидарности прошу показать файл разработчикам проекта. Перемычка не упала, но немножко потрещала. Лира 9.6 (R5).

[Master Yoda]

Сообщение от sasha_ Вы хотите сказать, что как не заармируй конструкцию внутренние усилия не изменятся.

ВОТ ИМЕННО, драгоценный, вот именно.
Вы же чувствуете разницу между внешними воздействиями и внутренними усилиями?
И, например, задачки сопромата начинаются с того, чтобы определить именно усилия в расчетной схеме, которая изображается просто в линиях (независимо от того, какие поперечные сечения подразумеваются у этих линий).
А уже потом, на основании полученных усилий мы подбираем сечение и арматуру.
Мне понравилось как Вы писали гдето выше, что если мы напихаем надопорную арматуру, в эту балку, то она превратится в 2 консоли.
Это почти так, но вот усилие в пролете от этого не изменятся. И если сечение балки в пролете не будет удовлетворять этому усилию, оно треснет, но не упадет только потому, что включится принцип 2-х консолей, и вы эту трещину не увидите (грубо говоря).

[VES1]

Сообщение от Нитонисе Да нет. Я вполне могу даже предположить ситуацию, когда арматура не нужна впринципе - что вверху, что внизу. Но исходя из тех данных, которые автор темы предоставил, расчетная схема вырисовывается как защемленная с двух сторон балка. .

А в чем эта балка защимлена?Мне кажется ,что кирпичная кладка не даёт жёсткого защемления, хотя может я и ошибаюсь.Тогда например, если мы положим обычную перемычку с опиранием на стену сантиметров по 60, она тоже будет работать как защимлённая?И тогда ,какая глубина заделки в кирпичной кладке считается защимлением? Тогда можно предположить ,что премычки, которые иногда ставят значительно больше необходимых для данного проёма размеров, ибо просто попали под руку или других нет, должны трещать у опор?

[oleg111]

А здесь вообще без арматуры

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 А в чем эта балка защимлена?Мне кажется ,что кирпичная кладка не даёт жёсткого защемления, хотя может я и ошибаюсь.Тогда например, если мы положим обычную перемычку с опиранием на стену сантиметров по 60, она тоже будет работать как защимлённая?И тогда ,какая глубина заделки в кирпичной кладке считается защимлением? Тогда можно предположить ,что премычки, которые иногда ставят значительно больше необходимых для данного проёма размеров, ибо просто попали под руку или других нет, должны трещать у опор?

Пояс защемлен стеной. Если вы предполагаете, что он не защемлен, значит предполагаете свободный поворот опорных сечений. Если балка короткая, то опорным сечениям мешает повернуться только стена. А если балка длинная, то опорным сечениям мешает повернуться еще и вся длинная опорная часть. У балки с небольшой заделкой опорные сечения могут поворачиваться вследствие податливости материалов узла заделки. У балки с длинной заделкой опорные сечения уже так просто не провернутся. Реальные балки, заделанные на небольшую величину тоже можно считать частично защемленными. Но вследствие незначительной величины заделки опорным сечениям легче повернуться. Чем длиннее заделка - тем сложнее провернуться сечением. Граница, где шарнирная опора превращается в жесткую заделку принимается проектировщиком. Я считаю что при заделке более полуметра расчетная схема уже ближе к жесткой заделке, чем к шарниру. Реальные балки с небольшой заделкой не трескаются потому что заделка небольшая и момент, соответственно, небольшой. Значительная работа внутренних усилий идет на поворот опорных сечений и только небольшое усилие воспринимается материалом. Для его восприятия вполне может хватать и одного бетона, ктому же, вверху обычно тоже ставят арматуру, конструктивную.

[Eugene84]

Сообщение от sasha_ О вы доводите напряжения в металле до предела текучести?

Товарищ sasha_, а Вы читали СНиП II-23-81? Я же дал ссылку на конкретный пункт. Посмотрите ещё п. 5.18 и обратите внимание на ключевое слово "следует".

Сообщение от sasha_ прошу показать файл разработчикам проекта

Тогда дайте мне jpeg. У меня лиры нет.

Сообщение от VES1 А в чем эта балка защимлена?

Балки, как таковой, нет. Есть монолитный пояс, выполняющий функцию перемычки. Балка - это модель.
Далее: Балка защемлена (через е) в кладке. Да ещё и неразрезность самого монолитного пояса удерживает любое сечение балки от свободного поворота. Внимательнее читайте поставленную задачу.

Для товарищей sasha_ и Master Yoda повторюсь: эпюра должна определять армирование, а не армирование эпюру.

Товарищ нитонисе сказал о том же, о чём я ранее (см. # 63), только он сказал об этом более развёрнуто.

[oleg111]

Работает как арка

[Eugene84]

Сообщение от oleg111 Работает как арка

Что? Что работает, как арка?
Далее: из Ваших рисунков я ещё раз убедился в том, что в опорных сечениях надо армировать верхнюю зону. Всё верно, так и должно быть. Зона с растянутыми верхними слоями короткая, но усилия большие.

[VES1]

Вы Нитонисе не ответили на вопрос почему не трещит у опор обычная перемычка , заделанная в стену сантиметров по 60?

И вообще для чего создавался монолитный пояс, ведь не только ради реремычек?,думаю, что при землетрясении и при неравномерных осадках, он будет работать при определённых условиях даже и в середине проема, так, что будет растянута верхняя зона, да и усилия при этом могут быть больше, чем при работе обычной перемычки,наверное исходя из этого проектанты посчитали, что имеющаяся верхняя арматура пояса воспримет и моменты у опор в проёме, если они возникнут.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Товарищ sasha_, а Вы читали СНиП II-23-81? Я же дал ссылку на конкретный пункт. Посмотрите ещё п. 5.18 и обратите внимание на ключевое слово "следует".

Вы перепутали когда сталь течет и пластические деформации.
Выкладываю. Скажите спасибо oleg111. Главная информация в текстовом файле.

Сообщение от Master Yoda Вы же чувствуете разницу между внешними воздействиями и внутренними усилиями? И, например, задачки сопромата начинаются с того, чтобы определить именно усилия в расчетной схеме, которая изображается просто в линиях (независимо от того, какие поперечные сечения подразумеваются у этих линий).

Я чувствую. Накрыли на стол, я пошёл пить водку.

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 Вы Нитонисе не ответили на вопрос почему не трещит у опор обычная перемычка , заделанная в стену сантиметров по 60?

Я ответил - потому что опорным сечениям мешает провернуться незначительный участок кладки. Если вы сумеете заделать эту балку супер жестко - затрещит. В реальности это недостижимо.

Ну и еще подумайте на тему почему целую спичку сломать проще чем пол-спички.

[VES1]

Сообщение от Нитонисе Я ответил - потому что опорным сечениям мешает провернуться незначительный участок кладки. Если вы сумеете заделать эту балку супер жестко - затрещит. В реальности это недостижимо.

СОГЛАСЕН 100%.Вот я тоже об этом и говорю, что в кирпичной стене жёстко заделать очень трудно, а кто-то написал, что если заделка больеше 50см то она уже жёсткая.

[Master Yoda]

Сообщение от sasha_ Накрыли на стол, я пошёл пить водку.

красавчег

[B0RGiR]

Сообщение от VES1 СОГЛАСЕН 100%.Вот я тоже об этом и говорю, что в кирпичной стене жёстко заделать очень трудно, а кто-то написал, что если заделка больеше 50см то она уже жёсткая.

На мой взгляд решает тут местное смятие кладки над перемычкой, если сопротивление (чем глубже заделаем соответственно оно и больше) достаточно, то и заделка является жесткой.

Сообщение от VES1 Вы Нитонисе не ответили на вопрос почему не трещит у опор обычная перемычка , заделанная в стену сантиметров по 60?

Потому что усилия в них не достигли критических значений.

[VES1]

Сообщение от B0RGiR Потому что усилия в них не достигли критических значений.

Так значит и тут проектанты посчитали, что усилия не достигнут критических значений и не ставили вверху дополнительную арматуру.

[B0RGiR]

перемычки по серии 1.038 рассчитаны как статически определимые, возможно и в этом случае проектировщики принимали "шарнирную" схему.

[Master Yoda]

Сообщение от VES1 не ответили на вопрос почему не трещит у опор обычная перемычка , заделанная в стену сантиметров по 60?

Не трещит она потому, что нагрузка на нее мизерная. Стена над перемычкой в основном держится за счет собственной сумасшедшей жесткости, обеспечиваемой перевязкой кладки и арматурной сеткой в швах. Фактически перемычка нужна чтобы положить первые ряды.
Вы серии посмотрите, там арматура смешная - както видел только 10ку по углам и хомуты 6-ка с шагом 250.
Некоторые отчаянные строители на объектах без всяких перемычках двери в кирпичных стенах выпиливают и не парятся (сам видел, кровь в жилах застывала).
Да что там на стройках, в квартирах так делают, см. приложенное фото.
Такчто это не пример.

И, если откровенно, не об этой перемычке я бы на месте автора беспокоился, а о том, над КАКИМИ ДРУГИМИ ОТВЕТСТВЕННЫМИ конструкциями работал этот проектировщик, который спалился на том, о чем справедливо пишет уважаемый Нитонисе:

Сообщение от Нитонисе исходя из тех данных, которые автор темы предоставил, расчетная схема вырисовывается как защемленная с двух сторон балка. Рассчитывать и армировать ее нужно именно исходя из этого. Как известно опорные моменты жестко защемленной балки больше пролетных, потому я скорее проигнорирую пролетную арматуру, нежели опорную.

[VES1]

Сообщение от Master Yoda Не трещит она потому, что нагрузка на нее мизерная. Стена над перемычкой в основном держится за счет собственной сумасшедшей жесткости, обеспечиваемой перевязкой кладки и арматурной сеткой в швах. Фактически перемычка нужна чтобы положить первые ряды. Нитонисе:

Тем более, зачем же тогда армировать на опорах если нагрузки мизерные.И вообще можно оформить рац. предложение на время монтажа просто подпирать кладку и перемычек вообще не ставить,если всё держится за счет сумасшедшей жёсткости, особенно в кирпичных стенах.А что в швах всегда стали укладывать арматурную сетку?

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 СОГЛАСЕН 100%.Вот я тоже об этом и говорю, что в кирпичной стене жёстко заделать очень трудно, а кто-то написал, что если заделка больеше 50см то она уже жёсткая.

То есть по вашему жесткой заделки не существует и армировать любые балки нужно только нижней пролетной арматурой? В многопролетных балках опорных моментов тоже не существует? Подумаешь - образуется пластический шарнир и всего делов. Я понял вашу мысль. Успехов.

Сообщение от Master Yoda Вы серии посмотрите, там арматура смешная - както видел только 10ку по углам и хомуты 6-ка с шагом 250.

Как-то перерабатывал серийный прогон шестиметровый... нужно было чуть короче сделать, так залез в серию смотреть армирование. Посмотрел, посчитал серийное армирование. Оказалось что несущая способность этого прогона куда больше чем заявленные 4 т/м.п. Что касается рядовых перемычек, то на них действительно нагрузка мизерная и той арматуры что там есть - хватает заглаза.

Сообщение от Master Yoda Некоторые отчаянные строители на объектах без всяких перемычках двери в кирпичных стенах выпиливают и не парятся (сам видел, кровь в жилах застывала).

Это абсолютно не пример для подражания. По хорошему таких "строителей" надо гнать лопатой со стройки. Но что поделаешь - таков уровень российской строительной индустрии. Тут или так или вообще никак или за очень большие деньги. Главенствует знаменитый "авось".

[B0RGiR]

Сообщение от VES1 предложение на время монтажа просто подпирать кладку и перемычек вообще не ставить

При возведении внутренних перегородок, распространена конструкция перемычки из нескольких стержней малого диаметра, подпертые распоркой, предотвращающей появление запредельных прогибов от сырой кладки.

[VES1]

Сообщение от Нитонисе То есть по вашему жесткой заделки не существует и армировать любые балки нужно только нижней пролетной арматурой? В многопролетных балках опорных моментов тоже не существует? Подумаешь - образуется пластический шарнир и всего делов. Я понял вашу мысль. Успехов.

Успехи безусловно есть ,спасибо.Вообще я говорил о конкретном случае.Чтобы создать жесткую заделку необходимы определённые коструктивные мероприятия оговоренные в СНиП.И в многопролетных балках эти узлы разработаны соответствующим образом, и не надо их путать с монолитным поясом в кирпичных стенах -это разные элементы и по конструкции и по назначению.А я понял ,что вы всё относите к многопролётнам балкам.Успехов и вам.Назовите где в монолитном поясе опоры жёсткие как у балки?


При возведении внутренних перегородок, распространена конструкция перемычки из нескольких стержней малого диаметра, подпертые распоркой, предотвращающей появление запредельных прогибов от сырой кладки.

Безусловно работа перемычки в перегородке и в проеме на который опираются несущие перекрытия абсолютно одинаковы, я ж говорю пора рац.предложение оформлять, а то тут понимаешь придумали несущие перемычки ставить,этож какой перерасход...

А в перегородках такая конструкция не просто распространена , а на неё есть серия.Да кстати ,там по серии не просто арматура укладывается и не очень малого деаметра,посмотрите на досуге ради интереса.

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 .Чтобы создать жесткую заделку необходимы оределённые коструктивные мероприятия оговоренные в СНиП

Да понятно все впринципе. Было дело проектировал подобный узел:

[IMG]http://s011.***********/i318/1012/c9/4f71e3929eeb.png[/IMG]

Теперь начинаю бояться, как бы моя цокольная плита не навернулась. Ведь жесткая заделка в кирпичная кладке невозможна, стало быть шарнирный узел. И шарнирная консоль

[VES1]

Но это уже консоль, а не неразрезная балка, тут совсем иначе работает конструкуия и армитование другое и нагрузки приложены иначе.Не подменяйте понятия или балка и консоль-по вашему опять одинаковые конструкции, как и монолитный пояс и неразрезная балка?Мы говорим о поясе и неразрезной балке, а вы приводите в пример консоль,это что одно и тоже?

[Master Yoda]

Сообщение от VES1 Тем более, зачем же тогда армировать на опорах если нагрузки мизерные

Вопрос не в том зачем усилять на опорах, а в том, что зачем усилять жестко-защемленную балку в пролете, если нет усиления на опорах. И еще так: где еще усилено не там где надо (а может, ни дай Бог, еще и так: где НЕ усилено там, где реально надо, так доступней? )

Сообщение от VES1 И вообще можно оформить рац. предложение на время монтажа просто подпирать кладку и перемычек вообще не ставить

Многие так и делают , "Авось" - штука сильная.

Сообщение от VES1 А что в швах всегда стали укладывать арматурную сетку?

Мммм, вообщето положено...

Сообщение от Нитонисе Это абсолютно не пример для подражания.

Вы не поняли моего сарказма , а фото реально моей квартиры, сужусь с застройщиком, вот.

[VES1]

Сообщение от Master Yoda В Мммм, вообщето положено...

Что во всех швах кирпичных стен положена арматурная сетка?Можно ссылку на норму,может я что-то пропустил.Эти ж дома золотыми будут.


Многие так и делают , "Авось" - штука сильная.
А тут люди мне доказывают, что надо обязательно каждую черточку под баковкой по ГОСТ делать, вот наивные, нашей жизни не знают, тут перемычек оказывается можно и не ставить, а они про наклон шрифта доказывают.


Вопрос не в том зачем усилять на опорах, а в том, что зачем усилять жестко-защемленную балку в пролете, если нет усиления на опорах.

А можно вопрос? А зачем вообще проектируют статически неопределимые конструкции, ведь можно всё сделать и статически определимым?

[Master Yoda]

Сообщение от VES1 Что во всех швах кирпичных стен положена арматурная сетка?Можно ссылку на норму,может я что-то пропустил.Эти ж дома золотыми будут.

СНиП "Каменные и армокаменные конструкции". Не помню где точно. Обычно в общих данных в проекти пишется: "после каждого 3...5 ряда закладывать армирующую сетку, ш3...ш5 с ячейкой 100...250", в зависимости от кладки.
Это для несущих кирпичных стен. Для облицовочной кладки не знаю, но наверняка тоже требуется.

тут перемычек оказывается можно и не ставить - подождите-подождите, слово "можно" нигде не фигурировало... Может де факто такое быть - это да.

[VES1]

Сообщение от Master Yoda СНиП "Каменные и армокаменные конструкции". Не помню где точно. Обычно в общих данных в проекти пишется: "после каждого 3...5 ряда закладывать армирующую сетку, ш3...ш5 с ячейкой 100...250", в зависимости от кладки. Это для несущих кирпичных стен. Для облицовочной кладки не знаю, но наверняка тоже требуется.

То, что написано кем-то в общих данных проекта не есть пунктом СНиПа.А вообще в общих данных проекта часто пишут так :Заштрихованные участки стен армируются и т.д.А вот штрихуют, те участки ,которае этого требуют согласно расчета.и не в зависимости только от качества кладки, а и от нагрузок, которые она испытывает и это,армирование, необходимо далеко не всегда, даже в наружных несущих стенах.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 думаю, что при землетрясении и при неравномерных осадках

Извините, не уточнил. Наш район не относится к сейсмоопасным. Мы находимся 160 км к западу от Казани. Монолитные пояса создавались, со слов проектировщиков, исключительно в удовлетворение требований новых СНиПов, т. к. здание 10 этажей, считается высоким, требования совсем другие, чем к 5-этажным.

Сообщение от sasha_ Вы перепутали когда сталь течет и пластические деформации.

Да ну? Поясните!

Сообщение от VES1 значит и тут проектанты посчитали, что усилия не достигнут критических значений и не ставили вверху дополнительную арматуру

Тогда за каким лешим они ставили дополнительную арматуру вниз! Если критические значения достигнутся, то это произойдёт, в первую очередь, в верхней зоне.

Ребята, ещё раз повторяю: в нашем городе нет совершенной конкуренции, как в Москве, поэтому проектанты не утруждают себя лишними расчётами.

Сообщение от B0RGiR возможно и в этом случае проектировщики принимали "шарнирную" схему

Вот именно! Элементарно по привычке.

Сообщение от Master Yoda не об этой перемычке я бы на месте автора беспокоился, а о том, над КАКИМИ ДРУГИМИ ОТВЕТСТВЕННЫМИ конструкциями работал этот проектировщик

Уже проверили с нашим главным инженером весь проект и не беспокоимся. В остальных узлах запас прочности пятикратный, если не больше.
Поясню почему: остальные узлы - "серийные", наработаны многолетним опытом и не им придуманные. А этот узел является достаточно новым, т. к. раньше к "высотным зданиям были более мягкие требования, которые не требовали монолитных поясов".

Сообщение от VES1 И вообще можно оформить рац. предложение на время монтажа просто подпирать кладку

Нельзя. Т. к. нижние кирпичи могут просто "отпасть". А вот если говорить об арках (строим ещё один дом-красавец, там другой разработчик) - так там так и делается. Никаких перемычек - а зачем они в арках?

Сообщение от VES1 А что в швах всегда стали укладывать арматурную сетку?

Тоже зависит от проектировщика. Одни закладывают лишь в местах прохождения вент. каналов, а в других местах только выдвигаот требования к "рядности" кладки. Цепную, при этом, никогда не требуют. Только в случаях, предусмотренных разделом 7 СНиП 3.03.01-87.

Сообщение от Нитонисе Оказалось что несущая способность этого прогона куда больше чем заявленные 4 т/м.п

Возможно в длинных прогонах "деформационные" требования перешибают "прочностные"?

Сообщение от Нитонисе Главенствует знаменитый "авось"

Пока работал на стройке, эти орлы за "авось" от меня таких пи...ей получали... Потом сами поняли, что я человек не советской "авосьной" закалки и не спорили.

Сообщение от VES1 в многопролетных балках эти узлы разработаны соответствующим образом, и не надо их путать с монолитным поясом в кирпичных стенах -это разные элементы и по конструкции и по назначению

А вот и не разные! Бесконечная многопролётная неразрезная балка работает точно с такими же усилиями, что и однопролётная защемлённая! Вспомните строймеханику!

Сообщение от Нитонисе Теперь начинаю бояться, как бы моя цокольная плита не навернулась

Не бойтесь. У нас теперь сплошь и рядом такие узлы. Только роль "цокольных плит" выполняют канальные плиты, чаще всего П-3-8, серия 3.006.

Сообщение от VES1 Но это уже консоль, а не неразрезная балка, тут совсем иначе работает конструкуия и армитование другое и нагрузки приложены иначе

Да ну? Согласен, что жёсткая заделка? А чё ж с монолитным поясом упираешься? Там-то чем не жёсткая заделка?

Сообщение от VES1 а вы приводите в пример консоль,это что одно и тоже?

С точки зрения опорного узла - да!

[VES1]

Eugene84



Нельзя. Т. к. нижние кирпичи могут просто "отпасть". А вот если говорить об арках (строим ещё один дом-красавец, там другой разработчик) - так там так и делается. Никаких перемычек - а зачем они в арках?

Неужели вы не поняли что это была просто ирония, об этом проектанты писать не должны, потому и поиронизировал?

Тоже зависит от проектировщика. Одни закладывают лишь в местах прохождения вент. каналов, а в других местах только выдвигаот требования к "рядности" кладки. Цепную, при этом, никогда не требуют. Только в случаях, предусмотренных разделом 7 СНиП 3.03.01-87.

Это зависит не от проектировщика , а от СНиП



А вот и не разные! Бесконечная многопролётная неразрезная балка работает точно с такими же усилиями, что и однопролётная защемлённая! Вспомните строймеханику!

Где опоры в поясе? Где граници пролеёта для расчета?Вы считаете что неразрезная балка и пояс армируются одинаково

Не бойтесь. У нас теперь сплошь и рядом такие узлы. Только роль "цокольных плит" выполняют канальные плиты, чаще всего П-3-8, серия 3.006.

Да ну? Согласен, что жёсткая заделка? А чё ж с монолитным поясом упираешься? Там-то чем не жёсткая заделка?

Во первых, мы на ты не преходили.
Что консоль армируется ,как монолитная балка? Раз они имеют по вашему одинаковую расчётную схему.Это абсолютно разные констукции.Если вы с балки уберёте верхнюю нагрузку она останется спокойно стоять на месте и будет на месте если вы в любом её месте приложите нагрузку не больше расчётной и у неё действательно жёсткое защемление.Уберите правую часть капитальной стены с вашей консоли и поймёте в чем разница в работе этих конструкций и соответственно их армирования и поймёте какое это ,,надёжное,, защимление- это просто противовес.И повторюсь монолитная статически неразрезная балка, имеет разную конструкцию и армирование по сравнению с монолитным поясом в кирпичных стенах и тем более с консольной конструкцией.
Чему равен момент на конце консольной кнострукции?А чему он равен в середине неразрезной балки? если они по расчетной схеме одинаковы, как вы говорите, то согласно вашим утверждениям и армироваться в принципе будут одинаково?

[Eugene84]

Сообщение от VES1 Это зависит не от проектировщика , а от СНиП

Если рассматривать наш город, то я не оговорился. Некоторые проектанты вообще оборзели.

Сообщение от VES1 Где опоры в поясе?

В данном случае я про пояс не говорил. Я говорил про защемлённую на концах балку.

Сообщение от VES1 мы на ты не преходили

Извините. Не сдержался. Просто разозлили Вы меня.

Сообщение от VES1 Что консоль армируется ,как монолитная балка?

Ещё раз повторяю: я говорю про защемление, а не про армирование.

Сообщение от VES1 Это абсолютно разные констукции

Знаю. Но защемление и там и тут одинаковое. А товарищ нитонисе говорит как раз о защемлении.

[VES1]

Зачем злиться ?мы же просто мирно выясняем истину, нам ведь нечего делить?

Я дописал в конце , пока вы писали,ещё о защимлении в консоли дочитайте пожалуйстя ещё раз.

Вот если вы защимление консоли сделаете в монолитной конструкции, тогда это уже другой подход.И это защимление может быть сделано так, что при отсутствии верхней нагрузки консоль будет устойчива.А у вас на чертеже показана кирпичная стена.

Другой пример.Вы сделали монолитный пояс по кирпичной стене.Есть окно длинной 2м.после этого монтажники установили на середину этого окна сборную плиту.Где в этом пролёте будет максимальный момент?Чем ,как и где на опорах будет обеспечено жёсткое защимление?Вот для этого монтажного случая и запроектировали дополнительную арматуру внизу,т.к там момент будет в этом случае максимальный и пояс тут работает совсем по-другому.Не учёт монтажных нагрузок и неправильное принятие расчётных схем, часто, на всех этапах строительства и эксплуатации, приводит к серьёзным последствиям.

Да, а вот если пояс, не экономя на перемычках, сделать в уровне перекрытия и связать всё это жёстко анкерами, это уже получится жёсткий диск , котроый делает всю конструкцию более жёсткой и устойчивой, я считаю это решение в инженерном отношении более правильным.

[B0RGiR]

Сообщение от VES1 Чем ,как и где на опорах будет обеспечено жёсткое защимление?

собственным весом пояса.

[VES1]

Сообщение от B0RGiR собственным весом пояса.

,,Оторвётся,,от стены на каком-то расстоянии от опор, так как со стеной нет никакой жёсткой связи.А момент в пролете будет максимален,при отсутствии верхней кладки стен.

Ещё раз хочу сказать, работа и конструирование многопролётной нерезрезной балки, и консольной конструкции в монолитных ж.б. конструкциях и монолитного пояся, и консольных элеменов в кирпичных стенах разная.И спорить больше по-этому вопросу не вижу смысла.

[B0RGiR]

Сообщение от VES1 ,,Оторвётся,,от стены на каком-то расстоянии от опор, так как со стеной нет никакой жёсткой связи.А момент в пролете будет максимален.

А какие усилия будет испытывать элемент когда пояс так сказать будет "отрываться"?

Сообщение от VES1 Ещё раз хочу сказать, работа и конструирование многопролётной нерезрезной балки, и консольной конструкции в монолитных ж.б. конструкциях и монолитного пояся, и консольных элеменов в кирпичных стенах разная.И спорить больше по-этому вопросу не вижу смысла.

По моему вы сами развили эту, простите, никчемную тему-).

[VES1]

Сообщение от B0RGiR А какие усилия будет испытывать элемент когда пояс так сказать будет "отрываться"? По моему вы сами развили эту, простите, никчемную тему-).

Может кто-то для себя хоть поймет ,как работают конструкции.Кстати я один сказал для чего поставили дополнительную арматуру внизу проёма, кстати о чем и спрашивали в самом начале темы, а все остальное было именно разговором ни о чём.Если для вас работа различных конструкций разговор не о чем, то зачем читаете ,ищите интересные темы , всегда есть прво выбора ,чем и прекрасен современный мир.Я имею свою точку зрения и не собираюсь подстраивать её сообразно вашим интересам.

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 Я имею свою точку зрения и не собираюсь подстраивать её сообразно вашим интересам.

Может покажете что нибудь из вашего творчества, где вы армировали только пролетную часть, игнорируя опорную защемленную?

[B0RGiR]

Просто ответьте на вопрос.
А какие усилия будет испытывать элемент когда пояс так сказать будет "отрываться"?

[Eugene84]

Сообщение от VES1 Есть окно длинной 2м.после этого монтажники установили на середину этого окна сборную плиту

Так вы говорите о кратковременном сочетании нагрузок! Ну тогда я с Вами согласен, но не до конца.

Сообщение от VES1 Где в этом пролёте будет максимальный момент?

В середине пролёта и на опорах. Да-да, на опорах тоже (совсем небольшой). Но в середине пролёта больше.
В этом случае система больше напоминает... шарнирно опёртую однопролётную двухконсольную балку! Вот. В пролёте загружена весом плиты плюс собственным весом. На консолях - только собственным весом.
Но данная система не требует вообще установки дополнительной арматуры, поскольку, чтобы воспринять возникающий момент хватит и основной арматуры пояса. Т. к. на "перемычку" будет передаваться лишь собственный вес плиты (плюс одного-двух человек, которые будут ходить по свежеуложенной плите. А ходить они там будут только для того, чтобы положить следующую плиту, которая и защемит нашу "перемычку". Дальше пойдёт кладка, которая ещё сильнее её защемит. И только потом, когда всё будет жёстко замоноличено, на плиту "довесят" ещё постоянные нагрузки: стяжка, деревянный пол (или линолеум - кому что), мебель и сами жильцы.
Вы правы. Но не совсем. Верхнюю зону всё равно надо армировать, причём в первую очередь.
Но Вам всё равно спасибо: надо будет проследить, чтоб в процессе возведения вышележащих стен поддоны с кирпичом и ящики с раствором старались ставить так, чтобы нагрузка передавалась непосредственно на стены.

Сообщение от B0RGiR собственным весом пояса.

Тут он прав. Собственный вес пояса не даст жёсткого защемления. И пояс "оторвётся" от стены. Но это, как я уже отметил, кратковременное сочетание нагрузок, которое никогда больше не повторится.

[VES1]

Сообщение от Нитонисе Может покажете что нибудь из вашего творчества, где вы армировали только пролетную часть, игнорируя опорную защемленную?

Творчество больше уместно в архитектуре.



Вам всё равно спасибо: надо будет проследить, чтоб в процессе возведения вышележащих стен поддоны с кирпичом и ящики с раствором старались ставить так, чтобы нагрузка передавалась непосредственно на стен

А вот тут вы абсолютно правы это иногда приводит к авариям сам видел такое,и надо за этим проследить ибо может быть большая дополнительная нагрузка.
Тут он прав. Собственный вес пояса не даст жёсткого защемления. И пояс "оторвётся" от стены. Но это, как я уже отметил, кратковременное сочетание нагрузок, которое никогда больше не повторится.

Для тех, кто вдруг акажется в этот момент на плите, думаю уже точно никогда не повториться этот случай,если эти нагрузки и расчётная схеме не будут учтены при проектировании.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Тут он прав. Собственный вес пояса не даст жёсткого защемления. И пояс "оторвётся" от стены. Но это, как я уже отметил, кратковременное сочетание нагрузок, которое никогда больше не повторится.

Оторвется и на сколько или же нет зависит от протяженности и гибкости приопорного участка пояса, но это не важно ибо "игра сил" останется той же и "балка" останется статически неопределимой.

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 Творчество больше уместно в архитектуре.

Не уходите от ответа - явите сообществу ваши работу. Посмотрим, поучимся. А то по старинке армируем опорную часть, а может ну его.. глядишь - арматурку сэкономим.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 Кстати я один сказал для чего поставили дополнительную арматуру внизу проёма

Действительно. Но не в таком же количестве! Вот если бы они усиливали пояс над проёмами по схеме: один стержень вниз и два вверх - это понятно. И у меня бы вопросов не возникло. А тут три стержня, и все внизу! Ну ё-моё, товарищи. Именно поэтому я расценил такое проектирование как "косяк". Да-да, очередной косяк проектантов, которых уже, поверьте мне, предостаточно набралось.

Сообщение от B0RGiR А какие усилия будет испытывать элемент когда пояс так сказать будет "отрываться"?

Прочитайте моё изречение # 119.

Но всё равно, товарищ VES1: при прохождении над проёмом в верхней зоне арматуры (хотя бы в приопорных участках) должно быть в 2 раза больше, чем в нижней. И это закон.

[VES1]

Сообщение от Нитонисе Не уходите от ответа - явите сообществу ваши работу. Посмотрим, поучимся. А то по старинке армируем опорную часть, а может ну его.. глядишь - арматурку сэкономим.

Учите СНиП, сопромат и строительную механику там всё есть.Я в таком тоне не общаюсь, требовать у своих подчинённых будете.Учиться надо в институте и по хорошеё литературе, а не по-тому, что кто-то выкладывает на форуме.Вы лично можете проектировать ,как хотите, мне абсолютно всё-равно.Я высказал свою точку зрерния на вопрос, а принимать её или нет это личное желание каждого, я никогда никому ничего не навязываю.


Действительно. Но не в таком же количестве! Вот если бы они усиливали пояс над проёмами по схеме: один стержень вниз и два вверх - это понятно. И у меня бы вопросов не возникло. А тут три стержня, и все внизу! Ну ё-моё, товарищи. Именно поэтому я расценил такое проектирование как "косяк". Да-да, очередной косяк проектантов, которых уже, поверьте мне, предостаточно набралось.

Не уверенны заставте предоставить расчёт-это ваше законное право, они обязанны это делать, а тут точно этого никто не будет делать за них, могут просто поговорить, ведь отвечать не за что не надо и говорить можно что хочешь.

Но всё равно, товарищ VES1: при прохождении над проёмом в верхней зоне арматуры (хотя бы в приопорных участках) должно быть в 2 раза больше, чем в нижней. И это закон.
Вы упорно говорите о монолитных конструкциях, вы же сами понимаете, что это другое, и далеко не всегда в 2 раза больше- это зависит от многих факторов,ну укажите мне такой закон , где это написано ткните носом.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Прочитайте моё изречение # 119.

Ничего не вижу... вижу лишь статически неопределимую балку, поворот которой в плоскости ограничен собственным весом протяженного пояса.
Ушёл спать...

[Eugene84]

Сообщение от VES1 ну укажите мне такой закон , где это написано ткните носом.

Эпюра моментов в защемлённой на опорах балке. Разве этого недостаточно?

Сообщение от VES1 Не уверенны заставте предоставить расчёт-это ваше законное право, они обязанны это делать

Это заведомо гиблое дело. Прочитайте, пожалуйста, описанный мною случай в ссобщении # 37 в оффтопе. Вам сразу всё станет ясно: они оборзели.

[VES1]

Сообщение от Eugene84 Эпюра моментов в защемлённой на опорах балке. Разве этого недостаточно?

Она бывает разная даже в защимлённой на опорах балке,если бы всегда была одинаковая, всё было-бы значительно проще.И может быть и больше чем в 2 раза нужно арматуры вверху , а может быть и меньше.Где написано, что в два раза, для этого и существуют расчёты.Не ждите точных ответов-всё надо считать.


Это заведомо гиблое дело. Прочитайте, пожалуйста, описанный мною случай в ссобщении # 37 в оффтопе. Вам сразу всё станет ясно: они оборзели.

Думайте как поменять их, не платите всех денег сразу,оставляйте какие-то рычаги влияния.Грамотный договор , суд...

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 Учите СНиП, сопромат и строительную механику там всё есть.Я в таком тоне не общаюсь, требовать у своих подчинённых будете.Учиться надо в институте и по хорошеё литературе, а не по-тому, что кто-то выкладывает на форуме.Вы лично можете проектировать ,как хотите, мне абсолютно всё-равно.Я высказал свою точку зрерния на вопрос, а принимать её или нет это личное желание каждого, я никогда никому ничего не навязываю.

Кто ж от вас требует чего? Наоборот. Просим. Просим. Мне вот не доводилось видеть балочек, у которых в верхней зоне нет арматуры, хотя опора с намеками на защемленность. Зато обратных примеров - множество. Вот и интересно, или вы просто балабол и балаболите абы балаболить, или же действительно - в своей практике так и армируете, как говорите.

[VES1]

Сообщение от Нитонисе К Мне вот не доводилось видеть балочек, у которых в верхней зоне нет арматуры, хотя опора с намеками на защемленность. Зато обратных примеров - множество. .

Не балаболам последний раз объясняю, армотурный пояс на кирпичном здании это совсем не балочка, в монолитных конструкциях многопролётная неразрезная балка совсем другая конструкция.В неразрезной балке в середине пролёта растянутая зона внизу, а в армотурном поясе, она может в любой точке иметь разные знаки в зависимости от изменеия нагрузки от просадок,осадок или сейсмичности для чего собственно этот пояс и устраивается, там нет мест где момент или отрицательный или положительный, это элементарные вещи ,которые должен знать проектировщик.
Защемлённость по намёкам не балаболов не определяется, есть немного другие критерии, чем ваши намёки.Вы же не в состоянии даже что-то вразумительное возразить на то, что я пишу и для этого не нужны никакие мои узлы и проекты, надо просто знать теорию- учитесь ...Да и на форумах никогда ничего не выстывляю, ибо люди с комплексами, обгадят всё, кто бы что не выставил, постоянно в этом убеждаюсь.Свое мнение менять , чтобы удовлетворить ваши амбиции я не собираюсь.Мне по барабану ,как вы будете проектировать, меня в принципе не интерисует ваше мнение ибо конструктивного его просто нет, ВАМ мне доказават абсолютно ничего не надо, у меня есть где и в чём самоутверждаться.

[Нитонисе]

Сообщение от VES1 Вы же не в состоянии даже что-то вразумительное возразить учитесь ..

Я готов учиться, дайте наглядное пособие. Слов много, а чертежей мало.

[VES1]

Я там дописал почему на форумах ничего никогда не выставляю, а тем более вам.Наглядные пособия ищите в СНиПах и толковых книгах их там много и они учат общему и частному во взаимосвязи.

[Deimos]

Сообщение от Eugene84 в нашем городе нет совершенной конкуренции, как в Москве

Аж слезы наворачиваются... слезы счастья за нашу столицу...

Сообщение от Нитонисе Я готов учиться, дайте наглядное пособие. Слов много, а чертежей мало.

Сообщение от Нитонисе Не уходите от ответа - явите сообществу ваши работу. Посмотрим, поучимся

Вы бы лучше свои чертежи выложили (лучше комплект), чем уламывать кого-то.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 Думайте как поменять их

Ну... это уж директор этим ведает. Я-то здесь что и как могу?

Сообщение от VES1 армотурный пояс на кирпичном здании это совсем не балочка, в монолитных конструкциях многопролётная неразрезная балка совсем другая конструкция

Во-первых: я так полагаю под словами "арматурный пояс" понимается монолитный пояс?
Далее: Хорошо, допустим. И чем отличается эпюра моментов многопролётной неразрезной балки от защемлённой на опорах балки?

Сообщение от VES1 а в армотурном поясе, она может в любой точке иметь разные знаки в зависимости от изменеия нагрузки

Теоретически может А практически проектнты должны исходить из предположения, что в монолитном поясе нет случайных усилий, перегибов, моментов и т. д. Так или нет?

Сообщение от VES1 или сейсмичности

У нас не сейсмоопасный район!!! - это раз.
Арматурный пояс и монолитный пояс - это разные вещи. Это два.

Сообщение от VES1 Наглядные пособия ищите в СНиПах и толковых книгах

"Толковые книги" - не есть нормативный документ. Так что руководствоваться нужно прежде всего СНиПом. А СНиП говорит, что в растянутой зоне обязательно должна быть арматура (если, конечно, мы говорим о железобетоне).

Сообщение от Deimos Аж слезы наворачиваются... слезы счастья за нашу столицу...

Вот-вот... А у нас все проектанты - раньше работали в одной из двух организаций. А учились в одном ВУЗе у одних и тех же преподавателей. Ну и вот: как какой-то преподаватель времён Царя Гороха понимал науку, так и понимают её все проектанты. Молодые проектанты тоже есть. Есть даже такие, которые помимо беспрекословного подчинения старшим ещё и СНиПы читают, вникают в них. Но их всех всё равно давят своим авторитетом старшие, которые привыкли пректировать с десятикратным запасом прочности и не отчитываться перед заказчиком. А "новые" узлы "старые" проектанты не понимают. Поэтому на автомате усиливают нижнюю зону.

Сообщение от Deimos Вы бы лучше свои чертежи выложили

Он выложил где-то чертёж узла в автокаде.

[Нитонисе]

Сообщение от Deimos Вы бы лучше свои чертежи выложили (лучше комплект), чем уламывать кого-то.

Нет проблем, смотрите вложение. Тот самый монолитный пояс. Только над проемами арочная форма, которая, впрочем, никак в расчете не учитывалась. Расчет перемычки велся по схеме защемленной на опорах балки. Соответственно верхняя арматура больше, а нижняя - меньше. Как видите - слова и практика не расходятся.

[SHURF]

to Eugene84

По поводу действий:
Т.к. вы выполняете функции заказчика вы имеете полное право в лице технадзора запросить расчёты у проектной организации любого конструктивного элемента вашего объекта, чтоб свои сомнения проверить (это я пишу в общем применительно к любому случаю), далее у вас д.б. экспертиза, в которой проверят проектные решения, а вы можете обратить их внимание (придётся обмениваться письмами) на конкретные моменты, которые вызывают у вас опасения. Потом выдадут замечания, которые должны быть исправлены проектировщиками, или не выдадут, если всё таки вас убедят в правильности принятого решения. И вообще если вы заказчик, честно говоря, у нас в стране вы можете творить всё что вам вздумается (из опыта).
По поводу мыслей:
Тут с вами в большей степени согласен. От своих проектировщиков всегда требую объяснения а каким образом предпосылки принятые в расчётной схеме будут достигнуты в реальной конструкции, за счёт каких проектных решений. Не влезая в глубины физ. нелинейности материалов я бы прикинул участок монолитного пояса над проёмом как перемычку защемлённую на опорах, продольную арматуру проверил бы по М, шаг и диаметр поперечки по Q, не забыв о конструктивных требованиях ну и чтоб уж совсем спокойно спать не забыл про расчёт перемычек как рандбалок с учётом жёсткости надперемычечных конструкций (правда запись д.б. в проекте о временных подпирающих стойках, которые можно убирать из проёма по достижению прочности вышележащей кладки 60-70% ). Последняя проверка, наверно, дала бы вам цифры, которые успокоили бы вас даже с таким решением, которая выдала вам проектная организация.

[B0RGiR]

Сообщение от Нитонисе Нет проблем, смотрите вложение. Тот самый монолитный пояс. Только над проемами арочная форма, которая, впрочем, никак в расчете не учитывалась. Расчет перемычки велся по схеме защемленной на опорах балки. Соответственно верхняя арматура больше, а нижняя - меньше. Как видите - слова и практика не расходятся.

Для сравнения неразрезной трехпролетный ригель, дважды статически неопределимый и его эпюра усилий, материалов.

[sasha_]

Сообщение от B0RGiR Для сравнения неразрезной трехпролетный ригель, дважды статически неопределимый и его эпюра усилий, материалов.

Сколькопролётный? Посчитай ещё раз.

Сообщение от Eugene84 Да-да, очередной косяк проектантов, которых уже, поверьте мне, предостаточно набралось.

Кого набралось, проектантов или косяков? Чувствуется у вас ненависть к проектировщикам, которые как вы говорите оборзели.

Сообщение от Eugene84 Товарищ sasha_, а Вы читали СНиП II-23-81? Я же дал ссылку на конкретный пункт. Посмотрите ещё п. 5.18 и обратите внимание на ключевое слово "следует".

Вы ведёте себя как тот который тут понимает, а тут не понимает. Вы понимаете, что появляются участки в которых момент равен предельному моменту. Но в железобетоне подобие такой работы видеть не хотите. Трещины само собой, только какие (2мм, нормативные или те которые можно заметить если перед нагружением конструкцию побелить известью)?
Вы с господином Нитонисе втемяшили себе в голову, что вам кто-то пытается доказать про ненужность надопорной арматуры. В этом обсуждении никто этого не говорил. На правильности проектного решения тоже никто не настаивает. Вам пытались объяснить логику происходящего. Самый конструктивный оказался oleg111, который немногословно дал больше всех информации, показав два варианта подхода к данной задаче.
Успехов. С наступающим Рождеством.

[B0RGiR]

Сообщение от sasha_ Сколькопролётный? Посчитай ещё раз.

Трёхпролетный, конструкция третьего аналогична первому.

[VES1]

Попробую ещё раз подробно объяснить работу и назначение монолитного ж.б.пояса, о котором идет столь длительный спор.
Кто забыл повторю: мы говорим о монолитном ж.б.поясе при проектировании 10эт. жил. здания со стенами из кирпича.Пояс используется одновременно и как перемычки.
Для чего вообще проектируются такие пояса?
Для восприятия неравномерной осадки, локальных просадок,усадок,определённых сейсмических нагрузок,перераспределения неравномерных нагрузок в стенах и других случаев.
Как работает этот пояс при возникновении како-го нибудь расчетного случая?Над глухими стенами, пока не наступил какой-нибудь расчётный случай никак, просто лежит в нашем частном случае, над проёмами работает ,как перемычка.
Рассмотрим один из возможных частных случаев на которые и расчитывался этот пояс.Например в районе опоры перемачки, это край проёма,в подвале где запроектирован глинобитный пол ,забилась канализация и как у нас часто бывает, вода текла в подвал неделю.В том месте случайно оказалась локальная линза просадочного грунта.Грунт при замокании начал проседать и теперь уже в этом месте начинается работа наших поясов. Как?Нижние пояса под нагрузкой начинают понемногу прогибаться, стараясь через фундамент достичь проседающего грунта ,как опоры.А место опоры нашей перемычки тоже начинает прогибаться вниз,грунт проседает сильнее и опора прогибается сильнее ,но нош пояс как раз и расчитан на восприяние такого локального случая,но при этом момент на опоре перемычки начинает изменяться и в како-то отрезок времени ,уже изменит свой знак на противоположный и растянутой оказывается уже нижняя зона,а бльшого надопорного момента о котором тут говорят уже нет , теперь переносите свою верхнюю добавочную армтару, большую по сечению почему-то именно в два раза чем нижняя , как тут утверждали.Что теперь делать куду её девать? переносить вашу арматуру вниз?Теперь о так званом жестком защимлении данного узла.По каким-то причинам в определённый момент ныжний пояс может прогнуться больше верхнего увлекая за собой вышележащую кладку, а верхняя кладка от прогиба заклинится и даже может зависнуть над поясом.И на какой-то момент в поясе рабочая нижняя арматура воспринимает нагрузки даже не соприкасаясь со стенами,И где же делось ваше защимление, что его обеспечивает?Следуя вашей логике, оно переместилось вправо и влево от проседаемого участка и там что, опять получилось защимление? И так оно будет двигаться дальше по мере наростания ширины зоны просадки , а вы будете бегать за ним с верхней усиленной армтурой?Никто тут не задался вопросом,а почему в этих поясах верхняя и нижняя арматура одинакового сечения?А вот именно для таких случаев, она и расчитана и должна воспринимать все расчётные нагрузки и от перемычек тоже, если надо, в этом поясе никогда нельзя точно сказать, где и какой по знаку будет момент, он ,пояс, для такой работы и служит ,и в этом суть его работы.А если, как вы говорите, на опорах всегда жёсткое неизменяемое защимление, то пояс всегда должен быть статичен и не изменять схемы своей работы, положения и знаков момента.Тогда зачем его проектировать? Какой смысл?Чтобы на опорах перемычки создать стабильный жёсткий узел? Тогда просто поставте обычные сборные перемычки и не морочте себе голову, и не тратье денег на пояс, который заботится только о жёстках узлах перемычек.Пояс если его делать надо считать, так чтобы его можно было использовать в каждом месте- это его суть, а не создавать где-то стабильные жёсткие неижменяемые узлы.Ещё раз, Зачем?
Безусловно при очень значительных, осадках,просадках и проч вознискнут такие усилия и произойдут такие деформации , на которые эти пояса не рассчитаны и они не помогут,конструкции здания будут терять свою несущую способность, но это не произойдёт мгновенно ,будут видны сначала трещины и людей успеют эвакуировать.
А вот для локальных, не очень больших нагрузок , как в моём примере, он будет прекрасно работать -он для этого проектировался.
Вообще эти пояса правильнее совмещать с перекрытиями, анкеря их в пояс,конструкция будет более жёсткая и надёжная в работе, а прермычки ставить отдельно.
А дополнительная нажняя арматура, поставленная проектантами в проёмах,в данном пректе, заложена ,по моему мнению , для восприятия временных монтажных нагрузок,да и для своей страховки.
Выкладывание тут каких-то проектов , для коз, ничего не даст ,если не понимать принцип работы и назначение этах поясов и работы всех конструкций в целом.
Хотелось бы послушать аргументированные возражения, без пустопорожних разговоров и оскорблений, они в первую очередь унижают их создателей.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 Для чего вообще проектируются такие пояса?

В изначальном условии я ошибся. Основная арматура в поясе - по 4 стержня d 10 A-II на расстоянии 150 мм друг от друга. Сам пояс по-прежнему 220 мм. Такой пояс довольно хилый (прикиньте сами) для восприятия нагрузок, возникающих при просадке фундамента (который, кстати, состоит из ленточного ростверка по 11-метровым "висячим" сваям). Такой пояс служит лишь для равномерного распределения нагрузки от перекрытий по стенам.
В отношении диска я с Вами полностью согласен, и мы такое делали (летом), но: его пришлось бы делать из керамзитобетона. А зимнее бетонирование (а куда ж без зимнего-то бетонирования) керамзитобетона - дело рисковое (он может замёрзнуть, даже если его прогревать).
Offtop: Если кто-то хочет поговорить на тему зимнего бетонирования, то, прошу Вас, не в этой теме. Не будем отклоняться.

Сообщение от VES1 А дополнительная нажняя арматура, поставленная проектантами в проёмах,в данном пректе, заложена ,по моему мнению , для восприятия временных монтажных нагрузок

Для временных монтажных нагрузок её (нижней арматуры) слишком много. А верхней арматуры пояса для восприятия изгибающего момента от постоянных нагрузок - слишком мало. Это я утверждаю, исходя из расчёта по I группе предельных состояний.

Сообщение от sasha_ Кого набралось, проектантов или косяков?

Косяков.

Сообщение от sasha_ Вы ведёте себя как тот который тут понимает, а тут не понимает

Честно говоря, железяки мне как-то лучше дались. И я не понимаю... Вернее понимаю, что и многопролётную ж-б балку можно запроектировать равномоментной. Но неужели бетон растянутой зоны не потрескается при достижении растянутой арматурой предела текучести? Я имею в виду недопустимые трещины, раскрытием свыше 0,5 мм.

Сообщение от sasha_ Вы с господином Нитонисе втемяшили себе в голову, что вам кто-то пытается доказать про ненужность надопорной арматуры

А Вы втемяшили себе в голову, что нам никто не пытается доказать её ненужность. Пардон за грубость.

Сообщение от sasha_ Успехов. С наступающим Рождеством.

А с Новым Годом? И я Вас поздравляю! Удачи!

Товарищи, я благодарю Вас всех. Особая благодарность товарищам Нитонисе, SHURF, B0RGiR, sasha_ и VES1. Ярых противников Нитонисе и VES1 я уверяю: Вам двоим бы сесть за рюмкой чая и начать что-то проектировать. Результат будет следующий: здание будет крепким, долговечным и (самое важное для заказчика) без перерасхода материалов. А Вы станете лучшими друзьями. Вы оба грамотные проектировщики. И я с удовольствием заказал бы Вам какой-нибудь красивый дом. И самое главное: я ни секунды не сомневаюсь, что если б Вы посмотрели наш проект своими глазами, а не с моих слов - мы бы пришли к единому мнению.

Удачи Вам в наступающем Новом Году! И я не прощаюсь. Мы ещё встретимся в этой теме или в другой.

[VES1]

И вам удачи и успехов в Новом Году! Приятно , что вы относитесь к своей работе не формально, а творчески и ответственно-это вызывает уважение.

[Neo_]

При образовании надопорных трещин нормативных, 30% от момента надопорного переходит в пролетный. Нужно проверить при заданном армировании ширину раскрытия надопорных трещин, или просто прочность при в скидке 30% от момента в пролет, без проверки на трещиностойкость. МопХ0,7.

[Eugene84]

Сообщение от Neo_ При образовании надопорных трещин нормативных, 30% от момента надопорного переходит в пролетный

Это понятно. Но в каком нормативном документе это написано? Я имею в виду, написано то, что ЖБК можно проектировать так, с перераспределением моментов.

[Neo_]

Сообщение от Eugene84 Это понятно. Но в каком нормативном документе это написано? Я имею в виду, написано то, что ЖБК можно проектировать так, с перераспределением моментов.

Норма - это допустимое раскрытие трещин , пользуясь этим получаем поворот на опоре - пластический шарнир и перетекание части момента в пролет.

В любом случае момент при этом не может оказаться на опоре меньше чем в пролете.
Но для вашего случая может быть шанс пройти по прочности , а нижняя была сунута как защита от аварийности (зная куда утечет момент положили соломки).
В любом случае это не вопрос спора, это элементарные расчеты и цифры для разговора .

[Eugene84]

Сообщение от Neo_ Норма - это допустимое раскрытие трещин

Тогда понятно. Расчёт на раскрытие трещин придётся вспоминать... СП 52-101-2003, по нему считать?

Сообщение от Neo_ пластический шарнир и перетекание части момента в пролет

По аналогии со стальными конструкциями. Их я лучше усвоил в своё время.

Сообщение от Neo_ Но для вашего случая может быть шанс пройти по прочности

Нет-нет, я прикидку делал. Верхняя арматура (на момент ql^2/12) по прочности не проходит на пролёт длиннее 2 метров. Причём это я считал при арматуре A-III. А потом заглянул в проект - а там A-II. А в том доме окна широкие. Кстати, я уже высказывался по этому поводу, обратите внимание на # 81.

Сообщение от Neo_ В любом случае момент при этом не может оказаться на опоре меньше чем в пролете.

А вот это очень ценное замечание. Я сам вообще-то принципиально за укрепление верхней зоны на приопорных участках, а не нижней. Но, простите, чем аргументируете? Я это спрашиваю, потому что если следовать Вашей логике, то пускай момент утекает в середину пролёта. Лишь бы на опорах не было недопустимого раскрытия трещин. Или Вы просто по опыту говорите так: "Если момент в середине пролёта превышает момент на опоре, то будет сильное раскрытие трещин на опорах"?

[Neo_]

Сообщение от Eugene84 Тогда понятно. Расчёт на раскрытие трещин придётся вспоминать... СП 52-101-2003, по нему считать? По аналогии со стальными конструкциями. Их я лучше усвоил в своё время. Нет-нет, я прикидку делал. Верхняя арматура (на момент ql^2/12) по прочности не проходит на пролёт длиннее 2 метров. Причём это я считал при арматуре A-III. А потом заглянул в проект - а там A-II. А в том доме окна широкие. Кстати, я уже высказывался по этому поводу, обратите внимание на # 81.

Момент понизьте на 25-30%.

А вот это очень ценное замечание. Я сам вообще-то принципиально за укрепление верхней зоны на приопорных участках, а не нижней. Но, простите, чем аргументируете? Я это спрашиваю, потому что если следовать Вашей логике, то пускай момент утекает в середину пролёта. Лишь бы на опорах не было недопустимого раскрытия трещин. Или Вы просто по опыту говорите так: "Если момент в середине пролёта превышает момент на опоре, то будет сильное раскрытие трещин на опорах"?

Это одно и то же, по испытаниям и расчетам (см. ЖБК Байкова хотябы) не более 30% перетекания это и есть ограничение по трещинам иначе можно было сливать и 50% и 60% при условиях прохождения по нижним трещинам и прогибам. Я к тому что у вас уже имеется надопорная арматура, проверьте ее на прочность при снижении момента на 30% эта грубая прикидка даст вам аргумент заставить переделать проект, потому как если не проходит то сливать более 30% мы не можем будут трещины ненормативные над опорой.
0,7*ql^2/12.
Уонечно если пустотки ваши лежат сразу на поясе.

[Eugene84]

Сообщение от Neo_ Конечно если пустотки ваши лежат сразу на поясе.

Понял. Спасибо. Да, пустотки сразу на поясе - иначе никак. Потолок 2,5. Дебилизм, конечно, советский пережиток, но... Что я сделаю? Я пока человек маленький.

[oleg111]

В изначальном условии я ошибся. Основная арматура в поясе - по 4 стержня d 10 A-II на расстоянии 150 мм друг от друга. Сам пояс по-прежнему 220 мм. Такой пояс довольно хилый (прикиньте сами) для восприятия нагрузок, возникающих при просадке фундамента (который, кстати, состоит из ленточного ростверка по 11-метровым "висячим" сваям). Такой пояс служит лишь для равномерного распределения нагрузки от перекрытий по стенам-крайне неправильное понятие в помощь Вам пространственная ферма Веренделя-вернее подобие

[VES1]

Уважаемый Eugene84 тут так долго мусолится вопрос этого пояса,а за то время вы не могли бы спросить у самих проектантов,для чего они проектировали этот пояс и как они видят его работу и написать тут об этом,хоть будет о чем говорить.
Судить о хлипкости ,нехлипкости конструкции,может позволить расчёт,а не чьё-то визуальное восприятие,посмотрите нормы по сейсмике и просадочным грунтам,тогда больше поймёте о назначении и работе таких поясов, а описанная там их конструкция и нагрузки изменит ваше понятие о хлипкости.С уважением VES1.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 для чего они проектировали этот пояс

Устный разговор состоялся примерно такого характера.
Спросили: "Ребята, два дома с Вами построили - без всяких поясов. А тут на нечётных этажах - монолитные пояса. На чётных этажах - арматурные. С чего бы вдруг?"
Ответ дали следующий: "Там дома были 5-этажные. А тут 10 этажей. Тут совсем другие требования к зданиям. Да и экспертиза (имеется в виду экспертиза проектов, прим. авт.) требует. Ничё не можем против СНиПов. А с тех времён, когда и 10-этажные дома строили без всяких поясов, много воды утекло, много СНиПов поменялось."
Про сейсмику ни они, ни мы даже не вспоминали.

Сообщение от VES1 как они видят его работу

Никак. Просто нужен - и всё. Вот и заложили. Поясок с хлипенькой арматурой A-II.
Разумеется пояс из-под плит никуда не денется и будет (раз он там - ему просто придётся) равномерно распределять нагрузку на стены. А этот же пояс пропускают над окнами (вместо нормальных серийных перемычек) исключительно, чтоб не уродовать архитектуру. И тут я с ними согласен. Представьте, что бы там получилось: потолок 2,50, а от верха окна до потолка целых 45 сантиметров (22 см перемычка и 22 см пояс + штукатурка, растворная прослойка и т. д.). Это ж уродство.

[VES1]

Это театр абсурда. СНиП, по которому применяли такое решение, должен иметь конкретное название и в нём написано для чего и почему, гарантирую, там будет не только распределение нагрузки от плит, кстати может для этого хватит и несколько армированных рядов кладки вверху.У нас крайности или не ставим чего-то нигде,даже если надо, или лепим везде, так ,чтобы спать спокойно и от разгильдяев-бракоделов защититься.Место расположение этого пояса в уровне перекрытий правильнее решение и архитектуру не будете уродовать.Хотя я уже об этом писал .Воду с ступе толчём...

[Neo_]

Был у меня знакомый конструктор, достали его вот такими вопросами , покажи где написано, почему так?, почему не так. Он потом на авторском надзоре стройку останавливал, раз 10, простой получился на 3месяца, кучи убытков (простой рабочих, арендной техники, кредита), и в конце долбанул усиление на 10млн, за отклоненение по прочности бетона. И правильно сделал, строители только кулак у носа понимают. Отвечает он уголовно за несущую способность, да прораб, остальная вся братия ни за что не отвечает.
Поставили пояса молодцы, я бы вобще не стал строить кирпичное здание при хорошей сейсмике.

[VES1]

Тогда изначально надо строить бункера , а сверху саркафаг, думаю все промахи строителей компесируются.Нигде в мире нет в нормах столько коэффициентов на разгильдяйство, как у нас и всё мало...Ну да это другой, долгий и бесполезный для нас разговор.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 кстати может для этого хватит и несколько армированных рядов кладки вверху

А может и армировать необязательно, если их выложить цепной кладкой, как и написано в СНиПе 3.03.01-87 "Несущие и ограждающие конструкции" п. 7.17.

Сообщение от VES1 СНиП, по которому применяли такое решение, должен иметь конкретное название и в нём написано для чего и почему

Совершенно верно. И де юре проектировщик должен (по требованию) отчитаться перед заказчиком, на основании какого пункта какого СНиПа он принял такое решение.

Сообщение от VES1 и от разгильдяев-бракоделов защититься

Будучи на стрйке регулярно доё...сь до бракоделов, чтоб перевязывали швы в кирпичной кладке, особенно последние три ряда в местах передачи сосредоточенных нагрузок. А то у них любимое дело: под усиленную перемычку подвести 2-3 ряда без перевязки швов. "Зато отметку выгнали с точностью чуть ли не до миллиметра! Вот мы какие молодцы!"

Сообщение от VES1 Место расположение этого пояса в уровне перекрытий

Я понял, спасибо. В принципе мы такое уже делали, так что порешаем с главным инженером этот вопрос. Хотя у нас делается по другому (кладка-то слоистая): в уровне каждого перекрытия ставим рамки керамзитобетонные, которые зажимаются в несущей стене, а на наружную версту выставляются консольки, которые и удерживают лицевую кладку на месте.

Сообщение от Neo_ достали его вот такими вопросами , покажи где написано, почему так?, почему не так. Он потом на авторском надзоре стройку останавливал, раз 10

Де юре так и должно быть.
Конструктор должен проектировать в строгом соответствии с нормами. А подрядчик должен построить в строгом соответствии с проектом и нормами. И тогда будет нормально стоять, ничего падать не будет.
А если бы в Вашем случае подрядчик производил работы в строгом соответствии с проектом и нормами - авторский надзор ни разу бы не остановил стройку и не долбанул бы усиление. Просто не смог бы, т. к. не к чему придраться.
Но получилось немного по-другому: заказчик заставил проектировщика сделать проект по нормам. А подрядчика не заставил строить по нормам (хотя должен был!!!). Авторский надзор правильно поступил, я с Вами полностью согласен.

Сообщение от Neo_ я бы вобще не стал строить кирпичное здание при хорошей сейсмике

Ещё раз говорю: никакой сейсмики у нас просто нет. Район спокойный.

Сообщение от VES1 Нигде в мире нет в нормах столько коэффициентов на разгильдяйство, как у нас и всё мало

Например бетон марки 400 (класс B 30) согласно нормам имеет расчётное сопротивление всего лишь 170 кг/см2 (17 МПа). Запас прочности де факто почти что 2,5 раза. А всё почему? Потому что строители - разгильдяи.
Я когда только начал работать мастером, у меня тоже "орлы" заливали ростверк: шлёп ящик бетона (0,25) в опалубку, включили глубинный вибратор, тык-тык-тык (раза 3-4, секунды по 2) и выключили. Что делать? Обложил разговорной речью в 3 этажа, взял сам вибратор, засунул в бетон и секунд 20-30 держал на одном месте. А рабочик смотреть заставил, как воздух из бетона всё выходит и выходит. Они с первого раза поняли, я даже удивился. Потом ещё говорили: "А мы-то думали, что бетон "поплыл" - и хватит вибрировать. А там оказывается весь воздух надо выгнать!"

[VES1]

Сообщение от Eugene84 Например бетон марки 400 (класс B 30) согласно нормам имеет расчётное сопротивление всего лишь 170 кг/см2 (17 МПа). Запас прочности де факто почти что 2,5 раза. А всё почему? Потому что строители - разгильдяи. Я когда только начал работать мастером, у меня тоже "орлы" заливали ростверк: шлёп ящик бетона (0,25) в опалубку, включили глубинный вибратор, тык-тык-тык (раза 3-4, секунды по 2) и выключили. Что делать? Обложил разговорной речью в 3 этажа, взял сам вибратор, засунул в бетон и секунд 20-30 держал на одном месте. А рабочик смотреть заставил, как воздух из бетона всё выходит и выходит. Они с первого раза поняли, я даже удивился. Потом ещё говорили: "А мы-то думали, что бетон "поплыл" - и хватит вибрировать. А там оказывается весь воздух надо выгнать!"

Всё вы правильно сделали, рабочих перодически надо учить, что бы не расслаблялись ,да и свой авторитет поддерживать.Правда с глубинным вибратором можно и перестараться если долго вибрировать может получиться расслоение смеси-это тоже плохо, везде важна мера , норма и соблюдение технологии.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 А может и армировать необязательно, если их выложить цепной кладкой, как и написано в СНиПе 3.03.01-87 "Несущие и ограждающие конструкции" п. 7.17.

Вообще внутренняя сторона наружных стен (а я почти уверен что у вас стены 690 мм с уширенным швом) всегда имеет цепную перевязку швов и не обязательно чтоб она заканчивалась тычковым рядом, ибо тот же СНиП это допускает, хотя многие специалисты почему-то ему противоречат.
Что же касается "бракоделов"... Я например почти каждый день вижу приличное количество ошибок различного характера, однако я закрываю на них глаза потому что: во первых - кто не ошибается тот ничего не делает, а во вторых - я заметил что ко мне как к молодому каменщику(студенту) и подобным относятся весьма и весьма снисходительно, я бы даже сказал как к "быдлу", всех слов не найти чтобы охарактеризовать насколько у меня "тёплые" отношения с вышестоящим линейным персоналом. А квалификация этого персонала оставляет желать лучшего (кстати в какой бы то ни было организации, кои я за какие то жалкие 3 года уже, поверьте, сменил не мало), когда дела доходят до обоснования и изменения проектных решений, все неожиданно забывают язык строительной механики, сопротивления материалов, теории упругости и т.д., а принимают решения что называется "на пальцах", ибо даже объёмы работ иногда посчитать оказывается невообразимо сложно. Получается в прямом смысле смешно и страшно.... Дак вот это я к тому, что нужно практиковать метод "кнута и пряника", не только всячески пинать и мешать "быдлу", но и обеспечивать достойными условиями труда, я уж не говорю о каких либо поощрениях, хрен с ними, просто относитесь подобающе...как к людям, уж поверьте, не все они алкоголики и раъе.аи.
О конструктивных мерах по увеличению общей жесткости здания, в частности для восприятия неравномерных осадок.
Сейчас строим 14-этажный жилой кирпичный дом.
Предусмотрены монолитные пояса в уровне перекрытия, не помню точно их чередование, но их около трех на всё здание. То что они "создают" или "пытаются создать" единый диск перекрытия из пустоток безопалубочного формования это конечно хорошо. Но вот площадь сечения их в таком случае заставляет желать лучшего и то что он в таком виде получается разрезной в нескольких местах по периметру заставляет находить на мысли о том что нормальный неразрезной пояс под перекрытием принес бы больше пользы, однако и стоил бы дороже, да и трудозатраты были бы больше.
Арматурные пояса же через этаж в уровне верха перекрытия, что выглядит весьма уродливо, исключает перераспределение напряжений от плит и противоречит тем же "Несущим и ограждающим конструкциям", потому как чтобы выравнять так называемые "ямы" между плитами до их уровня требуется высота горизонтального шва 20 мм и более. Кстати товарищи "проверяющие", обращайте особенное влияние на эти "ямы", это своего рода скрытые работы и туда практически всегда сыплют что попало и как попало...

[Neo_]

Сообщение от VES1 Тогда изначально надо строить бункера , а сверху саркафаг, думаю все промахи строителей компесируются.Нигде в мире нет в нормах столько коэффициентов на разгильдяйство, как у нас и всё мало...Ну да это другой, долгий и бесполезный для нас разговор.

НЕправда европейские нормы в некоторых случаях еще более жестки.
И прежде чем жаться денег на армопояс, научитесь строить нормально.
Я вам намекнул не хамите своим проектировщикам, себе дороже будет.

[Eugene84]

Сообщение от B0RGiR а я почти уверен что у вас стены 690 мм с уширенным швом

Нет. Никаких уширенных швов. Несущая стена 380 (в зданиях до 5 этажей) или 510 (свыше 5 тажей), 160 пенопласта и лицевая верста 120. Итого 660 или 790.

Сообщение от B0RGiR внутренняя сторона наружных стен всегда имеет цепную перевязку швов

Нет. У нас не требуют. Делаем обыкновенную 5-рядную кладку.

Сообщение от B0RGiR и не обязательно чтоб она заканчивалась тычковым рядом

Вы правы. СНиП допускает опирать сборные конструкции на ложковый ряд именно в случае однорядной кладки (тот же п. 7.17). А "многие специалисты" просто не знают о таком допущении. Хотя должны бы, это же их хлеб.

Сообщение от B0RGiR Я например почти каждый день вижу приличное количество ошибок

А Вы, простите, кем будете? Рабочий, бригадир, мастер, прораб?

Сообщение от B0RGiR А квалификация этого персонала оставляет желать лучшего

И не говорите. Приходит авторский надзор на стройку и давай орать: "Тут не так, там не этак!" - "Дорогой, так ты напиши предписание с обоснованием." А он (или она) во-первых, всех требований и допущений (например при опирании на ложковый при той же цепной кладке) не знает. Во-вторых, то, что знает - не знает, где написано. Как следствие, посылает на...й и продолжает орать.

Сообщение от B0RGiR когда дела доходят до обоснования и изменения проектных решений, все неожиданно забывают язык строительной механики

Как и в моём случае. Нижнюю зону усиливают с больши-и-им запасом, а эпюру моментов вообще забыли.

Сообщение от B0RGiR не все они алкоголики и раъе.аи

Знаю. Есть и нормальные.

Бригадир поддал и потянуло его попи...ть: "Вот ты требуешь так и так... А мне это не надо! И никому не надо! Ты просто хочешь показать, что ты очень умный. А я знаешь чё сделаю? Я специально сложу плохо, тебе назло, чтоб упало. А отвечать ты будешь, а не я!"
Волосы дыбом не встают?
Что делать? В ту же пятницу нагрянул в контору и пожаловался руководству. Думал, или они возьмут этот вопрос на контроль, или скажут: "Сам разбирайся со своими рабочими", - и я уволюсь, потому что в тюрьму совсем не хочется. Произошло первое. Народ понимающий оказался. И мне даже не пришлось заикаться об увольнении "по собственному..."

Сообщение от B0RGiR Арматурные пояса же через этаж в уровне верха перекрытия, что выглядит весьма уродливо, исключает перераспределение напряжений от плит и противоречит тем же "Несущим и ограждающим конструкциям"

А именно пункту 3.21. В проекте открытым текстом пишут: "арматурный пояс укладывать в слой густого цементного раствора толщиной 30 мм". Я знаю, в чём дело: проектировщики не знают этот СНиП. "Их" СНиПы - это вторая группа. А "наши" СНиПы - третья группа. Поэтому это "наша епархия". Хотя сейчас от "групп" уходят.

Сообщение от Neo_ Я вам намекнул не хамите своим проектировщикам, себе дороже будет.

Я понял. Но если авторский надзор заставляет заставляет что-то делать - пусть обоснует соответствующим положением необходимость переделки, усиления, остановки стройки и т. д. Иными словами: пусть ткнёт меня носом в СНиП.

[VES1]

Сообщение от Neo_ НЕправда европейские нормы в некоторых случаях еще более жестки. И прежде чем жаться денег на армопояс, научитесь строить нормально. Я вам намекнул не хамите своим проектировщикам, себе дороже будет.

Откуда вы знаете, как я строю? Жаться не жаться -это торги на базаре, а не разговор профессионалов.Вы научитесь не лепить в пректах всё что попало,зачастую не доконца представляя как это сделать и для чего оно нужно , потом на стройке не знаете ,что прорабу сказать.
Проектировщики это не институтки, которым надо догождать,они должны работать профессионально,а эмоции в работе вредны.Ну а вообще нерадивых проектировщиков можно и поменять,а не стараться им угождать, свято место пусто не бывает.Современные методы проектирования позволяют это сделать без проблем.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 Нет. Никаких уширенных швов. Несущая стена 380 (в зданиях до 5 этажей) или 510 (свыше 5 тажей), 160 пенопласта и лицевая верста 120. Итого 660 или 790.

Так она и называется - кладка с уширенным швом, серия 2.130-1, выпуск 28, лист 20, только у нас в районе применяется 60 мм утеплителя. Так вот внутреннюю сторону гораздо быстрей, удобней и надежней возводить с однорядной системой превязки.

Сообщение от Eugene84 А Вы, простите, кем будете? Рабочий, бригадир, мастер, прораб?

Сообщение от B0RGiR каменщику(студенту)

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Но если авторский надзор заставляет заставляет что-то делать - пусть обоснует соответствующим положением необходимость переделки, усиления, остановки стройки и т. д. Иными словами: пусть ткнёт меня носом в СНиП.

Вы талмудист?

[Neo_]

Сообщение от VES1 Откуда вы знаете, как я строю? Жаться не жаться -это торги на базаре, а не разговор профессионалов.Вы научитесь не лепить в пректах всё что попало,зачастую не доконца представляя как это сделать и для чего оно нужно , потом на стройке не знаете ,что прорабу сказать. Проектировщики это не институтки, которым надо догождать,они должны работать профессионально,а эмоции в работе вредны.Ну а вообще нерадивых проектировщиков можно и поменять,а не стараться им угождать, свято место пусто не бывает.Современные методы проектирования позволяют это сделать без проблем.

Судя по всему вы еще пороху не нюхали.
Торги на базаре начинает заказчик из за того, что жалко денег, нужно площадей побольше, а тратить поменьше, материалы подешевле, а вопросы по проекту на стройки из за жмотничества опять таки заказчика, нашел дешевый проект (фирму) и как следствие малоопытных, сжал сроки проектирования из-за невыплат своевременных...
и слюнями брызжет обычно тоже он, привычка прорабская остаеться, потом заказчик многое нарушает, чтобы опять таки площади продать, технических помещений итп.
Так что проектировщику в сотни раз проще и исправить ошибку и выполнить СНИПы. Чем Заказчику нестыковки на стройке.

Сообщение от Eugene84 Но если авторский надзор заставляет заставляет что-то делать - пусть обоснует соответствующим положением необходимость переделки, усиления, остановки стройки и т. д. Иными словами: пусть ткнёт меня носом в СНиП.

А он не будет обосновывать, есть проект, делайте по нему.

[sasha_]

Сообщение от Neo_ А он не будет обосновывать, есть проект, делайте по нему.

Делай всё по чертежу и не будет п....жу.

[Eugene84]

Сообщение от B0RGiR Так она и называется - кладка с уширенным швом

Спасибо. Приму к сведению. Вопрос возник: а для чего придумали такую кладку? И как её узаконили? Она ж СНиПу противоречит, п. 7.6.

Сообщение от B0RGiR у нас в районе применяется 60 мм утеплителя

Не мало? Учился - мы считали слой пенопласта для нашего района. Получили 11 см с копейками. На стройке по проекту делаем 16. А у Вас климат-то покрепче нашего будет.

Сообщение от B0RGiR внутреннюю сторону гораздо быстрей, удобней и надежней возводить с однорядной системой превязки

Всегда думал, что цепная кладка требует несколько больше трудозатрат, чем многорядная. При многорядной: выложил наружную версту, выложил внутреннюю - и кидай себе в забутку. Разве не так?

Сообщение от sasha_ Вы талмудист?

Имеете в виду, "книжный червь"? А на что Вы собираетесь опираться при строительстве? На опыт "старших товарищей"? Отвечать-то Вам придётся, а не им. А когда Ростехнадзор или Госстройнадзор спросят, чем обоснуете свой ответ? Обоснование типа: "Всегда так делали", - их не устроит.

Сообщение от Neo_ А он не будет обосновывать, есть проект, делайте по нему

С какого перепугу, если проект противоречит нормам?

Сообщение от Neo_ Судя по всему вы еще пороху не нюхали

Товарищ VES1 говорит, как должно это делаться. А я считаю, что делать надо так, как это должно делаться. В противном случае нам, инженерам-производственникам, придётся выполнять "хотелки" всех надзирающих людей. А так работать уже совсем невозможно будет.

Сообщение от sasha_ Делай всё по чертежу и не будет п....жу

Перечитайте сообщения # 158 и 159. И скажите, что делать, если чертёж противоречит СНиПу? Ответьте, пожалуйста.

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 СНиПу противоречит, п. 7.6.

посмотрел "Каменные армокаменные конструкции", "Несущие и ограждающие конструкции" и ничего не обнаружил, уточните пожалуйсто какой СНиП.

Сообщение от Eugene84 Не мало? Учился - мы считали слой пенопласта для нашего района. Получили 11 см с копейками. На стройке по проекту делаем 16. А у Вас климат-то покрепче нашего будет.

Лично проводил теплотехнический расчет для такой стены (680 мм, из них утеплитель 50 мм). С применением кирпича керамического все условия удовлетворяются, с применением силикатного, незначительно не удовлетворяются.

Сообщение от Eugene84 Всегда думал, что цепная кладка требует несколько больше трудозатрат, чем многорядная. При многорядной: выложил наружную версту, выложил внутреннюю - и кидай себе в забутку. Разве не так?

При кладке наружных стен, удобней, только для наружной версты, потому как кирпич разный, и его подносить нужно постоянно. При кладке же наружных стен гораздо удобней и быстрее будет стелить постель на всю стену и соответственно ложить целыми рядами, нежели создавать своеобразные кучки, чтоб потом опять из них черпать, подносить кирпич, и соответственно постоянно лазить на стену.

[Eugene84]

Сообщение от B0RGiR уточните пожалуйсто какой СНиП

7.6. Толщина горизонтальных швов кладки из кирпича и камней пра-вильной формы должна составлять 12 мм, вертикальных швов — 10 мм.

Сообщение от B0RGiR При кладке наружных стен, удобней,

Понятно. Так всё ж таки, для чего такую придумали, случайно не знаете? Она удобнее в исполнении или как?

[Neo_]

Товарищ VES1 говорит, как должно это делаться.

Вот я вам и говорю, что исправит конструктор, положит арматурку в пояс, как вы хотите, ему это не трудно (ошибки у всех бывают да и виновата в этом на 95% фирма проектная, а не исполнитель -конструктор). А вот вы будьте любезны строить по проекту. И я сомневаюсь что так у вас и будет, более того даю 100% что не построите в соответствии со СНИП 3.... и допусками.
При хорошем авторском надзоре можно 7 томов замечаний написать, будете еще пять лет исправлять и сдавать объект.
Мне полно заказчиков попадалось, все думали за деньги все можно купить, рога то пообломали себе.
По этой причине я не сторонник проектно-строительных фирм, а только раздельного вида, более того , чтобы они находились в легкой конфронтации, для исключения убожести строящихся домов.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Перечитайте сообщения # 158 и 159. И скажите, что делать, если чертёж противоречит СНиПу? Ответьте, пожалуйста.

Я не понял о чём вы. Если об этом:

Сообщение от Eugene84 А именно пункту 3.21. В проекте открытым текстом пишут: "арматурный пояс укладывать в слой густого цементного раствора толщиной 30 мм". Я знаю, в чём дело: проектировщики не знают этот СНиП. "Их" СНиПы - это вторая группа. А "наши" СНиПы - третья группа. Поэтому это "наша епархия". Хотя сейчас от "групп" уходят.

Если конструктор укажет, что арматурный пояс выполнить из мелкозернистого бетона толщиной 50мм, то вас это смущать не будет. Но каким боком это к вашему вопросу по пункту 3.21. Вы блюдите о соблюдении этого пункта. Т. е. слой свежего раствора на который укладываете плиты не более 20мм и совмещайте снизу поверхности плит.

Имеете в виду, "книжный червь"?

Нет не это я имею в виду.

[Eugene84]

Сообщение от sasha_ Т. е. слой свежего раствора на который укладываете плиты не более 20мм

А в том-то и дело, что про "свежий" ничего не говорится! И я понимаю так, что растворная прослойка вообще не должна превышать 20 мм.
А кроме того, из опыта моих старших товарищей известно, что толстая растворная прослойка держать нагрузку не будет. Парадокс вроде бы, а по факту получается, что взять раствор и бетон одинаковой марки, сделать одинаковой толщиной, одинаково долго выдержать и т. д... И бац! Бетон нагрузку держит, а раствор гуляет и трещит!

Сообщение от Neo_ При хорошем авторском надзоре можно 7 томов замечаний написать, будете еще пять лет исправлять и сдавать объект

И все 7 томов замечаний будут обоснованы конкретными пунктами конкретных нормативных документов? Если так, то я только за!

Работал в Москве. Заказчик был крутой. Разработал и утвердил свой СТО (стандарт организации), в котором правила прописал покруче, чем в "Несущих и ограждающих..." Приходил на стройку технадзор, брал двухметровое правИло, прикладывал к оштукатуренной стене. И если хоть где-то между правИлом и стеной пролезет листок бумаги - не принимал работу и заставлял переделывать. Ведь могут наши делать качественно, если захотят деньги получить.

Сообщение от Neo_ По этой причине я не сторонник проектно-строительных фирм, а только раздельного вида

По этой же причине я не сторонник "совмещённых" организаций (заказчик-подрядчик "в одном флаконе", хотя и сам работаю в такой). И против того, чтоб рынок строительных товаров и услоуг был насыщен заказчиками. Я за то, чтоб заказчиков было намного меньше, чем подрядчиков и производителей ж-б. Тогда и только тогда дома будут качественными и строиться из качественных материалов. И более того!!! Я за то, чтобы технадзору заказчика давали премию за каждое написанное и обоснованное замечание! Вот тогда технадзор будет из кожи вон лезть, чтоб написать побольше замечаний, но издевательств с его стороны не будет. Т. к. свои "хотелки" он просто не сможет обосновать, как следствие - не будет писать. И подрядчик будет строить так, чтоб соответствовало нормам (3 группе СНиПов). А куда деваться, если заказчик не принимает работу, как следствие не платит. И до рабочих быстро дойдёт, что не будет никаких денег, никакой зарплаты, пока они не сделают, так, как должно быть! И не будут с мастером (прорабом) спорить, а просто сделают, причём качественно. Раз в нашей стране рабочие не отвечают уголовно - пусть отвечают материально за проделанную работу.
И Вам, товарищи проектировщики, будет спокойнее спать ночами, даже если Вы запроектируете в соответствии с нормами (2 группой СНиПов) и без излишнего запаса.

Сообщение от sasha_ Нет не это я имею в виду

Я вообще-то и не думал обижаться. Т. к. считаю Вас и себя профессионалами. Просто поясните, что за слово "талмудист"?

[B0RGiR]

Сообщение от Eugene84 7.6. Толщина горизонтальных швов кладки из кирпича и камней пра-вильной формы должна составлять 12 мм, вертикальных швов — 10 мм.

Ну собственно это условие выполняется, вертикальные швы по 1 см, а под уширенным швом подразумевается слой утеплителя.

Сообщение от Eugene84 Понятно. Так всё ж таки, для чего такую придумали, случайно не знаете? Она удобнее в исполнении или как?

Удобна, проста и надежна. Соединение облицовки с несущим слоем жесткое, теплотехнические показатели оптимальны (естественно для каждого района толщина утеплителя варьируется). Лично я за 3 года ни на каком другом объекте не встречал, при облицовке из кирпича, другой конструкции. А всё же был один коттедж с гибкими связями... А у вас какая? Покажите конструктивный разрез если это конечно возможно.

[sasha_]

Сообщение от Eugene84 Я за то, чтоб заказчиков было намного меньше, чем подрядчиков и производителей ж-б.

Это уже проходили в 90-х. Качества не было, так как в большинстве толковые люди взяли в руки клетчатые сумки.

Сообщение от Eugene84 Я за то, чтобы технадзору заказчика давали премию за каждое написанное и обоснованное замечание!

Если на характер, то стройка будет работать раз в неделю.

Сообщение от Eugene84 Просто поясните, что за слово "талмудист"?

Я подразумевал рьяно соблюдающего закон и буквоеда.

[VES1]

Сообщение от Neo_ Судя по всему вы еще пороху не нюхали.

Куда мне до вас я всего 27 лет в строительстве.

[Кулик Алексей aka kpblc]

Возвращайтесь в конструктивное русло, а разборки - в личку, в чат, в аську - куда угодно, но не на форум.

[Neo_]

Сообщение от VES1 Куда мне до вас я всего 27 лет в строительстве.

да а тогда вот это что:

Ну а вообще нерадивых проектировщиков можно и поменять,а не стараться им угождать, свято место пусто не бывает.Современные методы проектирования позволяют это сделать без проблем.

Вы сказали глупость, по причине:
1) сами их нашли, плохие по причине вашей же жадности , сами дескать умные, построим а так вы нам только экспертизу пройдите и разрешение получите. А потом на стройке начинаеться ай вай, ничего не понимай, недоработки, не знаем как делать.
Знаем мы таких великих строителей, видели. У меня один с опытом 35 летним и контурные балки отменял, на продавливание забыл посчитать видимо.
Потом ставили кондуктора.

2) Угождать чаще заставляет заказчик своими капризами, уж и так навстречу идем, хотя не нужно бы.

[Vasya constr]

Всю тему не читал, особенно концовку. Хочу сказать следующее людям, которые считают, что верхнюю арматуру ставить необязательно (смысле можно прожить в этом случае вообще без верхней арматуры). У вас будет трещина в опорной зоне, а так как нет верхней арматуры, то соответственно не будет сжатой зоны бетона на опоре, соответственно на поперечную силу у вас ваш пояс не сработает. Вот и все дела. А по поводу перераспределения усилий, это все замечательно, но рекомендуется перераспределение между пролетным и опорным моментом не более 30% (за счет трещин на опорах), то есть это позволяет провести более оптимальное армирование.

[Eugene84]

Сообщение от B0RGiR А у вас какая?

Товарищи, мы здесь отклоняемся от темы. С нашим монолитным поясом мне всё ясно. Отдельное спасибо товарищу Vasya constr. А товарищей B0RGiR и sasha_ (да и всех остальных тоже) прошу сюда
http://forum.dwg.ru/showthread.php?p=680181#post680181

P. S. Товарищ sasha_, Вы очень верно заметили: я талмудист.

[VES1]

Сообщение от Neo_ да а тогда вот это что: Вы сказали глупость, по причине: 1) сами их нашли, плохие по причине вашей же жадности , сами дескать умные, построим а так вы нам только экспертизу пройдите и разрешение получите. А потом на стройке начинаеться ай вай, ничего не понимай, недоработки, не знаем как делать. Знаем мы таких великих строителей, видели. У меня один с опытом 35 летним и контурные балки отменял, на продавливание забыл посчитать видимо. Потом ставили кондуктора. 2) Угождать чаще заставляет заказчик своими капризами, уж и так навстречу идем, хотя не нужно бы.

Займитесь лучше собой, а то какой-то бред пишите великий вы наш и щедрый.
Знаем мы и море пректировщиков,которые свою бездарность , хотят оплатить деньгами заказчика.

[Кулик Алексей aka kpblc]

А без наездов никак? Аргументы нормальные кончились?

[RomansFather]

Интересная получилась полемика.
Я приверженец добавления арматуры в пролетную зону плит и балок вследствие перераспределения усилий в конструкциях (которое всплыло только к концу обсуждения). Обычно унификация и типизация армирования позволяет это довольно легко выполнить.
Как ни крутись, а разрушение конструкции скорее произойдет, если конструкция обломится в пролете. А если многопролетная балка или плита потрещит на опорах и даже если порвется верхняя арматура, то вполне возможен случай, когда пролетная арматура, уложенная с некоторым запасом, удержит конструкцию от мгновенного обрушения (если не произойдет соскальзывания с опор).
В рассматриваемом случае не привлекая разнонагруженность стен, неравномерные осадки и сейсмику я бы обосновывал добавление арматуры в нижнюю зону по нескольким соображениям:
-упоминавшиеся здесь монтажные нагрузки и их сочетание может заставить работать рассматриваемый пояс, как обычную балку на двух опорах;
-некоторое перераспределение усилий и увеличение пролетного момента (пусть даже и 30%);
-раннее распалубливание конструкций;
-длительная ползучесть бетона;
-нежелание видеть трещины в пролете, которые будут на виду у жильцов в отличие от трещин в верхней зоне, которые будут скрыты в толще кладки - для пролетного участка перемычки есть смысл делать расчет по трещиностойкости по 1-ой категории - трещины недопустимы;
-недопущение температурных трещин в пролете (читай – на виду у жильца), которые неизбежно порвут протяженный монолитный пояс если не в период эксплуатации, то в период строительства;
Никоим образом не защищаю проектировщика, который толком не может обосновать принятые проектные решения (хоть они, допустим, и правильные), а также не защищаю приверженцев талмудистского направления в проектировании и строительстве. Я все-таки за здравый инженерный подход и учет не только требований нормативов, но и, по-возможности, многих негативных факторов реальной стройки.

Сообщение от Vasya constr У вас будет трещина в опорной зоне, а так как нет верхней арматуры, то соответственно не будет сжатой зоны бетона на опоре, соответственно на поперечную силу у вас ваш пояс не сработает. Вот и все дела. А по поводу перераспределения усилий, это все замечательно, но рекомендуется перераспределение между пролетным и опорным моментом не более 30% (за счет трещин на опорах), то есть это позволяет провести более оптимальное армирование.

Не думаю, что нормальная трещина в опорной зоне как-то усугубит работу балки на поперечную силу - просто превратит в шарнирно-опертую (см. рис. 1 - желтым показаны сжатые зоны бетона). Может я не так что понимаю. Тем более вы сами допускаете появление таких трещин в результате перераспределения усилий.


Кстати еще немного по поводу трещин на опорах перемычки при ее защемлении в кладке. Сам лично наблюдал такие трещины, правда один раз (см. рис. 2, 3). В данном случае треснула защемленная на опоре перемычка в подвале 5-ти этажного здания. Но здесь еще добавилась неравномерная осадка фундаментов. Строители на всякий пожарный подперли это дело, хотя , скорее всего, трещина возникла много лет назад и все "стояло и еще 100 лет простоит". В пролете перемычки трещин нет.

[VES1]

Сообщение от RomansFather Не думаю, что нормальная трещина в опорной зоне как-то усугубит работу балки на поперечную силу - просто превратит в шарнирно-опертую (см. рис. - желтым показаны сжатые зоны бетона). Может я не так что понимаю. Тем более вы сами допускаете появление таких трещин в результате перераспределения усилий.

Почему никто из вас ,не допускает случая локальной осадки именно на опоре и тогда как будет работать балка?Где написано, что она всегда будет незыблема в этом месте и этот случай невозможен?

[Vasya constr]

Сообщение от RomansFather Не думаю, что нормальная трещина в опорной зоне как-то усугубит работу балки на поперечную силу - просто превратит в шарнирно-опертую (см. рис. 1 - желтым показаны сжатые зоны бетона). Может я не так что понимаю. Тем более вы сами допускаете появление таких трещин в результате перераспределения усилий.

Имелся ввиду случай, когда надопорная арматура не ставится вообще, соответственно сжатой зоны бетона на опоре просто не может быть, иначе равновесия сечения не будет. А насчет перераспределения - ради бога, в пределах 30%

[Eugene84]

Сообщение от RomansFather Я приверженец добавления арматуры в пролетную зону плит и балок вследствие перераспределения усилий в конструкциях (которое всплыло только к концу обсуждения)

Перераспределение усилий было понято ещё в середине темы.
Я понимаю, что Вы предпочтёте перераспределение усилий, но поймите меня, как инженера организации-заказчика: я не хочу, чтоб потом жильцы пили кровь из моего начальства, что у них трещины проявляются. Я бы в данном случае задал при расчёте отсутствие верхних трещин в приопорных зонах.

Сообщение от RomansFather Как ни крутись, а разрушение конструкции скорее произойдет, если конструкция обломится в пролете.

Тут согласен. Учитывая изначальное проектное армирование, конструкция на порвётся.

Сообщение от RomansFather монтажные нагрузки и их сочетание может заставить работать рассматриваемый пояс, как обычную балку на двух опорах

Причём шарнирных опорах. Это я уже понял, и уже было дано моё согласие.
Для этого я предложил проектировщикам в нижней зоне поставить 1 стержень d 14 A-III и 2 стержня в верхней зоне. Я прекрасно отдаю себе отчёт, что на стройке никто не разбежится их [арматурные стержни] специально резать, чтоб сэкономит материал. То есть верхние стержни тоже будут пропускаться на всю длину пролёта.

Сообщение от RomansFather нежелание видеть трещины в пролете, которые будут на виду у жильцов

Но ведь если заармировать так, как я только что предложил, трещины в пролёте не появятся раньше опорных. А если опорные не появятся, то и пролётным неоткуда будет взяться.

Сообщение от RomansFather не защищаю приверженцев талмудистского направления в проектировании и строительстве

Я хоть и талмудист, но представляю, как это будет делаться на реальной стройке. Так что иногда приходится идти на компромисс с самим собой. Исключительно для повышения надёжности конструкций.

Сообщение от RomansFather Тем более вы сами допускаете появление таких трещин в результате перераспределения усилий

Поправлюсь: я допускал их лишь теоретически (просто увлёкся, поэтому Вам так и показалось). На практике видеть их не желаю.

Сообщение от VES1 Почему никто из вас ,не допускает случая локальной осадки именно на опоре

В таком случае балка будет работать по модели консоли с закреплённым от поворота (но не от вертикального смещения) концом. Тогда на несмещаемой опоре будет растянута верхняя зона, а на просевшей - нижняя. Чтоб в случае локальной просадки одной из опор наш пояс не разрушился, придётся ставить в верхнюю и нижнюю зоны дикое количество арматуры. На это я уж точно не согласен.

Сообщение от VES1 Где написано, что она всегда будет незыблема в этом месте и этот случай невозможен?

Нигде. Только здравый смысл подсказывает невозможность такого случая. А логическое мышление подсказывает следующее: всё начнётся с развития диких, видимых невооружённым глазом, деформаций. Начнётся полная эвакуация людей. И только потом здание рухнет или сильно просядет один угол. В любом случае, оно будет непригодно для проживания.

Сообщение от Vasya constr Имелся ввиду случай, когда надопорная арматура не ставится вообще

Вернее ставится только "собственная" арматура пояса, достаточно хлипенькая, которая очень быстро порвётся. И де факто действительно получится, что

Сообщение от Vasya constr сжатой зоны бетона на опоре просто не может быть

[VES1]

Сообщение от Eugene84 В таком случае балка будет работать по модели консоли с закреплённым от поворота (но не от вертикального смещения) концом. Тогда на несмещаемой опоре будет растянута верхняя зона, а на просевшей - нижняя. Чтоб в случае локальной просадки одной из опор наш пояс не разрушился, придётся ставить в верхнюю и нижнюю зоны дикое количество арматуры. На это я уж точно не согласен. Нигде. Только здравый смысл подсказывает невозможность такого случая. А логическое мышление подсказывает следующее: всё начнётся с развития диких, видимых невооружённым глазом, деформаций. Начнётся полная эвакуация людей. И только потом здание рухнет или сильно просядет один угол. В любом случае, оно будет непригодно для проживания.

Вот то что я хотел услышать ,наконец-то вы сами поняли ,что такой вариант есть.А то, что он очень даже реален смею вас заверить.Я оканчивал строительный институт в городе стоящем на просадочных грунтах и работая во время учёбы в студенческом проектно-конструктрском бюро, видел там таких случаев много и пояса там работали, как я писал и очень даже помогали при локальных просадках, а почему у вас такого не может быть не понимаю, здравый смысл, как раз говорит об обратном и именно поэтому пояса армируют рабочей арматурой одинаково.Хотя может у вас места на опорах как-то особо застрахованы от локальных просадок и осадок.
От очень больших просадок и осадок не поможет никакой пояс.
Объясните, почему у вас в месте опоры не может замокнуть грунт ,например от канализации и немного дать осадку?

[Eugene84]

Сообщение от VES1 Объясните, почему у вас в месте опоры не может замокнуть грунт ,например от канализации и немного дать осадку?

Вы меня наповал убили! Не знаю. Вроде грунты не особо просадочные, плывунов нет, в институте особое внимание преподаватели не уделяли таким случаям.
Или может потому что ростверк фундамента сам по себе уже является достаточно мощным монолитным поясом. И если какая-то свая чуть-чуть просаживается, то нагрузка без особого ущерба перераспределяется на соседние.
Или может потому, что фундамент, а конкретно висячие сваи, наш БТПИ (а за ним и все остальные проектные конторы) проектируют с диким запасом прочности.

[VES1]

Это уже варианты , но суть работы пояса вы теперь поняли правильно.Меня этому научили ,т.к. там без них вообще не строили ещё 30 лет назад и суть их работы мне не в институте рассказывали, а в конструкторском бюро института, там все реальное было и ответственность тоже.А институцкие преподаватели очень часто далеки от реального проектирования,но конечно не все.

[Eugene84]

Сообщение от VES1 там без них вообще не строили ещё 30 лет назад

В том-то и заковыка, что у нас 30 лет назад строили без них [монолитных поясов].

[deviser]

В download есть серия "1.015.1-1.95 Балки фундаментные ж/б для стен пром- и с-х-зданий", в ней выпуск 1.Монолитные балки. Когда делал МП, проходящий над оконными проёмами, пользовался этой серией. Оказывается нет каких-то норматив.док-тов для разработки МП-в. Тем более в каждом случае они получаются разные: планировка здания, размеры проёмов, простенков м/у проёмами, высота кладки над ними, толщина стен и т.д. Пока не нашёл эту серию пробовал использовать серию 1.038.1-1,вып.2. Там как-раз есть плитные перемычки. Но с учетом непрерывности пояса подходит при подборе только нижней арматуры. По серии 1.015.1-1.95 всё понятно, кроме одного: для балок шириной 40 и 52 см. в нижней зоне ставят 2 прод.стержня,соединяемых по длине м/у собой шпильками. А в серии перемычек при такой ширине 3 или 4 прод.стержня и по-моему это правильнее. Пытался понять, почему в фунд.балках 2 стержня, и единственным чем смог объяснить: класс бетона выше, чем в перемычках, и опираются эти балки на песчаную подушку, хотя рассчитаны как балки с заделанными концами.

[Eugene84]

Сообщение от deviser Когда делал МП, проходящий над оконными проёмами, пользовался этой серией

Что, в общем-то, и логично.

Сообщение от deviser Пока не нашёл эту серию пробовал использовать серию 1.038.1-1,вып.2.

М-м... И как армировали Ваши монолитные пояса?

Сообщение от deviser Пытался понять, почему в фунд.балках 2 стержня, и единственным чем смог объяснить: класс бетона выше, чем в перемычках, и опираются эти балки на песчаную подушку, хотя рассчитаны как балки с заделанными концами.

Посмотрел серию, спасибо Вам.
Там в приопорных сечениях усиливается верхняя зона. И это есть очень правильно, раз фундаментная балка на опоре защемляется (хотя бы частично).
А 2 стержня, на мой взгляд, объясняются 3-мя факторами:
1. БОльшая высота сечения, чем у перемычки.
2. БОльшая марка бетона (Вы правы). Так, нет. Перемычки из бетона М 200, и фунд. балки из бетона B 15. Кажется так. Так это одно и то же!
3. Модель - защемлённая (хотя бы частично) на опорах балка. Эпюра моментов уже другая. Смотрите здесь, # 26.

Ну и в серии рекомендую обратить внимание ещё на одну вещь: в перемычках (1.038) поперечная вертикальная арматура по всей длине. А в фундаментных балках - только в приопорных зонах. Почему?

[deviser]

Сообщение от Eugene84 Что, в общем-то, и логично.

Эту серию нашёл в результате длительного поиска любой литературы по проектированию поясов. Искал не теоретические сведения, а конкретные примеры и это оказалось наиболее близким теме.

Сообщение от Eugene84 как армировали Ваши монолитные пояса?

Этим как раз в данное время занимаюсь. В пролёте беру нижнюю по сериям на перемычки, верхнюю- конструктивно. На приопорных участках(на 1/3 пролёта) по серии 1.015.1-1.95. Например, для проёма 1,5м. внизу положил 4d14 с опиранием по 200мм., верхнюю 4d6 в пролёте,на приопорных(1/3L) 4d18. Все АIII. Если проёмы близко(не более 1,5м)верхние над простенком не обрываю, продляю до след.проёма и там выпускаю на 1/3L. Там,где участок стены без проёма длинный- завожу верхние на 40диаметров и перевязываю с арматурой пояса(подбор конструктивно). Сложности(для меня), в основном, возникают при конструировании. Здание 36х12м. Стены 390мм.Высота пояса 200мм. Много углов, пересечений стен, проёмы расположены неравномерно по периметру. А я всегда стараюсь количество неодинаковых элементов(каркасы, узлы соединений) свести до минимума. К тому же не забываю о технологичности. Т.е. ищу всё время наиболее простые по исполнению решения.

Сообщение от Eugene84 1. БОльшая высота сечения, чем у перемычки.

Оно и понятно:такие нагрузки,что написаны в серии для балок, для перемычек- исключение. Там вообще речь о кладке выс.свыше 10м. Меньше 300мм никак не выйдет.

Сообщение от Eugene84 Перемычки из бетона М 200, и фунд. балки из бетона B 15.

Это по нагрузке. В15 только для двух и шириной 200мм, остальные В20 и В25.

Сообщение от Eugene84 в перемычках (1.038) поперечная вертикальная арматура по всей длине. А в фундаментных балках - только в приопорных зонах. Почему?

Снова пересмотрел серию: в балках в пролёте вертик.стержни шагом 300мм. В принципе нормально, тем более, если AIII.
А вообще Eugene84, хотел бы поделиться в чём у меня трудности. Пояс у меня сечением 20х39см. и каркас получается сборный:сварной и вязаный. Т.е. над проёмами и между ними ставлю КП сварные, а соединять между собой иначе как вязкой не придумал. Сварка каркасов с 4мя продольными стержнями и шагом поперечных стержней 100-150мм показалась трудоёмкой. А вот с вязкой что-то слишком много вопросов:и прочность соединений снижается и непонятно как вязать нижние продольные стержни, когда верхние близко? Соединения проволокой,как я понимаю, нужны только для фиксации арматуры, а в расчёте учитывается только сцепление рельефа периодической арматуры с бетоном или сварка,крюки и петли. Да и в местах пересений стен всё время надо поднимать-опускать пересекающиеся продольные стержни.
И ещё: как по-вашему, можно ли сквозь пояс сделать отверстие(в одном месте запроектирована штраба 100х100мм в кладке на всю высоту здания под п/пожарный в/провод)? Вырезать только с одной стороны борозду показалось худшим вариантом.

[Master Yoda]

Eugene84, так чем дело то с поясочком закончилось, построили Вы его? В результате на каком решении то остановились?

[Eugene84]

Сообщение от deviser В пролёте беру нижнюю по сериям на перемычки

Зачем такой перерасход. Это ж двойной или тройной!!! (смотря, как заармируете приопорные зоны)

Сообщение от deviser На приопорных участках(на 1/3 пролёта)

Вот так сразу без расчёта? Аккуратнее! Изучите для начала СП 52-101-2003, параграф 8, особенно пункты 8.3.19 и 8.3.27. А то, понимаете ли, серия - это не есть н/д. Ей пользоваться надо, чтоб "заиметь опыт", но с осторожностью.

Сообщение от deviser Если проёмы близко(не более 1,5м)верхние над простенком не обрываю

Да.

Сообщение от deviser где участок стены без проёма длинный- завожу верхние на 40диаметров

Читайте СП.

Сообщение от deviser я всегда стараюсь количество неодинаковых элементов(каркасы, узлы соединений) свести до минимума

Это называется "унификация". А вот запроектируйте, скажем, здесь диаметр 14, там 16, а вот там 18 - мужики на стройке всё перепутают. Обязательно перепутают. Лучше везде 18-ю. Там и снабженец закажет 18-ю, и прорабу с мужиками меньше путаницы. 18 так 18, без всяких разговоров.

Сообщение от deviser а соединять между собой иначе как вязкой не придумал

И? Всё нормально, чего Вы пугаетесь?
Мы сварные плоские каркасы и сетки заказываем на завод. Они там заводят в свой аппарат 2 (или 3, 4) продольных стержня и автоматической контактной сваркой фигачат на них поперечные. А вот со сваркой пространственных каркасов у них почему-то проблемы. Говорят: "Мы не угадаем." Поэтому привозят нам плоские каркасы, а мы сами их вяжем в пространственные. Иногда, правда, варим, но так делать нельзя по тому же п. 8.3.27 СП и ГОСТу 14098-91.

Сообщение от deviser прочность соединений снижается

Ну это смотря как привязать. Мы обычно вяжем вязальной проволокой по ГОСТ 3282-74, диаметр 1,2. 1,0 - рвётся, когда начинаешь привязывать "от души", 1,2 - нормально. Проволока мягкая, гнётся хорошо, связывает арматурины так!..

Сообщение от deviser Сварка каркасов с 4мя продольными стержнями и шагом поперечных стержней 100-150мм показалась трудоёмкой

Кто сказал? Если подрядчик варит их на стройке ручной сваркой - навешайте им по самое "не балуйся"! Основание я Вам уже привёл. Пускай на завод заказывают, экономисты недоделанные!

Сообщение от deviser как по-вашему, можно ли сквозь пояс сделать отверстие

Ну а как же мы делаем монолитные поса в кирпичных зданиях, где вент. каналы идут внутри стен?

Сообщение от deviser Вырезать только с одной стороны борозду показалось худшим вариантом

Почему? Вырежьте и усильте Ваш пояс доп. арматуринами в этой зоне.

Сообщение от Master Yoda так чем дело то с поясочком закончилось

Пока ничем. Там ещё даже сваи не начали колотить. Нашли в проекте ещё кучу замечаний , загрузили проектантов - пускай думают. Время ещё у них есть, примерно полгода.

Сообщение от Master Yoda Да пребудет сила с тобой, мой падаван

Да, Учитель.

[vitalio]

Прочитал от корки до корки эту тему, так как тоже хотел заливать балку заодно с армопоясом (http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=71467)
Считаю, что правильно усиливать нижний пояс. Если не будет прогиба и растяжения нижнего пояса в пролете, то и верхний пояс на стене ничто изгибать и тянуть не будет. Соответственно и трещины не появятся.

[petia]

Лично я делаю так: собираю в этом месте действующие нагрузки. Задаю в программе "арбат" балку шарнирно опёртую и считаю нижнюю арматуру, потом задаю в "арбате" балку жёстко опёртую и считаю верхнюю арматуру на опорах с соответствующей длиной анкеровки за расчётный момент. Программа считает и трещины и прогибы и моменты. В общем сплю спокойно.

[Eugene84]

Ухх!.. Давно это было. 6 лет уже строительством не занимаюсь, совсем. Но кое-что помню
Спите-то Вы спокойно, но считаете не совсем правильно. Вы отдаёте себе в этом отчёт? По Вашей модели получается, что пролётный момент будет ql2/8, а по реальной работе - ql2/24. Т. е. в пролёте у Вас получается 3-кратный (по сравнению со СНиПовским) запас прочности, а на опорах запас строго по СНиПу.

[Бим]

Сообщение от petia Задаю в программе "арбат" балку шарнирно опёртую и считаю нижнюю арматуру, потом задаю в "арбате" балку жёстко опёртую

Сообщение от petia Программа считает

Это такой вид религии сегодня, к сожалению. Цифроверующие, с свечками системному блоку...

[petia]

Сообщение от Eugene84 Ухх!.. Давно это было. 6 лет уже строительством не занимаюсь, совсем. Но кое-что помню Спите-то Вы спокойно, но считаете не совсем правильно. Вы отдаёте себе в этом отчёт? По Вашей модели получается, что пролётный момент будет ql2/8, а по реальной работе - ql2/24. Т. е. в пролёте у Вас получается 3-кратный (по сравнению со СНиПовским) запас прочности, а на опорах запас строго по СНиПу.

Если в доме таких участков немного, то смысл париться? А как там на опорах и что работает одному кирпичу известно.

[Eugene84]

Сообщение от petia как там на опорах и что работает одному кирпичу известно

Вот это и плохо! Должно быть известно, в первую очередь, проектировщику!

Сообщение от Бим Это такой вид религии сегодня

Да уж, подлавливал таких неоднократно. Мне поначалу (не вникая в мои слова) говорят: "Ты чё, я всё в программе считал!" А потом посмотрят повнимательнее и "ой!".

[petia]

Сообщение от Eugene84 Вот это и плохо! Должно быть известно, в первую очередь, проектировщику! Да уж, подлавливал таких неоднократно. Мне поначалу (не вникая в мои слова) говорят: "Ты чё, я всё в программе считал!" А потом посмотрят повнимательнее и "ой!".

Это если в гос.структуре работать - нужно всё знать и уметь, сидеть месяц и разбираться в одной перемычке, а когда всю жизнь в частных фирмах - времени нет думать вообще, начальство не волнует, продукт нужно два раза в день выдавать. Девиз мой такой: 1. главное, чтобы проходило по расчёту. 2. главное, чтобы рабочие поняли что делать. 3. главное, чтобы соответствовало нормам.
Иногда простой техники из-за долгого проектирования дороже, чем переармирование.

[Бим]

Offtop:

Сообщение от petia времени нет думать вообще

М-дэ-э...

Сообщение от petia чем переармирование

Вы уверены, что Ваши догадки чистого разума работают в ту сторону всегда?

[petia]

Сообщение от Бим Offtop: М-дэ-э... Вы уверены, что Ваши догадки чистого разума работают в ту сторону всегда?

Так что может не работать, если по расчёту всё проходит?

[v.psk]

petia, я вас поддержу.
Думаю расчетные предпосылки правильные, но расчетные длины между простенками для неразрезной схемы больше расстояния в свету для проема. Компенсируется ли это пролетным армированием - скорее да, конечно в предельной стадии, плюс к этому продольное армирование "сработает" у угла стены, где недостаточно анкеруется верхняя арматура. Поэтому в общем случае такой экспресс расчет должен сработать.
Кроме того, важно правильно законструировать поперечное армирование.

[petia]

Сообщение от v.psk Кроме того, важно правильно законструировать поперечное армирование

Это само собой. По расчёту. Если не нужна по расчёту - конструктивно, согласно СНБ