[Peter]

Ув коллеги. Проблема возникла в принятии решения о необходимости устройства температурно-деформационного шва с жилом здании 16 этажей. Конструкция монолитный каркас с безбалочным перекрытием, длинна одной секции >60м, наружное утепление. Обязателен ли в данном случае температурный деформационный шов? Если провести расчет на температурные воздействия на каркас в период строительства - то можно ли обойтись без шва?

[vv_77]

Если провести расчет, то можно и без шва.
В нормах так и написано, только немного другими словами.
Да, и не забудьте еще про усадку.

Хотя, лучше, конечно, всегда резать. ИМХО.

[A III]

Если провести расчет, то можно и без шва. В нормах так и написано, только немного другими словами. Да, и не забудьте еще про усадку. Хотя, лучше, конечно, всегда резать.

+1
- Фундаментную плиту я бы не резал
(При условии конечно, что она находится в одинаковых температурно влажностных условиях)
Согласно п 1.7 Руководство по проектированию фундаментных плит каркасных зданий

[Engineer IA]

Вопрос актуальный. СНиП предписывает назначать размер температурного блока по расчету. Но нет никаких указаний, как проводить такой расчет. В пособии к СНиПу лишь содержится расчет коэффициента, на который можно увеличить минимальный размер температурного блока, при условии, что в расчитываемом направлении есть связи (диафрагмы). А если диафрагм нет, каркас рамный. То назначать по минимуму? У нас в Сибири это значит 50 метров. Мне пришлось разбить торговый центр размером 180х180м аж на 23 блока. Нельзя ли избежать таких решений? Есть ли знатоки по этому вопросу на форуме?

[Engineer IA]

Да, и вопрос к АIII.

Фундаментную плиту я бы не резал

Почему надо избегать разрезания фундаментной плиты? Мне кажется, что фрагментация плиты только улучшит ее работу. Особенно если есть ннеравномерность осадки по площади. В местах перепадов и надо ее разрезать. Или я не прав?

[Romka]

2 Peter
Не хочу вас расстраивать, но расчет как правило дает худший результат, чем хотелось бы... Мной проверенно неоднократно.
Особенно проблемы будут с напряжениями от температуры в фунд плите. И не забудьте об усадке. Для ж/б она учитывается условным понижением температуры на 15 градусов.
Попробуйте, конечно, посчитать...
Я стараюсь за пределы СНиПа не выходить. В Вашем случае 2 блока по 30 метров тоже хорошо...

[Валера И]

Резать, резать, и еще раз резать.
Даже если в процессе эксплуатации температура постоянная, то в период строительства - а это никак не менее 12-18 месяцев, температура будет прыгать от - 30 до +30. Поэтому - резать.

С конструктивной точки зрения зубы лучше делать неразрезными. Однако Бог дал человеку по 16 зубов на каждой челюсти.

Асфальт на дорогах трещит постоянно. А мощеные дороги 150-летней давности служат до сих пор.

[Vova.sam]

Резать обязательно я своими глазами видел как 30 метровый паркинг только за период строительства потрескался от перепада температур

[A III]

[quote="Engineer IA"]Да, и вопрос к АIII.

Фундаментную плиту я бы не резал

Почему надо избегать разрезания фундаментной плиты? Мне кажется, что фрагментация плиты только улучшит ее работу. Особенно если есть ннеравномерность осадки по площади. В местах перепадов и надо ее разрезать. Или я не прав?
Engineer IA
Я не говорю, что надо избегать...
Отчасти вы правы если
-

есть ннеравномерность осадки по площади

я бы тоже не резал...
"...Завтра где-то, в одной из больниц,
Дрогнет рука - молодого хирурга..." - В Цой "Следи за собой"

-

Мне кажется, что фрагментация плиты только улучшит ее работу

Резать, резать, и еще раз резать.

"...- Из-за таких как ты!Они пробираются к нам! И РЕЖУТ! РЕЖУТ КАК СВИНЕЙ!..." -х/ф "9 Рота"...

А вот если под подошвой плиты линзы плохого грунта или есче что такое в том же духе то я бы не резал...
P. S.
Незная геологии, положения грунтовых вод, нагрузок однозначно про разрезание фундаментной плиты сказать ничего нельзя...

[DTab]

если есть возможность сделать температурный шов , то лучше его сделать. Посчитать конечно можно и без шва, но результат на температуру и усадку Вас просто ошеломит.

[ki-ka]

...подниму, пожалуй, тему...
Добрый день, господа!

Такой вопрос по теме:
имеется монолитная плита перекрытия 57х22м и, соответственно (т. к. больше 50м), необходим учет температуры/усадки. Ее моделирую путем темп. загружений +15/-15 (специально пересчитал вручную - адекватная температура).
Результатами крайне неприятно удивлен... без учета усадки в пролете идеально ложится d12 с шагом 200, а с ее учетом практически все плиту надо закатывать d12 шаг 100...то же самое с верхней ( почти в 2 раза больше).

...ладно, пусть будет так, НО!

В чем суть проблемы:

Вот есть у нас порог температурно-усадочного отсека установленный нормами для монолитных жб конструкций 50м.
Но по сути, ведь чем плита перекрытия 51м отличается от 50м (при прочих равных) кроме как 1м длинны?
В Итоге в одной плите необходимо класть в 1.5-1.8 раз больше арматуры, чем во второй. На каком основании? "Нормы" -ответим мы. Но ведь получается полный бред. Фактически мы в любой конструкции, длиной до 50м не учитываем колоссальное воздействие усадки бетона, только потому что "допускается не учитывать"...

...хотя это, конечно все расчетные допущения...но все же... как найти не "допускаемый нормами", а Адекватный алгорим расчета и вообще поведения в такой ситуации...

ПС получается как с пульсационной составляющей... до 40м метров допускается не учитывать, но если все-таки учесть даже на 30м здании, то получим ветер с вдвое большим воздействием (я, конечно, перегибаю немножко палку, но тем не менее).

У кого есть опыт проектирования, расчета и моделирования зданий и большими темп-усадочными отсеками, прошу отозваться!

[Vlad_2013]

А какие нормы запрещают больше 50 м? Что-то я как то сам растерялся. Найти не могу. Снип или Сп27.13330.2011 наверно да (просто он вроде о пром зданиях с повышенными температурами)? и на сколько расчет в SCAD к примеру носит норматиный характер?

[realdoc]

Сообщение от Vlad_2013 А какие нормы запрещают больше 50 м?

По всей видимости имеется ввиду таблица из пособия к СНиП 2.03.01-84*. К ней всегда апеллируют.

Сообщение от ki-ka Результатами крайне неприятно удивлен...

Расчет сделан неверно, поэтому и удивлены.

Сообщение от ki-ka без учета усадки в пролете идеально ложится d12 с шагом 200, а с ее учетом практически все плиту надо закатывать d12 шаг 100

И что произойдет с плитой от усадки, если арматуру такую Вы не поставите? Как говорил мой преподаватель по ЖБ: "Синий дым пойдет?". Придумайте какую-нибудь схему разрушения от усадки бетона для железобетонного элемента. Не придумаете - максимум на ширине раскрытия трещин скажется.

Сообщение от ki-ka Но по сути, ведь чем плита перекрытия 51м отличается от 50м (при прочих равных) кроме как 1м длинны? В Итоге в одной плите необходимо класть в 1.5-1.8 раз больше арматуры, чем во второй. На каком основании?

Несовершенство методик расчета. Вопрос философский - он больше относится к несовершенству метода предельных состояний, теории надежности и т.п. чем к железобетону.
Как была получена эта табличка? Умные люди (действительно очень умные) понимали, что как-то ограничивать надо. Ходили по наиболее распространенным в то время зданиям и смотрели, где трещины приемлемые, где неприемлемые. А то ведь все думают что это результат строгих расчетов. А что такое приемлемые трещины это каждый сам решает.
Выбросьте эту табличку и определяйте правильным расчетом. Только не спрашивайте в каких нормах взять такой расчет - знал бы прикуп, жил бы в Сочи. Я не знаю точно как надо его делать, но я знаю точно как его не надо делать. В нормах его нет и не будет, но есть куча литературы где описаны предпосылки для такого расчета. Хорошая статья по этому поводу.
Наблюдайте за зданиями, продумывайте схему замыкания захваток. Считайте от деформаций у усилиям, а не наоборот и будет Вам счастье. В моей практике максимальный отсек 120м. Сейчас строим здание 78м, наблюдаем - постараюсь потом обобщить и выложить результаты наблюдений.

[Vlad_2013]

т.е. получается что нормативно не расчет не размеры блока не регламентируется. Я бы 57х22 метра и не резал.

[realdoc]

Сообщение от Vlad_2013 т.е. получается что нормативно не расчет не размеры блока не регламентируется

Именно так, но у нас экспертиза говорит так: "либо Вы соглашаетесь с нашим мнением о верности этой таблицы, либо мы Вас мучаем до последнего поскольку нормативного обоснования методике расчета Вы не придумаете". Большинство сдается.

[An2]

ki-ka
очевидно, что при расчете на усадку (температурный перепад) Вы некорректно принимаете жесткостные характеристики (в первую очередь для вертикальных элементов), усадка довольно длительный процесс, при этом основная первичная усадка (физическая - от удаления избыточной влаги из бетона) проходит в течении 1-2 мес., вторичная усадка (химическая) длиться 1,5-2 года
поэтому особенно при моделировании 1 усадки следует более корректно обращаться с модулем упругости и жесткостью (возможностью трещинообразования), а при 2 усадке, из за ее инертности важно учесть длительный характер нагружения.

realdoc
эта табличка появилась после того, как умные люди (работы Роземблюма из ЦНИИПРОМЗДАНИЙ и др. НИИЖБ) рассчитали ряд промышленных каркасов с учетом температурных воздействий, а не на глазок используя более аккуратную жесткость колонн.

В СНиП 76г были подробные рекомендации по учету усилий, вызванных перепадом температур и влажности, но по-видимому в 84г посчитали, что этот раздел мало востребован, сложен и убрали. Ну а в наши смутные (темные) времена и подавно не стали включать.

[mainevent100]

В чем суть проблемы: Вот есть у нас порог температурно-усадочного отсека установленный нормами для монолитных жб конструкций 50м. Но по сути, ведь чем плита перекрытия 51м отличается от 50м (при прочих равных) кроме как 1м длинны? В Итоге в одной плите необходимо класть в 1.5-1.8 раз больше арматуры, чем во второй. На каком основании? "Нормы" -ответим мы. Но ведь получается полный бред. Фактически мы в любой конструкции, длиной до 50м не учитываем колоссальное воздействие усадки бетона, только потому что "допускается не учитывать"...

Значительный опыт эксплуатации зданий и сооружений подтверждает, что максимальные длины температурных блоков назначены СНиПом правильно. Но при этом расчеты на температурные воздействия, в которых усилия в колоннах определяются в предположении их упругой работы, не подтверждают принятые в нормах расстояния между температурно-усадочными швами. Основные причины этого несоответствия:
1) в связи с неупругой работой железобетона, особенно в стадии, близкой к разрушению, жесткости колонн существенно ниже вычисленных как для сплошного упругого тела; соответственно и ниже усилия, возникающие в колоннах при их перемещениях от температурных деформаций перекрытий;
2) при длительных температурных воздействиях усилия в колоннах релаксируют, т.е. снижаются
При учете этого и при соответствующем расчетном обосновании длины температурных блоков вполне можно увеличивать.

[Vlad_2013]

Так к слову в пособии к СНиП 2.03.01-84 п. 1.19 (1.22) таже табличка с учетом коэффициента, учитывающего параметры здания (при этом для монолитных железобетонных отапливаемых зданий максимальная длина блока не более 90 м.)

[realdoc]

Сообщение от An2 эта табличка появилась после того, как умные люди (работы Роземблюма из ЦНИИПРОМЗДАНИЙ и др. НИИЖБ) рассчитали ряд промышленных каркасов с учетом температурных воздействий, а не на глазок

Вам в НИИЖБ конечно виднее.
Думаю доля " на глазок" там была больше чем хотелось бы. Потому что если бы рассчитывали достаточно точно, то:
- не спихали бы все сборные каркасы в одну строку. Согласитесь, что каркас одноэтажного промздания при расчете на температуру весьма отличается от каркаса многоэтажных общественных зданий при одних и тех же расстояниях.
- как-то бы учли армирование. От него в общем-то практически все зависит в этом расчете - от армирования и прочности бетона на растяжение. Причем чем эта прочность больше, тем хуже. А в нормах прочность бетона на растяжение всегда оценивается "снизу".
- не придумали бы такую ерунду как предельный размер для "сплошных сооружений" потому как сплошных сооружений ну настолько много, армирование в них настолько различное, что описать их одним классом сооружений невозможно. Кроме того, допустим для тоннеля замкнутого поперечного сечения напряжения от температурных деформаций независят практически от его длины (при расстоянии между швами много большем размеров сечения), а расстояние между швами определяется только армированием.
В общем-то чем отличается сборное здание от монолитного - податливостью стыков. А это тоже все "на глазок" по результатам многочисленных обследований.
Нисколько не преумаляя заслуг упомянутых Вами людей, считаю что вопрос слишком сложен чтобы свести его к таблице из 7 строк и 3-х столбцов.

Сообщение от mainevent100 Значительный опыт эксплуатации зданий и сооружений подтверждает, что максимальные длины температурных блоков назначены СНиПом правильно.

У каждого свой опыт.
- Здание в котором два перекрытия монолитных (причем нижние, в которых максимальные усилия возникают) и два сборных. Длина 96м. Монолит чувствует себя прекрасно, сборные каждый год трещали в одном месте - сделали потом в этом месте компенсатор.
- Монолитное перекрытие протрещало с шагом 12м от температуры. При том что по табличке надо было на самый худший вариант брать 25м.
- Монолитные сплошные слабоармированные стены только от усадки трещат через 6-10м. Что уж говорить о температуре.
и т.д. и т.п.
У меня больше всего претензий именно к сплошным.

Сообщение от Vlad_2013 Так к слову в пособии к СНиП 2.03.01-84 п. 1.19 (1.22) таже табличка с учетом коэффициента, учитывающего параметры здания (при этом для монолитных железобетонных отапливаемых зданий максимальная длина блока не более 90 м.)

Для наиболее характерных зданий да, нормальное ограничение, но считаю что если делаешь полноценный расчет, то это требование излишнее.

[swell{d}]

Сообщение от realdoc У меня больше всего претензий именно к сплошным

что такое "сплошные" конструкции? я всегда думал, что это всякие плотины типа саяно-шушенской и т.п.

[An2]

realdoc
эта таблица для случая, когда можно не учитывать усилия от температурно-климатических воздействий, то есть они настолько малы, что при начале эксплуатации здания успевают релаксировать...
в остальных случаях, армирование конструкций следует подбирать с учетом этих воздействий.

не могу сказать при каком армировании подобраны величины данных блоков, думаю что оно здесь не играет существенной роли, так как усилия должны быть незначительными, что бы успеть релаксировать..

по поводу тоннелей, а также напорных и безнапорных труб из ж/б, конечно же напряжения от усадки, влажности и температурного перепада возникают и могут быть очень значительными в зависимости от длины блока.

чувствую что Вы останетесь все равно не совсем довольны приведенной таблицей, поэтому самым правильным вариантом будет для Вас выполнить расчет с учетом данных воздействий и не пользоваться ей. Что собственно и рекомендуется делать Пособием, а также СП 63.

[realdoc]

Сообщение от An2 эта таблица для случая, когда можно не учитывать усилия от температурно-климатических воздействий, то есть они настолько малы, что при начале эксплуатации здания успевают релаксировать...

К сожалению это не так. Не всегда так. И проведя много расчетов могу сказать что свести все к 5-10 пунктам нельзя.

Сообщение от An2 чувствую что Вы останетесь все равно не совсем довольны приведенной таблицей, поэтому самым правильным вариантом будет для Вас выполнить расчет с учетом данных воздействий и не пользоваться ей.

Я так и делаю когда интуиция говорит что конструктивная схема чувствительна к температурным деформациям.

Сообщение от swell{d} я всегда думал, что это всякие плотины типа саяно-шушенской и т.п.

А подпорные стенки толщиной 600-800мм Вы куда относите, не к каркасным же? Тоннели всякие и т.п. Сплошные это сплошные, т.е. не имеющие колонн как вертикальных элементов малой жесткости, независимо от размера.

[swell{d}]

Спасибо

[ki-ka]

Спасибо все откликнувшимся.

Расчет сделан неверно, поэтому и удивлены.

Не могли бы Вы объяснить поподробнее почему?
Чисто логически понятно, что так не совсем верно делать расчет, однако опираясь на книгу по ДШ Волждриха (про -15), я полагаю, что результат не так и сильно (сильно, конечно ) далек от истины...

...В результате продолжительных расчетов пришел к схеме не -15/+15, а к расчету на температурные воздействия двух случаев: в стадии возведения (+44/-22 + с.в.) и стадии эксплуатации (+20 и все остальные нагрузки).

Результаты получились более "ожидаемые". По сравнению с расчетом без температуры увеличилась пролетная и надопорная арматура на 5-7% и выскочила нижняя и верхняя в зонах прогнозируемого отрыва плиты от ДЖ.

очевидно, что при расчете на усадку (температурный перепад) Вы некорректно принимаете жесткостные характеристики (в первую очередь для вертикальных элементов),

Работаю в Беларуси, поэтому считаю на нашим СНБ. Коэффициенты понижения изгибной жесткости: 0.7 - для колонн, пилонов и ДЖ без трещин, 0.35 -для балок, ригелей, и стен с трещинами, 0.25 - для плит перекрытий.

Хорошая статья по этому поводу.

Спасибо за статью! Буду изучать (и практиковать английский ). Быть может Вас, realdoc, не затруднит, посоветовать еще какую-либо литературу на данную тематику?

[realdoc]

Сообщение от ki-ka Не могли бы Вы объяснить поподробнее почему?

Во-первых в этом расчете очень важное значение имеет порядок возведения захваток, расположение рабочих и (временных) температурных швов. Без этого расчет даст погрешность в разы как в ту, так и в другую сторону.
Не зная порядка и температуры замыкания захваток делать расчет бесполезно.
Во-вторых. Как в принципе неверно делать расчет на температуру:
1. Берем схему с упругими элементами. Прикладываем к ней температуру.
2. Рассчитываем.
3. Получаем усилия в элементах.
4. Подбираем арматуру.
Как еще неверно делать такой расчет. Делать тоже самое задав физически нелинейные элементы. По крайней мере я не знаю как лира считает на температурные нагрузки с учетом нелинейности. Подозреваю что сначала получает усилия, а потом делает на эти усилия нелинейный расчет. По крайней мере никто мне этого не сказал и не смог объяснить как же в лире (и лиро-подобных программах) устроены нелинейные конечные элементы, что они могут посчитать не только от усилий к деформациям, но и от деформаций к усилиям. Может и могут. Я не знаю и тестов не видел.
Как еще неверно делать. Считать что трещины учитываем коэффициентом 0,2-0,3 и дальше делать как я описал выше.

Сообщение от ki-ka Коэффициенты понижения изгибной жесткости: 0.7 - для колонн, пилонов и ДЖ без трещин, 0.35 -для балок, ригелей, и стен с трещинами, 0.25 - для плит перекрытий.

Все что я могу сказать - этот коэффициент меньше. Насколько меньше? вплоть до нуля. Точнее надо считать.
Вся проблема в том, что обычно мы ищем усилия (напряжения) в арматуре и их с чем-то сравниваем. Здесь надо идти от другого - от ширины раскрытия трещин и их количества и только после этого считать напряжения в сечении с трещиной. А это зависит от армирования и прочности бетона. Причем чем больше прочность бетона (на растяжение) тем хуже. Иными словами - если в элементе возникает много маленьких трещин (при большом проценте армирования) - это хорошо. Если одна, но большая - плохо. И в том и в другом случае общая деформация от температуры будет одинаковая, напряжения в арматуре в сечении с трещиной во втором случае намного больше.

[swell{d}]

realdoc, http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1205837&postcount=28
Пишут, что лира - ок

[realdoc]

Сообщение от swell{d} realdoc, http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1205837&postcount=28 Пишут, что лира - ок

Слова умные, но не то. Самое очевидное - рассмотрена плита длиной 35.4м. Что меняется во всех этих выкладках если длина этой плиты будет 354м, т.е. в 10 раз больше? НИЧЕГО. Хотят ли авторы сказать, что следуя этой логике можно построить блок длиной 1000м на открытом воздухе?
Арматура подобрана специально так, что работает она только в упругой стадии на температурные деформации. В чем смысл нелинейного расчета - узнать что трещины образуются? Это и так понятно.
60кг/куб.м только на температурные деформации? сильно.
Как, скажите мне как надо читать учебник Байкова, чтобы перепутать коэффициент армирования с площадью бетона, если у них даже единицы измерения разные. Однако при этом в конце все сошлось.
Я (вот чтобы опять админ не удалил за мат), дорогая редакция. (с)
Рассмотрен по сути вот этот способ:

Сообщение от realdoc Как еще неверно делать. Считать что трещины учитываем коэффициентом 0,2-0,3 и дальше делать как я описал выше.

А вот этот пункт:

2. Пространственный расчет железобетонных зданий на температурные воздействия рекомендуется проводить на программном комплексе Лира 9 по методике нелинейных конечных элементов.

вообще дурно попахивает.

[ki-ka]

realdoc, но в теориях расчетов всегда присутствует немало всякого рода допущений и упрощений. Если пересчитывать жесткости с учетом образования трещин и фактического армирования, то и в расчетах необходимо менять жесткосные характеристики плиты (или ДЖ) в соответствии с зонами доп. армирования, которые назначаются по результатам расчета (и из опыта). В идеале нужно делать несколько итераций корректировка модуля упругости-армирование. Для расчета в ФП с учетом переменного КП (в Кроссе) это (доп. итерации с учетом перераспределения усилий) более чем оправдано и необходимо, то насколько необходимо это при расчете плиты перекрытия? Сомневаюсь, по правде говоря, что кто-либо этим занимается... Все-таки теория есть теория,а практика есть практика. Не даром анекдот про проектировщиков есть:
http://anticache.img0.joyreactor.cc/...87-780160.jpeg

[SemenK]

Здравствуйте, уважаемые! Можете подсказать в таком вопросе: где можно посмотреть(в каком НД) максимально допустимые расстояния между вертикальными деф. швами в монолитных конструкциях? (в приложение вложена конкретно интересующая схема).
В СП 63.13330.2012 нашел только это п. 10.2.3 "В конструкциях зданий и сооружений следует предусматривать их разрезку постоянными и временными температурно-усадочными швами, расстояния между которыми назначают в зависимости от климатических условий, конструктивных особенностей сооружения, последовательности производства работ и т.п."

[Mistake]

В Вашем случае есть такие рекомендации ...