[Freckle]

Уважаемы проектировщики!
Обращаюсь к тем, кто проектирует безбалочные перекрытия, а особенно бескапительные!!!
1.Кто-нибудь делает расчет на излом панелей вдоль или поперек перекрытия.??? В чем его смысл??
2.Есть плита перекрытия безбалочная бескапительная с шагом колонн 7,5х8,1м. В плите в растянутой зоне у колонн появились трещины в радиальном направлении вокруг колон, трещины волосяные. Расчеты на продавливание и на поперечную силу выполнены и удовлетворят нормы, а вот что делать с пластическими шарнирами увы не знаю.. Помогите!

Заранее Благодарю!

[igr]

Не дожно быть ни каких пластических шарниров.Что за расчет на излом?Схему и расчет в студию

Хотите проверить методом предельного равновесия?
1) Определяете несущую способность плиты для обоих направлений и обоих знаков моментов (на 1 п.м.)
2) Рисуете схему шарниров - нужны собсно длины шарниров и расстояния от шарнира до точки с единичным перемещением (в случае, если опускается сам излом, то от точки излома, переместившейся на единицу, до неподвижной части)
3) Находите работу внутренних сил (будьте бдительны с "двойными" шарнирами - когда излом в двух направлениях).
4) Находите работу внешних сил. Чтоб найти центр тяжести опускающегося участка нетреугольной формы - автокад в помощь.
5) Сравниваете работы, делаете вывод.
Повторяете операцию для иных схем шарниров.
Примеры - в пособиях по расчету на прогрессирующее обрушение монолитных и высотных зданий (второе на мой взгляд понятнее и с меньшим кол-вом ошибок).
В данном расчете используются такие гипотезы, как полный перегиб стержней (т.е. не учитывается тангенциальная податливость стержней).
Не забудьте отдельно учесть работу от перемещения вертикальных конструкций. Если арматура разная на длине шарнира - можно разбить на два, причем разными способами... вообщем указанные выше пособия вам в помощь.

[igr]

Была такая методичка по расчету безбалочных перекрытий метедом предельного равновесия.Считал по ней, однако для реального проектирования не применяю

[yarrus77]

Сообщение от Freckle 2.Есть плита перекрытия безбалочная бескапительная с шагом колонн 7,5х8,1м

Крутоватые пролеты для бескапительного перекрытия.

[igr]

Поэтому и трещины, что без капители

[ratkill]

Ал-й, не могли бы вы написать точное название обеих пособий, а то ни одно не могу найти

Да, конечно:
1) РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ЗАЩИТЕ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИЙ ОТ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ
2) РЕКОМЕНДАЦИИ ПО ЗАЩИТЕ МОНОЛИТНЫХ ЖИЛЫХ ЗДАНИЙ ОТ ПРОГРЕССИРУЮЩЕГО ОБРУШЕНИЯ
Это рекомендации, а не пособия, пардон что запутал, просто сами их я уже давно не открываю...

[ratkill]

Ал-й, спасибо большое. попробую сегодня вечером. замучился с этими перекрытиями уже. никак не могу понять, как его считать. и информации не могу найти. такое чувство, что все проектируют сами не зная что.

Сообщение от ratkill никак не могу понять, как его считать

помните, что в этих рекомендациях - именно прогрессирующее обрушение. Расчет на основные сочетания также можно проводить методом предельного равновесия, но лучше уже в качестве проверки. Для этого желательно еще посмотреть раздел Байкова про плоские перекрытия, где можно увидеть - как выглядят изломы в целом (а не обрушивающемся) здании.
Но для основных сочетаний конечно лучше использовать соответствующее ПО.
p.s. Прогрессирующее для монолита считаю только вручную по указанному методу. Для сборных каркасных - на ЭВМ. Для панельных - не считал, но если придется - буду вручную.

[MasterZim]

Сообщение от Freckle ...Есть плита перекрытия безбалочная бескапительная с шагом колонн 7,5х8,1м. В плите в растянутой зоне у колонн появились трещины в радиальном направлении вокруг колон, трещины волосяные

Какая толщина плиты? можно глянуть армирование? (верхняя и поперечная арматра)

[Freckle]

Плита 220мм.
Армирование надколонной части сетка 1,5х1,5 из арматуры А400 диаметр 20 шаг 150.
Поперечная арматура 10-ка с шагом 50мм

[olf_]

Сообщение от Freckle плита перекрытия безбалочная бескапительная с шагом колонн 7,5х8,1м

Сообщение от Freckle Плита 220мм

Пам-парам..!!! "Все в поряде, будь спок"

Сообщение от Freckle В плите в растянутой зоне у колонн появились трещины в радиальном направлении вокруг колон, трещины волосяные

- ой! а это откуда ?!? караауул..

Расчеты на продавливание и на поперечную силу выполнены и удовлетворят нормы

- Свежо приданье, а верится с трудом.. (Когда? удовлетворят и Чьи нормы?)

Для полной картины осталось озвучить сечение колонн.. ..и умереть.. - от смеха.

[igr]

Да уж.И кто задал такие сечения

[depak]

Где ж такое чудо возвели?

[igr]

Усилять нада

[ratkill]

Сообщение от Ал-й Но для основных сочетаний конечно лучше использовать соответствующее ПО.

например, скад?

вообще, как вы относитесь к выдаваемому скадом армированию?

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от Freckle Армирование надколонной части сетка 1,5х1,5

Малова-то... надо бы 0.35L, т.е. 2,7х2,9

[Kinzer]

А трещит только под собственным весом?

В плите в растянутой зоне у колонн появились трещины в радиальном направлении вокруг колон

Может расчеты и выполнены, но всеже похоже на продавливание.
@$K&t[163RUS],
А, вообще, где это в нормах? Я видел в рекомендация старых, что 1/4 пролета для нижней арматуры и 1/3 для верхней, верно?

[igr]

Скад врет

[@$K&t[163RUS]]

Kinzer, смотрите руководство по конструированию

Сообщение от igr Я видел в рекомендация старых, что 1/4 пролета для нижней арматуры и 1/3 для верхней, верно?

Нет, не верно

[ratkill]

Сообщение от igr Скад врет

преувеличивает или преуменьшает?

а вы как такие перекрытия считаете?

[igr]

Я не писал , что 1/4 для нижней и 1/3 для верхней.Обычно фоновая арматура для таких пролетов Ф16-18 шаг 200 и дополнительня сверху Ф18 шаг 200, плита 250 мм капитель 2х2 м толщ 250 мм.При пролетах более 8 м делаю капитель с жесткой арматурой.По поводу СКАДа на форуме уже было обсуждение и сопоставление.Не пользуюсь им лет 5.

[Kinzer]

@$K&t[163RUS], Посмотрел в Рекомендациях по проектированию жб каркасов с плоск. перекрытиями. Пункт 6.2.4 Продольную опорную арматуру на промежуточных внутренних опорах следует заводить в пролет на длину н менее 0.3 пролета ну или в соответствии с расчетом. Вы это имели в виду? Других действующих у нас документов на плоские перекрытия не нахожу. Про 1/4 я выдумал, наверно.

[Romka]

Сообщение от Freckle В плите в растянутой зоне у колонн появились трещины в радиальном направлении вокруг колон, трещины волосяные. Расчеты на продавливание и на поперечную силу выполнены и удовлетворят нормы, а вот что делать с пластическими шарнирами увы не знаю..

Откуда знаете, что это силовые трещины, а не усадочные?
Откуда знаете, что у вас пластический шарнир, если вы арматуру в плите уложили по упругому расчету (вы же умышленно верхнюю арматуру не уменьшали при конструировании по сравнению с расчетом)?

Арматуру (д20ш150) поставили неслабую, поэтому считаю, что по нормальным сечениям плита будет работать нормально.

Могли согрешить строители и раставить арматуру с меньшей рабочей высотой. Авторский надзор велся?

Вывод: с большой долей вероятности считаю, что в ненагруженной плите радиальные трещины могли появиться только в результате усадки бетона.

[Axe-d]

Сообщение от Freckle Плита 220мм.

Минимальная толщина безбалочных безкапительных плит - 1/32Lбол. В Вашем случае должно быть 8100/32=253мм. Если только там не преднапряженный монолит с каким-нить 60-м бетоном.

[@$K&t[163RUS]]

Kinzer, смотрите Руководство по конструированию..... Рис. 115

[igr]

В НИИЖБ рекомендуют 1/30 пролета, те 270 мм.

[Romka]

2 All
Согласен, что толщину перекрытияя можно было принять и поболее. Могут быть проблемы с прогибами, нарушением условия ограничения высоты сжатой зоны (Кси больше Кси-Эр) и с повышенным армированием.

Но в условиях поставленной задачи (определить причину трещинообразования) - как может малая толщина перекрытия вызвать образование радиальных трещин? Если бы кольцевых, я бы поверил еще.

[igr]

Где эти трещины на словах только.Ни фотки ни расчетной схемы с нагрузками и армированием.

[Grim]

Кто вообще сказал, что в железобетоне трещины недопустимы?

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от Grim Кто вообще сказал, что в железобетоне трещины недопустимы?

Во-во! У меня один знакомый вообще считатет, что нельзя допускать чрезмерного раскрытия трещин только в пролете, а над опорой хрен с ними - конструкцией пола закроется

[Kinzer]

@$K&t[163RUS], спасибо, посмотрел.

[Antoniо]

Толщина плиты реально маленькая - в идеале L/30. Если посчитаете с учетом физической нелинейности - получите большие прогибы. Так же если по моментам из программы вручную проверите по прочности по нормальным сечениям - есть шансы, что плита не пройдет.
-Подскажите назначение помещений, какая нагрузка от перегородок?
-класс бетона по прочности?
-В каком возрасте распалубили плиту?
-нагружали ли ее при бетонировании, например. следующего перекрытия.
Попробуем прикинуть грубо.

Так же есть солмнения что на продавливание все будет удачно. Можно ли карту трещин посмотреть?

Сообщение от ratkill например, скад? вообще, как вы относитесь к выдаваемому скадом армированию?

Напоследок отвечаю.
1. Я СКАДом не пользуюсь только по одной причине - никогда ему не учился, так как с института знал другие программы. Мое общение со СКАДом - это проверка чьих-то расчетных схем, вытягивание из них исходных данных и тп. (при экспертизах проектов, либо когда по договору приходится использовать чьи-то усилия в схеме для усиления...).
2. Я видел в СКАДе расчетные схемы любой сложности, в т.ч. достаточно серьезных зданий - т.е. считать в СКАДе конечно можно. Банальность, но все зависит от расчетчика.
3. Вот с армированием сложнее - не знаю как где, но мои коллеги-железобетонщики, работающие "на одном этаже" для армирования используют совместный со СКАДом интерфейс ПК ОМ СНиП Железобетон, самим СКАДом и Арбатом - не пользуются. Из расчетов, приходящих со стороны (например на экспертизу) - только в самых ужасных армирование подобрано в самом СКАДе, в подавляющем большинстве случаев - все вручную (с использованием Маткадов и Экселей, с эскизами порой "от руки" зон армирования), реже - с использованием того же ОМ СНиП Железобетона... Но это только мой персональный опыт изучения чьих-то работ в СКАДе, в численном выражении - это штук 20 схем от примерно 15 организаций, ну плюс работы коллег, с которыми общаюсь. Т.е. допускаю, что кто-то успешно армирует и по СКАДу. Коллеги, использующие СКАД, говорят, что с большим запасом он подбирает армирование для балок стенок (где основные силовые факторы - в плоскости), а если усилия есть из плоскости - то там как масть пойдет.

[Циник]

Сообщение от Romka ...Но в условиях поставленной задачи (определить причину трещинообразования) - как может малая толщина перекрытия вызвать образование радиальных трещин? Если бы кольцевых, я бы поверил еще.

Это в теории они кольцевые.
На практике- самые что ни на есть радиальные.
См. рис. 51 Проектирование безбалочных бескапительных перекрытий. Дорфман, Левотин

[Antoniо]

По личному опыту: в надколонных опорных зонах перекрытий карта терщин имеет такой вид.

[IMG]http://i054.***********/1108/8e/07b6d001911et.jpg[/IMG]

[Freckle]

Сообщение от Kinzer А трещит только под собственным весом?

ДА только под собственным весом, перекрытие еще не нагружено.
ДАже если на продавливание считать вручную, то всё чудесно проходит

Сообщение от Antonio По личному опыту: в надколонных опорных зонах перекрытий карта терщин имеет такой вид.

Вот именно такой вид имеют трещины как на картинке справа...

Нагрузка обычная для офисных помещений, бетон марки В25.
Преднапряжения в арматуре нет.

[Antoniо]

Про продавливание уточню: с учетом изгибающих моментов считаете конечно?

Выложи план с перегородками - интереса ради считну в MicroFE 2011

[yarrus77]

Сообщение от Freckle ДА только под собственным весом, перекрытие еще не нагружено. ДАже если на продавливание считать вручную, то всё чудесно проходит

При колонне 600х600 грубо 59 тонн, без поперечки. +25% с поперечкой = 73,6 т. Это без моментов.
Площадь 7,5х8,1= 60,75 м2 минус пирамида продавливания = 60 м2
600 кг/м2 - перекрытие
200 кг/м2 полы
480 кг/м2 полезная как минимум (судя по пролетам у вас ТЦ)
150 кг/м2 перегородки
Итого 1430 кг/м2 х 60 м2 = 85,8 т продавливающая сила.
Это все без учета моментов и возможных отверстий. Теперь скажите как у вас проходит продавливание ?????

[Antoniо]

Сообщение от Freckle Нагрузка обычная для офисных помещений

В коридорах офисных помещений. холах и т.п. рпасчетная нагрузка будет 360кг/м2, а если есть архив, то в нем не менее 600кг/м2, в прилежащих к архиву коридорах 480кг/м2. Также могут быть серверные, венткамеры ...
От перегородок в районе санузлов и т.п. нагрузки могут доходить до 600кг/м2.
Так-что нагрузки надо подробно смотреть - по назначению помещений и планировке.

Наличие силовых трещин только от собственного веса подверждает недостаточную жесткость плиты вследствие прежде всего малой толщины.

[oleg111]

А что мешает произвести нелинейный расчет.Плита 200 шаг колон 6м. нагрузка собст. вес.Лировцы говорят при пролетах больше 6м нелин. расчет обязателен

[Freckle]

Сообщение от oleg111 А что мешает произвести нелинейный расчет.Плита 200 шаг колон 6м. нагрузка собст. вес.Лировцы говорят при пролетах больше 6м нелин. расчет обязателен

Подскажите суть нелинейного расчета? какие результаты мы получаем?

[Antoniо]

Нелинейный расчет учитывает неупругие свойства железобетона, снижение модуля упругости для бетона за счет ползучести под воздействием длительных нагрузок... (СП 52-101-2003 п.5.1.11)
При таких пролетах его необходимо выполнять.
Для бетона В25, например, при нормальной влажности модуль упругости снижается в 3,5 раза. Можешь прикинуть какие прогибы получатся.
Простой упругий расчет тут неумместен.

Рекомендовал бы вам подпереть эту плиту опорными стойками (от опалубочной системы) и спокойно просчитать каркас нелинейно. Сделайте исполлнительную схему по прогибам перекрытия. Прогибы до 60мм на таких пролетах в безбалочных перекрытиях трудноуловимы глазом. Скорее всего потребуется усиление, но без расчета об этом говорить преждевременно.
Повторяю предложение: для грубого расчета скинь план этажа с экспликацией - я постараюсь быстро считнуть.

[Циник]

Сообщение от yarrus77 При колонне 600х600 грубо 59 тонн, без поперечки. +25% с поперечкой = 73,6 т...

Почему +25%?
Согласно п.3.86 Пособия к СП 52-101-2003 +100% с поперечкой, то есть 59*2=118тонн.

Наличие силовых трещин только от собственного веса подверждает недостаточную жесткость плиты вследствие прежде всего малой толщины.

Ничего это не подтверждает хотя бы без фотографии.
Трещины могут быть что от усадки вследствие неправильного ухода за бетоном (такая жара была), вследствие неправильной рецептуры, несоблюдения защитного слоя, раннего распалубливания и еще черт знает от чего.

[Antoniо]

Сообщение от Циник Ничего это не подтверждает хотя бы без фотографии. Трещины могут быть что от усадки вследствие неправильного ухода за бетоном (такая жара была), вследствие неправильной рецептуры, несоблюдения защитного слоя, раннего распалубливания и еще черт знает от чего.

Согласен, преждевременно. Считать нужно.

А какое фоновое армирование плиты в верхней и нежней зоне?

"Армирование надколонной части сетка 1,5х1,5 из арматуры А400 диаметр 20 шаг 150"

Длина анкеровки арматуры AIII d20 в бетоне В25 составляет 680мм. если длина стержня 1500мм, то за минусом зон анкеровки с обеих сторон остается 1500-680х2=140мм всего. т.е сетка включается в работу только внутри колонны и ее в расчете учитывать нельзя.

[ratkill]

Ал-й, спасибо!

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от oleg111 А что мешает произвести нелинейный расчет.

А что мешает воспользоваться пуктом 6.2.6 СП 52-103-2007 или 5.1.13-5.1.14 СП 52-101-2003??? На выходе получите тоже самое (+/-), но гораздо быстрее и дешевле...

Сообщение от oleg111 Лировцы говорят при пролетах больше 6м нелин. расчет

Они Вам наговорят... я не то чтобы против данных рекомендации, но цель их слов - покупка Вами ПК Лира, где это реализовано - и не более того... Сугубо ИМХО для данного конретного случая

[Antoniо]

По грубому расчету (точное армирование неизвестно) прогиб только от длительных и постоянных нагрузок у меня получился около 70мм (принимая нормативную нагрузку от пола 128кг/м2, от перегородок 128кг/м2 и полезную 0,35х200=70кг/м2).
Относительный прогиб по диагонали между колонн составил 1/157L, что близко к предельно допустимому 1/150L (п. 7.3.3 СП 52-101-2003).
О эстетико психологическом факторе вообще не говорю.
Понятно, что при большей полезной нагрузке в коридорах и холлах и весе перегородок прогибы будут больше.

Только от собственного веса перекрытия прогиб получился 18мм. Можете сравнить с тем, что в натуре.

[Dant]

Сообщение от Freckle Обращаюсь к тем, кто проектирует безбалочные перекрытия, а особенно бескапительные!!!

Был у меня случай с пролетами 7600. Опоры - кругл. колонны D600 мм со встроенными в плиту металлическими капителями d1030. Плита толщ. 250 мм. Бетон В30. Фоновая ар-ра d12A500C с шагом 250, доп. в зоне пролетов (снизу) от d16 до d20; над опорами (в врехней зоне) - d20. Эксплуатируется 7 лет.

В вашем случае прислушался бы к посту 44.

Offtop:

Сообщение от Antoniо Нелинейный расчет учитывает неупругие свойства железобетона, снижение модуля упругости для бетона за счет ползучести под воздействием длительных нагрузок... (СП 52-101-2003 п.5.1.11) При таких пролетах его необходимо выполнять. Для бетона В25, например, при нормальной влажности модуль упругости снижается в 3,5 раза. Можешь прикинуть какие прогибы получатся. Простой упругий расчет тут неумместен

Вы хоть раз наблюдали прогибы в плитах перекрытий величиной больше в 3,5 раза чем упругие?

[igr]

Экспертизу прошел торговый центр шаг колонн 8х8 м, плтьа 250 , капитель 300 мм с жесткой арматурой, бетон В30.По упругому расчету все проходит, неупругий расчет не проходит по прогибам.Прошло только с кпителью и жесткой арматурой.Неупругий расчет при больших пролетах обязательно

Мы проходили экспертизу и 10х50 и 12х12м и 20х24м. Дело не в этом. Проблема учета физ нелинейности - вот реальная проблема. Эта самая физ нелинейность зависит от стольких факторов и от очередности их во времени, что это не реально предугадать. А учет физ нелинейности бетона, указанный в СП 52-101-2003 - полная ерунда (если мягко выражаться). Об этом много уже написано и сказано как тут на форуме, так и в других местах (в том числе и экспертизе). На каждом нашем объекте с большими пролетами ведется наблюдение за деформациями конструкций. Пока что ни на одном эти самые деформации не превысили расчетные упругие даже от собственного веса.

[igr]

На счет экспертизы ни разу не слышал, хотя не первый год хожу. На форуме -пропустил.По поводу наблюдения за деформациями конструкций смневаюсь,что ведутся.Не сочтите за труд поделиться.

[@$K&t[163RUS]]

Нелинейный расчет, а точнее его результаты в части деформаций, относительно достоверно можно получить линейным расчетом, пользуясь рекомендациями о снижении начального модуля упругости бетона - что уже достаточно давно практикуют многие мои знакомые (в их числе есть профессора и доктора, главные конструкторы и просто хорошие люди ) за спиной у которых есть опыт нелинейного расчета, что уже о многом говорит. Беда в другом - многие расчетчики, которым "доверяют" расчеты ж/б безбалочных перекрытий, с которыми мне по долгу работы приходилось общаться, до сих пор, выполняя расчет в лире, смотрят деформации от расчетных нагрузок или смотрят от нормативных, но без учета длительности для кратковременных, или смотрят деформации в пролете, не вычитая деформации на опорах... Короче бедлам тот еще... А если им еще и нелинейный расчет поручить... Ахтунг... По мне, так сначала надо освоить простые, но не всем понятные методики линейного расчета, пользуясь теми рекомендациями снипов, что есть, а не пугать людей "нелинейностью".

[igr]

Совершенно с Вами согласен.Не первый год выполняюю расчеты каркасов с учетом рекомендаций СНиП.Для практических целей этого вполне достаточно.Однако одно дело спроектировать безбалочное перекрытие пролетом 5-7 м и другое 8 - 9 м. Тут встает вопрос учета нелинейности в практике проектирования и сравнения расчетов с наблюдениями.Хотелось бы узнать, как другие решают эти дела

Сообщение от igr На счет экспертизы ни разу не слышал, хотя не первый год хожу. На форуме -пропустил.По поводу наблюдения за деформациями конструкций смневаюсь,что ведутся.Не сочтите за труд поделиться.

Поищите по форуму - где то писал - лень повторяться.

[igr]

Спасибо!

[Antoniо]

Сообщение от ЛИС Вы хоть раз наблюдали прогибы в плитах перекрытий величиной больше в 3,5 раза чем упругие?

Наблюдал прогибы 45-50мм при пролете 7200, но так нет всех данных, как заармирована плита, в каком возрасте распалублена и т.д., то природу прогиба определить было очень сложно. Но такие случаи заставляют относиться к прогибам внимательнее и не проектировать конструкции на грани допустимого.

Сообщение от ЛИС Эта самая физ нелинейность зависит от стольких факторов и от очередности их во времени, что это не реально предугадать. А учет физ нелинейности бетона, указанный в СП 52-101-2003 - полная ерунда

Мой собственный опыт, к сожалению, не позволяет выдвигать собственные теории о нелинейности, поэтому приходится опираться на то, что написано в СП.

В СП есть нелогичные вещи, что-то неучтено, и мы можем дополнительно опираться на Еврокод и т.п., на собственный опыт, но как минимум выполнять требования СП нужно ИМХО.

[Freckle]

Сообщение от Antoniо Только от собственного веса перекрытия прогиб получился 18мм. Можете сравнить с тем, что в натуре.

В натуре в пролетной части прогиб составляет 44мм на данный момент.

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС Вы хоть раз наблюдали прогибы в плитах перекрытий величиной больше в 3,5 раза чем упругие?

Ну по расчетам всегда примерно так и выходит (расчетный прогиб плит/балок в 3-5 раз больше упругого).Даже СП в первом приближение рекомендует снижать жесткость изгибаемых элементов в пять раз. Или расчеты настолько далеки от реальности? неужели не было экспериментов, доказывающих адекватность методики?Сравнения с другими методиками (в т.ч. и с зарубежными, со СНиП 84, наконец)? Без экспериментов в ж/б никак... Кстати для балок СП 2003 и СНиП 84 дают близкие значения

[Antoniо]

Сообщение от Freckle В натуре в пролетной части прогиб составляет 44мм на данный момент.

Великоват прогиб. Тут может иметь место просаживание опор опалубки (если их ставили, например, на деревянные балки по рыхлому грунту обратной засыпки), либо раннее распалубливание плиты (например летом при распалубливании через неделю бетон В25 грубо имеет примерно 50-60% прочности и, соответственно, жесткости. В зависимости от условий набора прочности).

[SergeyMetallist]

А упругий прогиб от с.в. какой? Если упругий милиметров 10, то вполне нормальный прогиб, по расчету бывает и в пять раз больше упругого. Но вообще 40 мм от с.в. многовато...

[Antoniо]

Упругий от с.в. плиты у меня получился 5мм (в пролете в углу здания)

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от SergeyMetallist А упругий прогиб от с.в. какой? Если упругий милиметров 10, то вполне нормальный прогиб, по расчету бывает и в пять раз больше упругого. Но вообще 40 мм от с.в. многовато...

Так, вроде, никто не может опровергнуть тот факт, что из этих 40мм около 30мм может быть от того, что опалубку сняли на третий день? Или есть данные?

[Antoniо]

От СВ карта трещин по верху плиты в MicroFE получилась такая (темно красные риски в надколонных зонах)

[IMG]http://i062.***********/1108/3b/fd78765578cct.jpg[/IMG]

Сообщение от SergeyMetallist Ну по расчетам всегда примерно так и выходит (расчетный прогиб плит/балок в 3-5 раз больше упругого).Даже СП в первом приближение рекомендует снижать жесткость изгибаемых элементов в пять раз. Или расчеты настолько далеки от реальности? неужели не было экспериментов, доказывающих адекватность методики?Сравнения с другими методиками (в т.ч. и с зарубежными, со СНиП 84, наконец)? Без экспериментов в ж/б никак... Кстати для балок СП 2003 и СНиП 84 дают близкие значения

На основании того что мы наблюдаем на своих объектах во время строительства и иногда еще некоторое время в первый период эксплуатации (а это в среднем на здание около 3-х лет) можно сказать что расчеты с учетом физнелина по методике СП далеки от реальности. Далеки на столько на сколько это возможно.
Экспериментов, пытающихся обосновать физнелин в изгибаемых конструкциях очень много. Но во всех экспериментах, которые я встречал или проводил для достижения эффекта ползучести к конструкциям прикладывались нагрузки в несколько раз превышающие их собственный вес (иногда в 20-30 раз) и соответственно в несколько раз превышающие те нагрузки которые учитываются при расчете по 2-му предельному состоянию и срок выдержки конструкций под предельной нагрузкой должен быть не 2-3 дня, а пару лет. Т.е. если рассматривать сборный ж/б где нагрузка воспринимается каждым отдельным элементом (если и распределяется то относительно слабо) это еще куда ни шло. Особенно касается балок, на которые приходится большая нагрузка. Но и у них эта нелинейность так не проявляется, т.к. они чаще всего преднапряженные.
В монолитных конструкциях за счет перераспределения, за счет их статической неопределимости и за счет меньших нагрузок в реальности (по сравнению с испытаниями) эта нелинейность(которую пытаются навязать в СП) на первых годах жизни сооружения вообще не видна (конечно при условии грамотного возведения и эксплуатации). В большинстве случаев на наших объектах реальные деформации не дотягивают даже до расчетных упругих.

В ситуациях когда в строящихся или недавно построенных зданиях наблюдаются большие деформации изгибаемых конструкций(как в данной теме) практически всегда можно найти косяк(или их совокупность) из области: грубейшие ошибки в расчетах и/или конструировании, брак при монтаже, локальный перегруз в несколько раз во время строительства или эксплуатации и т.п... Но физнелин притянуть в данной ситуации просто нереально.

З.Ы. при обследовании зданий с ж/б каркасом иногда в аварийном состоянии - прогибы в 3-5 раз превышающие упругие редкость (лично я вообще не встречал)

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от ЛИС практически всегда можно найти косяк

Во многом повторюсь, но:
1. Реально грубые ошибки в расчете
2. Реально грубые ошибки в конструировании
3. Поставка на объект бетона меньшего класса прочности
4. Отсутствие нормальных условий твердения бетона (жара или холод)
5. Раннее распалубливание
6. Тупой перегруз (палетки с кирпичем и т.п.)

Но гораздо чаще - совокупность выше приведенных факторов, как говориться с миру по нитке - вот тебе и 40мм

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС З.Ы. при обследовании зданий с ж/б каркасом иногда в аварийном состоянии - прогибы в 3-5 раз превышающие упругие редкость (лично я вообще не встречал)

Лично видел аварийную ж/б балку которая прогнулась сантиметров на 5-6 (при том, что у нее пролет 6 м)
А вообще как то странно получается. Ну допустим СПшная трехлинейная диаграмма неверна. Неужели сложно качественно провести испытания бетона на растяжение-сжатие и получить нормальные диаграммы? Я так понимаю все в это упирается? Поскольку остальное автоматизируется в прогамме, куда эти диаграммы забиваются. Вроде алгоритм то простой - когда напряжения в n-нном слое бетона достигают определенного значения, у него меняется модуль упругости, при достижении критических напряжений в слое он выключается из работы.
Вот Вы пишите про перераспределение, статическую неопределимость, так в конечно-элементных расчетах вроде все эти вещи учитываются. В чем подвох то?

Сообщение от SergeyMetallist Ну допустим СПшная трехлинейная диаграмма неверна. Неужели сложно качественно провести испытания бетона на растяжение-сжатие и получить нормальные диаграммы?

Эти диаграммы получаются на призмах. В реальных конструкциях(даже сборных) имеет место быть не одноосное сжатие-растяжение, а гораздо более сложное НД состояние.

Вроде алгоритм то простой - когда напряжения в n-нном слое бетона достигают определенного значения, у него меняется модуль упругости, при достижении критических напряжений в слое он выключается из работы.

Немного не так, а вернее совсем не так. Если смотреть на образование трещин, то они начинают образовываться в бетоне примерно при 0,2Rпр а при 0,6Rпр они уже принимают характер магистральных. Опять же что становится началом силовых трещин? это либо усадочные трещины (даже микронные), либо какие то другие скрытые дефекты в бетоне, которых там тьма тьмущая. Т.е. предугадать место и момент зарождения первых силовых трещин в реальной конструкции практически не возможно (не факт, что они появляются в самых напряженных местах, что и доказывают реальные испытания). Развитие трещин во времени тоже сложно предсказуемый фактор (трещина может образоваться в самом начале нагружения, а потом вовсе не раскрываться за счет образования новых в других местах).

Вот Вы пишите про перераспределение, статическую неопределимость, так в конечно-элементных расчетах вроде все эти вещи учитываются. В чем подвох то?

Подвох в том, что материал бетон не однородный, а железобетон еще более не однородный.
Offtop:

Лично видел аварийную ж/б балку которая прогнулась сантиметров на 5-6 (при том, что у нее пролет 6 м)

что-то как то неопределенно - на глазок определяли прогиб?

[igr]

Безобразное производство бетонных работ на стройке и неопределенность истории загружения не дает оснований говорить о нереальности методики СП по учету физической нелинейности.По поводу прикладываемой нагрузки в 30 раз превышающей собственный вес конструкции при экспериментах и выдержки 2-3 дня для выявления ползучести, мне кажется это преувеличение .К примеру Галустов "Нелинейная теория ползучести бетона .. " стр 160 выдержка составляла 50 суток и результаты расчетов хорошо совпали с экспериментом.Далее С.Б. Крылов "Расчет железобетонных конструкций..." стр 187 опять покзывае хорошую сходимость итд.Учитывая такое состояние технологии производства проектировщик вынужден перестраховываться, может поэтому и не видно больших прогибов (хотя см #69 видимо брак), но даже в этом случае надо все таки придерживаться СП

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС Эти диаграммы получаются на призмах. В реальных конструкциях(даже сборных) имеет место быть не одноосное сжатие-растяжение, а гораздо более сложное НД состояние.

Так для стали тоже диаграмму для растяжения получают, а затем применяют его для НДС общего вида. При этом численные и экспериментальные значения перемещений и поворотов имеют хорошую сходимость даже в глубокой пластике. Понятно, что для ж/б все должно быть сложнее, значит и испытания д.б. хитрее.

Сообщение от ЛИС Немного не так, а вернее совсем не так. Если смотреть на образование трещин, то они начинают образовываться в бетоне примерно при 0,2Rпр а при 0,6Rпр они уже принимают характер магистральных. Опять же что становится началом силовых трещин? это либо усадочные трещины (даже микронные), либо какие то другие скрытые дефекты в бетоне, которых там тьма тьмущая. Т.е. предугадать место и момент зарождения первых силовых трещин в реальной конструкции практически не возможно (не факт, что они появляются в самых напряженных местах, что и доказывают реальные испытания). Развитие трещин во времени тоже сложно предсказуемый фактор (трещина может образоваться в самом начале нагружения, а потом вовсе не раскрываться за счет образования новых в других местах).

Говоря про алгоритм, я имел ввиду реализованный в программах. Понятно, что точные места трещин предсказать невозможно, но какую-то общую тенденцию их развития и влияния на жесткость системы хотелось бы с помощью КЭ-моделей получать... Иначе как-то грустно получается(разница между теорией и практикой в пять раз совсем никуда не годится, каменный век какой-то) А как дела за рубежом? У них методики поточнее?Вообще удивительно как-то получается. Сейчас такие нанотехнологии создаются, а прогиб ж/б даже с погрешностью 50% определить не могут. Весело

Сообщение от ЛИС что-то как то неопределенно - на глазок определяли прогиб?

Ага на глазок. К тому же давно это было. Приехали как-то склад обследовать, а там балка на ржавой арматуре висит. Мы говорим срочно балку демонтировать надо, а они говорят - тридцать лет простояло и еще столько же простоит

Сообщение от igr Безобразное производство бетонных работ на стройке и неопределенность истории загружения не дает оснований говорить о нереальности методики СП по учету физической нелинейности.

Так вроде наоборот - при контроле за строительством, четком соблюдении технологии, соблюдении истории нагружения и т.п. мероприятиях фактические деформации далеки от расчетных по методике СП с учетом физнелина (хотя по идее должны быть близки).
И даже простое соблюдение качества строительства, но при неизвестной истории загружения конструкций в пределах расчетных значений фактические деформации изгибаемых элементов далеки от расчетных по методике СП с учетом физнелина.

По поводу прикладываемой нагрузки в 30 раз превышающей собственный вес конструкции при экспериментах и выдержки 2-3 дня для выявления ползучести, мне кажется это преувеличение .

Никаких преувеличений - нагрузки из реальных испытаний. А про 2-3 дня внимательнее прочитайте что написал выше.

К примеру Галустов "Нелинейная теория ползучести бетона .. " стр 160 выдержка составляла 50 суток и результаты расчетов хорошо совпали с экспериментом.Далее С.Б. Крылов "Расчет железобетонных конструкций..." стр 187 опять покзывае хорошую сходимость итд.

Нет у меня данных произведений - не могу ничего сказать. Только один вопрос - какие конструкции рассматриваются в приведенных вами примерах (изгибаемые, сжатые центрально или с эксцентриситетом)?

Учитывая такое состояние технологии производства проектировщик вынужден перестраховываться,

Так пусть каждый конкретный проектировщик, если он боится за качество строительства и закладывает арматуру в 5 раз больше чем надо(КСС). Зачем это навязывать в нормах для всех? Этак до посинения будем бункеры строить.

но даже в этом случае надо все таки придерживаться СП

Странно, а раньше не придерживались тому что заложено в СП по деформациям и вроде бы не плохо проектировали и строили и до сих пор эксплуатируют.

Сообщение от SergeyMetallist Так для стали тоже диаграмму для растяжения получают, а затем применяют его для НДС общего вида. При этом численные и экспериментальные значения перемещений и поворотов имеют хорошую сходимость даже в глубокой пластике. Понятно, что для ж/б все должно быть сложнее, значит и испытания д.б. хитрее.

Сталь(особенная после обработки) в отличии от бетона имеет на порядок(а может и несколько порядков)меньше дефектов и на сколько я понимаю деформации в металлах происходят по совсем другим принципам из-за особенности их кристаллической решетки и связям между атомами нежели в бетоне. Именно из-за этих отличий не возможно использовать одни и те же методики расчета для металлов и не металлов(бетона в том числе).
Только вот "сложнее" не получается проделать опыт с бетоном - опять же слишком много начальных дефектов в образцах.
Вот и получается, что в век нанотехнологий мы так толком и не знаем(не можем) предугадать(читай рассчитать и спрогнозировать) поведение таких композитных материалов. За рубежом примерно такая же ситуация.
Offtop: Слишком много "если"(причем не всегда зависящие от человека) должны совпасть в железобетонных конструкциях, чтобы получить более и менее точные результаты - это и в лабораторных условиях не легко добиться, а на стройке просто не возможно. Именно поэтому в практических расчетах ж/б конструкций столько всяких коэффициентов. И пока что с каждым новым Руководством (НиТУ, СНиП, СП и т.п.) этих коэффициентов становится все больше...

[igr]

Вы сами испытывали конструкции? Если да, то должны знать, что к примеру, деревянные конструкции при испытаниях разрушаются при нагрузке приблизительно 2,1 от расчетной.Стальные 1,6 расчетной итд.Если конструкция выдерживает гораздо большую нагрузку, то она спроектирована с большими запасами.Дальнейшую дискуссию по физической нелинейности считаю нецелесообразной, тк отсутствует аргументация, обоснованная ссылками на реальные испытания.

Сообщение от igr Дальнейшую дискуссию по физической нелинейности считаю нецелесообразной, тк отсутствует аргументация, обоснованная ссылками на реальные испытания.

Да-да. Что то я раскудахтался, а подкрепить то свои кукареку мне и нечем.

[MMV]

Лично видел аварийную ж/б балку которая прогнулась сантиметров на 5-6 (при том, что у нее пролет 6 м)

Такую же балку видел. Правда потом оказалось, что это опалубка прогнулась, когда монолитили.

[igr]

Мне жаль