[eilukha]

Варианты расчёта:

1. Не учитывать плиту в расчете на продавливание, а учитывать только утолщения (крестообразный утолщенный участок плиты).
2. Учитывать все участки, суммируя несущие их способности плиты, при этом для участков разной высоты принимать разные h0.
3. Какой-то другой способ.

[realdoc]

Сообщение от alexandr_popov но разве расчет на продавливание расчитывается не по формуле Fпред=Rbt*Ab ? где Ab может считаться для каждого участка отдельно и суммироваться?

Для этого на каждом участке должно быть схожее напряженно-деформированное состояние. Очевидно что у ребра и плитной части очень разное напряженное состояние.
Т.е. Вы пытаетесь взять формулу СП отказавшись от предпосылок которые были приняты при ее выводе и, соответственно, ограничивают область ее применимости.

[alexandr_popov]

при расчете на продавливании не вижу разного

Сообщение от realdoc напряженно-деформированное состояние

логика расчета проста и понятна, надо чтобы бетон на срез выдержал, в чем тут проблема не понимаю.

[realdoc]

Сообщение от VVN59 Меня очень заинтересовал парадокс (нонсенс), описанный Вами в #13 (рез-т расчёта на Q перекрытия с балками и без них. Что проходит, а что - нет). Если не трудно - дайте исходные данные по этому "парадоксальному случаю". Т. е. - габариты сечения, нагрузки и нормативные документы, которые приводят (при их использовании) к такому результату.

Да это несложно. Давайте рассуждать:
1. Плита толщиной 200.
2. Сетка 6х6.
3. Балки примыкают с двух сторон (не с 4-х).
4. Ширина балок 400мм, высота вместе с плитой 400мм (1/15 пролета, т.е. вполне нормально).
5. Расчетной поперечной арматуры нет.
6. Защитный слой 40мм.
7. Бетон В25.
8. Для того чтобы исключить инсинуации по поводу длины проекции наклонной трещины в балках и приукрасить пример, примем, что вся нагрузка приложена в центре ячеек между колоннами.
9. Считаем по СП 52-101-2003.
Только давайте не будем рассуждать о том, что в такой схеме балок никто делать бы не стал, это не "общепринятые размеры" балок и т.п. Есть конкретная схема - считаем ее на продавливание и две балки на поперечную силу.
У меня получилось что плита на продавливание воспринимает намного больше чем обе балки на поперечную силу, а у Вас?

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от alexandr_popov логика расчета проста и понятна, надо чтобы бетон на срез выдержал, в чем тут проблема не понимаю.

Если бы все было так просто... Попробуйте посчитать эти напряжения "среза" когда несущей способности бетона недостаточно и недостающая несущая способность компенсируется арматурой.
Попробуйте их оценить и когда в плите напряжения двух знаков и когда только одного (причем плита растянута полностью во всех направлениях), т.е. трещины являются сквозными. Уже не получается такая простая формула, согласитесь?

[VVN59]

К #17
Вот видите. Вы-же Сами сказали, что "эти люди [I]видимо[/i]" имели отношение к..." (чему-то).
Я знаю "теоретиков" - это люди ищущие и спорящие (постоянно) (причём - между собой) - иногда им нужна некая аудитория (что-б не было скучно) - туда и попали (видимо).
Они будут спорить ещё очень долго, и не ясно, кто из них будет прав (и надолго-ли) - всё меняется в этом мире.
НО ПОКА - СУЩЕСТВУЮТ ОБЩЕПРИНЯТЫЕ ПРАВИЛА. (видимо - следует придерживаться именно их).

И ещё. Я добавил некий вопрос в свой # (жду ответа).

"Меня очень заинтересовал парадокс (нонсенс), описанный Вами в #13 (рез-т расчёта на Q перекрытия с балками и без них. Что проходит, а что - нет).
Если не трудно - дайте исходные данные по этому "парадоксальному случаю". Т. е. - габариты сечения, нагрузки и нормативные документы, которые приводят
(при их использовании) к такому результату."

[Boris_1]

Сообщение от eilukha - начнём постепенно уменьшать высоту утолщения до нуля, в какой момент Вы скажете, что это уже не балочная схема, а плитная? Кстати, балочные схемы применяют и для плоских перекрытий.

Вас интересует чисто научный вопрос или практический?
Скажу так. Железобетон нужно сначала конструировать, а потом рассчитывать.
Допустим шаг колонн 6. Имеем балки как по буквенным, так по цифровым осям. К примеру толщина плиты 200м. Если выступающее ребро балки из под плиты 400...300мм и даже если 200мм при адекватной ширине ребра, то считайте наклонное сечение балки.
К примеру выступающее ребро балки из под плиты 100мм. Да, есть над чем подумать. Но зачем конструировать такую балку и пытаться решить не совсем ясную задачу?

[realdoc]

Сообщение от VVN59 Вот видите. Вы-же Сами сказали, что "эти люди видимо" имели отношение к..." (чему-то).

Да это я так пошутил :-). Конечно эти люди имели прямое отношение к нормативным документам.

Сообщение от VVN59 Я знаю "теоретиков" - это люди ищущие и спорящие (постоянно) (причём - между собой) - иногда им нужна некая аудитория (что-б не было скучно) - туда и попали (видимо).

Несомненно.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Boris_1 Но зачем конструировать такую балку и пытаться решить не совсем ясную задачу?

Я разговаривал с одним ученым, так он считает, что несправедливо распространять данные 15см кубиков на 12м балки. Так что то, что считать "понятными" балками это вопрос открытый.

[Boris_1]

Сообщение от realdoc Я разговаривал с одним ученым, так он считает, что несправедливо распространять данные 15см кубиков на 12м балки. Так что то, что считать "понятными" балками это вопрос открытый.

К примеру, в рекомендациях руководства по конструированию содержатся рекомендации по конструированию "понятных" балок, для Вас такие балки "понятные"?
Вы говорите о случае, когда несущей способности наклонных сечений балок было не достаточно, а несущей способности плиты на продавливание хватало для восприятия продавливающих усилий. Как Вы определили поперечное усилие в балках?
Кстати, в старом СНиПе был учет работы свесов при расчете наклонных сечений.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 К примеру рекомендации руководства по конструированию - для меня "понятные" балки, а для Вас?

Я Вам приведу пару самых что ни на есть банальных примеров, из самых основ железобетона, даже бетона:
Всем известно, что класс бетона это прочность..., выраженная в МПа.... с обеспеченностью 95%. Что это значит? То, что не менее 95 образцов из 100 покажут прочность не мене данной.
Итак:
1. Берем и ставим 4 кубика рядом таким образом, что образуется сечение 30х30. Какая обеспеченность у такого сечения? Для разрушения надо чтобы средняя прочность 4-х кубиков была ниже, чем кубиковая, но у каждого-то кубика обеспеченность не 50%, а 95%.
2. Берем 4 кубика и ставим их друг на друга - для разрушения достаточно любого кубика, а у каждого есть 5% вероятность разрушения. Какая обеспеченность у полученного элемента?
Вам все еще понятны любые элементы предусмотренные руководством по конструированию? Мне нет.

[Boris_1]

Сообщение от realdoc 1. Берем и ставим 4 кубика рядом таким образом, что образуется сечение 30х30. Какая обеспеченность у такого сечения? Для разрушения надо чтобы средняя прочность 4-х кубиков была ниже, чем кубиковая, но у каждого-то кубика обеспеченность не 50%, а 95%. 2. Берем 4 кубика и ставим их друг на друга - для разрушения достаточно любого кубика, а у каждого есть 5% вероятность разрушения. Какая обеспеченность у полученного элемента?

Вас не в ту степь понесло.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Вас не в ту степь понесло

Суббота же :-). Отдыхаем.
В каждой шутке ест доля шутки - если Вам больше нравится про балки - пожалуйста тоже самое про балки: надежность (вероятность безотказной работы) какой балки выше - армированной 2-мя 20-ми стержнями или 8-мью 10-ми? Скажу честно - не знаю. Думаю, что 8-мью 10-ми больше.
И таких примеров - миллион, а мы еще даже материалы не прошли, не дошли до конструирования, не дошли до теории железобетона.
С днем Победы!!! С Праздником!

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от Boris_1 Кстати, в старом СНиПе был учет работы свесов при расчете наклонных сечений.

Это кстати был отдельный нонсенс - при определенном соотношении усилий и размеров получалось, что не ставишь поперечную арматуру - свесы учитывать нельзя, требуется поперечная арматура, ставишь поперечную арматуру, учитываешь свесы - поперечная арматура по расчету не требуется :-) :-) :-).

[Boris_1]

Сообщение от realdoc С днем Победы!!! С Праздником!

И Вас с Великим Днём Победы!

Начну так. ГОСТ на определение прочности бетона устанавливает методы определения предела прочности бетона с определенной доверительной вероятностью, на мой взгляд Ваше сравнение находится в некой другой плоскости, т.к. затрагивает надежность конструкций.
Очень плохо, что нормотворцы не удосуживаются объяснять применяемые подходы так, как это было сделано в отношении СНиПа 84 года.

[eilukha]

Сообщение от Boris_1 К примеру выступающее ребро балки из под плиты 100мм. Да, есть над чем подумать.

- почему Вы объявили именно 100 мм - границей, когда уже "есть над чем подумать"? На каком основании? Вот вполне практическая задача: не хватает прочности при продавливании плоского перекрытия, какие минимальные утолщения следует выполнить, чтобы обеспечить прочность? И как это проверить?

Сообщение от Boris_1 в старом СНиПе был учет работы свесов

- сжатых свесов, это не наш случай.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Начну так. ГОСТ на определение прочности бетона устанавливает методы определения предела прочности бетона с определенной доверительной вероятностью, на мой взгляд Ваше сравнение находится в некой другой плоскости, т.к. затрагивает надежность конструкций.

Да это все понятно. Я о том, что мы пытаемся проектировать надежные конструкции разных размеров, армирования и т.п. понятия не имея о том, различаются ли коэффициенты вариации прочности кубов и призм (суть кубов поставленных друг на друга), не зная о том, является ли коэффициент вариации характеристикой количества стержней или площади их сечения.
Я именно об этом и говорил - мы находим балки из руководства "понятными", в то время как тот, кто это руководство писал вовсе не находит их понятными до сих пор. Это нисколько не преумаляет великой роли руководства и прочих документов.

Сообщение от Boris_1 Очень плохо, что нормотворцы не удосуживаются объяснять применяемые подходы так, как это было сделано в отношении СНиПа 84 года.

Да они бы рады, просто раньше печаталась куча пособий, руководств и т.п. вспомогательной литературы на госденьги. Сейчас эти все выкладки показывающие что как было получено тоже есть, но не за свои же деньги им печатать.

Сообщение от eilukha - сжатых свесов, это не наш случай.

Другое имеется ввиду - не при расчете на изгибающий момент, а при расчете на поперечную силу.

[eilukha]

Сообщение от realdoc не при расчете на изгибающий момент, а при расчете на поперечную силу.

- на Q старые нормы учитывали тоже только сжатые свесы тавра.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 не удосуживаются объяснять применяемые подходы так, как это было сделано в отношении СНиПа 84 года.

Мне всегда вот этот пункт нравился в СНиП 2.03.01-84*, можно сказать мой любимый:

1.36. После образования трещин следует использовать модель анизотропного тела общего вида при нелинейных выражениях зависимостей усилий или напряжений от перемещений с учетом следующих факторов: углов наклона трещин к арматуре и схем пересечения трещин; раскрытия трещин и сдвига их берегов; жесткости арматуры: осевой - с учетом сцепления с полосами или блоками бетона между трещинами; тангенциальной - с учетом податливости бетонного основания у берегов трещин и соответственно осевых и касательных напряжений в арматуре в трещинах; жесткости бетона: между трещинами - на осевые силы и сдвиг (снижается для схемы пересекающихся трещин); в трещинах - на осевые силы и сдвиг за счет зацепления берегов трещин при достаточно малой их ширине; частичного нарушения совместности осевых деформаций арматуры и бетона между трещинами. В модели деформирования неармированных элементов с трещинами учитывается лишь жесткость бетона между трещинами. В случаях возникновения наклонных трещин следует учитывать особенности деформирования бетона над наклонными трещинами.

[atos88]

Сообщение от realdoc Да это несложно. Давайте рассуждать: 1. Плита толщиной 200. 2. Сетка 6х6. 3. Балки примыкают с двух сторон (не с 4-х). 4. Ширина балок 400мм, высота вместе с плитой 400мм (1/15 пролета, т.е. вполне нормально). 5. Расчетной поперечной арматуры нет. 6. Защитный слой 40мм. 7. Бетон В25. 8. Для того чтобы исключить инсинуации по поводу длины проекции наклонной трещины в балках и приукрасить пример, примем, что вся нагрузка приложена в центре ячеек между колоннами. 9. Считаем по СП 52-101-2003. Только давайте не будем рассуждать о том, что в такой схеме балок никто делать бы не стал, это не "общепринятые размеры" балок и т.п. Есть конкретная схема - считаем ее на продавливание и две балки на поперечную силу. У меня получилось что плита на продавливание воспринимает намного больше чем обе балки на поперечную силу, а у Вас?

Разрешите вмешаться.
Самое удобное пособие по расчету плоских плит - "Рекомендации... " Залесова.
Так как Q есть производная от M, то можно сделать вывод о том, что поперечная сила (и продавливающая) распределяются как моменты. В качестве подтверждения данного предположения - ACI 314 (формулы очень близки).
Распределение моментов между балками и плитой посчитаем по рекомендациям п.3.25. l_2/1l_1=1. a=(40*40^3)/(600*20^3)=0.53.
Отсюда вывод о том, что где-то половина усилий Q - идет на балки (поперечная сила) и примерно столько же - на плиты (продавливание).
Извиняюсь за сумбур - вечер выходного))

[Boris_1]

Сообщение от realdoc Мне всегда вот этот пункт нравился в СНиП 2.03.01-84*, можно сказать мой любимый:

Кто бы знал как это делать
Я думаю Вы поняли, что я хотел сказать

[realdoc]

Сообщение от eilukha - на Q старые нормы учитывали тоже только сжатые свесы тавра.

Согласен, перепутал с логикой вывода Qb - определение момента сопротивления наклонного сечения, там растянутая полка играет роль, хотя нормами это не учитывается. Да и в балках в конце наклонного сечения свесы уже зачастую сжатые даже в неразрезных схемах.

----- добавлено через 56 сек. -----

Сообщение от Boris_1 Кто бы знал как это делать

Да я об этом и говорю - сомневаюсь, что за 30 лет нашелся хоть один человек, который это сделал. Я имею ввиду практических инженеров, а не ученых.

[alexandr_popov]

Не буду больше тут заниматься ананизмом вокруг стандартного расчета, на коленке прикинул: Ваши балочки на срез 330 кН выдержат (причем ещё существенно занижено значение), а взяв нагрузку от площадки опирания на колонну плиты перекрытия 5*36+2*6*2=204 кН получается и от временной 3*36=108, в итоге 312 кН нагрузки на колонну. В курсовике в универе такую систему расчитывали сперва собирая нагрузку на главную балку с плиты и затем уже балку (в вашем случае 400х400) и консоль (400х600) по наклонным сечениям и на верхнее армирование считали(зачастую учитывая платический шарнир). Вобщем продавливание проходит, по расчету по наклонным сечениям надо шаг поперечной арматуры определить, плиту можно расчитать представив системой балок шириной 1м, опирающимися на главную балку 400х400. А так лира сама расчитает нагрузки прекрасно, а Лира-АРМ ещё и арматуру подберет.

[realdoc]

Сообщение от atos88 Распределение моментов между балками и плитой посчитаем по рекомендациям п.3.25. l_2/1l_1=1. a=(40*40^3)/(600*20^3)=0.53.

Хорошее замечание - в практических целях думаю очень подходящий метод, но даже при этом:
а) мы можем подобрать нагрузку, при которой балки уже не проходят, а отдельно плита проходит.
б) распределение моментов в самой значительной мере определяется физической нелинейностью, т.е. жесткостью балок и плиты, поэтому определять даже моменты как для упругого тела я считаю крайне неверным, про поперечные силы не готов сказать, но точно не лучше ситуация. По моему опыту в плитах коэффициент снижения жесткости меньше чем в балках, т.е. балки возьмут на себя больше нагрузку чем это получается по приведенной выше логике.
в) это вообще не по нормам. Как впрочем и все мои измышления :-)

Сообщение от atos88 Извиняюсь за сумбур - вечер выходного))

Аналогично :-)

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от alexandr_popov А так лира сама расчитает нагрузки прекрасно, а Лира-АРМ ещё и арматуру подберет.

Спасибо, повеселили :-) . К вечеру субботы еще больше настроение подняли. Рассчитывать в МКЭ программах продавливание и наклонные сечения это супер.

Сообщение от alexandr_popov на коленке прикинул: Ваши балочки на срез 330 кН выдержат (причем ещё существенно занижено значение)

Что-то я не понял, это Вы по какому примеру отвечали - автора или по моему?