[Lheu]

у меня просто крик ... подскажите .. если знаете .. где можно подглянуть расчет ребристой панели ребрами вверх? ...

[Simonoff]

2 DEM
За разъяснения - большое дембельское СПАСИБО !!!

[Denbad]

1. Есть пособие к СНиП 2.03.01-84 "Проектирование железобетонных сборно-монолитных конструкций" в нем раздел "Расчет прочности контактных швов" там вполне доступно расписано как посчитать совместную работу старого и нового бетона.
2. Если по расчету потребуется насечка поверхности и/или дополнительная армирование на сдвиг объясните строителям/инвесторам что "чудесов не бывает", сэкономили на опалубке перевернув ребра - раскашеливайтесь на производстве работ и материалах.

[Simonoff]

2Denbad
За разъяснения - большое дембельское СПАСИБО !!!

[EUDGEN]

Lheu

... подскажите .. если знаете .. где можно подглянуть расчет ребристой панели ребрами вверх? ...

1. Вот фрагмент сделанный в СКАДе.
2. Проблем как бы нет, ну разве что учет шва бетонирования и топологию (габарит) ребра, контактируемый с телом плиты.
Кстати, тема "Рерами вниз..." на форуме есть. Там, правда, н.д. проблемы...
3. По поводу шва бетонирования: проблема несколько преувеличина - ось эпюры напряжений для таврового изгибаемого сечения нах-ся близко у линии шва...Сдвиг по шву бетонирования незначителен с удерживающей парой AS1 + AS2 и трением бетона по бетону, да и поперечка (нагели) помогают.
4. А качество работ - так оно д.б. на всех этапах...
[ATTACH]1178110025.jpg[/ATTACH]

[Simonoff]

2EUDGEN У ВАС ребро задано стержнем , а плита пластинами .

??условие примыкания стержня к плите??

жесткие вставки или АЖТ ?
У меня АЖТ чего то глючат ...

P.S. Может кинете схемку , а я ее объемниками наберу ???

[EUDGEN]

Simonoff

У ВАС ребро задано стержнем , а плита пластинами . ??условие примыкания стержня к плите?? жесткие вставки или АЖТ ?

1. Процесс моделирования, к сожалению, неоднозначен, и это не есть беда, но надо четко представлять:
а). чего мы добиваемся от моделирования;
б). что с чем сопоставляем;
в). и наконец, уверены ли мы, что в реальности, конструкция именно так и работает?
2. Точнее всего моделируется одиночный стержень - его поведение строго аналитическое (легко проверяется по формулам и подтверждается экспериментально). Моделируя стержень объемниками мы сразу попадаем в зависимость от размеров сетки, граничных условий, схемы приложения нагрузок и т.п.
Так и надо поступить: посчитать две модели и сопоставить, хотябы по перемещениям.
3. Далее - модель плиты плоской и набранной объемниками. Сопоставление и выводы.
4. И наконец, плита с ребром-стержнем на жестких вставках (АЖТ не пользуюсь по причине непонимания сей опции) и плита с ребром в объемниках. Сопоставляем, удивляемся, возмущаемся, но удовлетворены действом .
5. Все выше сказанное относительно просто вплоть до рез-тов армирования...и до попыток учета нелинейности.
6. Верно высказались Сергей Д, novinkovи др. коллеги на теме http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=13129

ТОЧНОСТЬ РЕЗУЛЬТАТОВ НЕ МОЖЕТ БЫТЬ ВЫШЕ ТОЧНОСТИ ИСХОДНЫХ ДАННЫХ

Сказано просто, но очень верно....талантливые, черт побери .
PS
А тест-схему соорудить минутное дело, а главное: схемка д.б. простой и однозначно трактуемой.
К сожалению тема с учетом нелинейности пока заброшена...лично я еще не созрел для ее реанимаации , жду новые силы...

[makyha]

Сообщение от Т@тьян@ если все было бы так просто, я бы не просила помощи у людей, я просто столько уже насчитала, что выгляжу примерно так :shock: Если все таки не сложно пришлите хоть какой-нить пример, pleaseeeeeeeeeee

Т@тьян@- я так полагаю вы уже нашли этот расчет, не могли бы вы со мной им поделиться

[MiCHEL777]

При обследовании здания 50х годов также столкнулись с корытными плитами ребрами вверх.
В данных плитах не выполняется конструктивное требование к поперечной арматуре по шагу h0/2=200/2=100<150 мм, поэтому считаем Qsw=0.
Очень критичен расчет по поперечной силе и возник вопрос.
Вопрос при расчете Qb на поперечку какую ширину продольного ребра взять в расчет? Верхнюю, нижнюю, среднюю?
Вроде как трещина начинается из нижней зоны где большая ширина ребра, с другой стороны где то на форумах писали что надо брать по сжатой зоне
а это верхняя часть ребра. В учебнике Линовича на 490 странице есть подобный расчет и он берет верхнюю ширину ребра но может он делает так в запас.

[gorbun]

Сообщение от MiCHEL777 При обследовании здания 50х годов также столкнулись с корытными плитами ребрами вверх. В данных плитах не выполняется конструктивное требование к поперечной арматуре по шагу h0/2=200/2=100<150 мм, поэтому считаем Qsw=0. Очень критичен расчет по поперечной силе и возник вопрос. Вопрос при расчете Qb на поперечку какую ширину продольного ребра взять в расчет? Верхнюю, нижнюю, среднюю? Вроде как трещина начинается из нижней зоны где большая ширина ребра, с другой стороны где то на форумах писали что надо брать по сжатой зоне а это верхняя часть ребра. В учебнике Линовича на 490 странице есть подобный расчет и он берет верхнюю ширину ребра но может он делает так в запас.

Берите площадь сжатого сечения.
По верхней ширине ребра естественно в запас будет

[MiCHEL777]

Еще один вопрос к знатокам по расчету на поперечную силу.
У Гарбусенко в вопросах и ответах по расчету ЖБК (во вложении) написано что поперечную силу на ригель при опирании элементов на нижнюю полку надо брать прямо у опоры не вычитая расстояние до края наклонного сечения и следовательно снижение Q. Можно ли взять этот принцип и для корытных плит?
В СП63 расчет на поперечку выполняется либо по формуле 8.56 либо по 8.60 но тогда вопрос как учитывается то что Q берется максимальным в формуле 8.60.
По разным формулам получатся разные результаты расчет.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 В СП63 расчет на поперечку выполняется либо по формуле 8.56 либо по 8.60 но тогда вопрос как учитывается то что Q берется максимальным в формуле 8.60.

Не максимальным. Берется в нормальном сечении с эпюры Q с учетом всех нагрузок (в верху и внизу). Это отличие от определения Q в наклонном сечении.

[MiCHEL777]

Я так понимаю что формулы 8.56 и 8.60 должны сходится.
В формуле 8.56 расчет ведется через проекцию и при удалении от опоры поперечная сила берется в нормальном сечении которое соответствует крайней точке наклонного сечения. То есть Q=Qmax-qc. Таким образом учитывается уменьшенное значение Q при возрастании проекции с. НО!!! в случае передачи нагрузки через нижнюю полку (как в случае с корытными плитами) согласно Гарбусенко Q=Qmax.
В формуле 8.60 расчет ведется в каждом конкретном сечении и на расстоянии от опоры 2.5h0 мы сравниваем 0.5Rbth0 с поперечкой в конкретном сечении.

В общем в случае корытной плиты по формуле 8.56 мы получим соотношение с Qmax
а по формуле 8.60 с пониженным значением Q.
Как так?
Кстати в старых нормах вообще считалось если Q<Rbt b h (1956) то поперечная арматура не нужна, что не соответствует современным нормам.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Я так понимаю что формулы 8.56 и 8.60 должны сходится.

Чего вдруг. Если бы сходились, то выбрали бы одну.
Не будут на сей момент сходится метода расчета на предельные усилия в наклонном сечении и на срез в нормальном сечении.

Сообщение от MiCHEL777 Как так?

Как то так.

[MiCHEL777]

Подскажите по рисунку как кому кажется правильнее?

[MiCHEL777]

Насчет среза:
Где то в старых нормах вроде видел длинную формулу Qb как на последней странице в DOC1, интересно откуда она.
Но все эти расчеты на поперечку предваряет выполнение условия 3.18 СНиП 1954 (прикладываю страницу) и скорее
всего дальнейшие расчеты во многих случаях уже не проводились.

[SergeyKonstr]

Вариант 2, поскольку по варианту 3 наклонная трещина образовалась, она разбила опорную зону на два блока, в одном блоке осталась опорная реакция, в другом все остальные нагрузки.
Про 1956 год во вложении.

[MiCHEL777]

Спасибо за ответ. Проблема в том что вариант два не вяжется с несущей способностью плит приведенной в серии.
в посте 28 приведена несущая способность плиты 1300 кг/м2. Что соответствует Q = qbl/2 = 1300 1.6 3.5/2 = 3640 кг
А у нас согласно варианту №2 всего Qb = 2300 кг то есть перегрузка 156%.
Но ведь серию разрабатывали советские специалисты.Они лучше нас знали сколько несут плиты и испытывали их и так далее. Как так?
Ответ есть - они ориентировались на условие 3.18 из 35 поста.
Вопрос: как сейчас адекватно оценить несущую способность плиты по поперечной силе?

[SergeyKonstr]

А что, поперечной арматуры нет?
Насколько помню, мы советские специалисты, всегда ее ставили.

[MiCHEL777]

Поперечная арматура есть. Но она конструктивная потому что выполняется условие 3.18 и по расчету она не нужна.
И это согласуется с тем что она не удовлетворяет современным требованиям.
Согласно современным требованиям шаг поперечной арматуры должен быть не менее 0.5h0 то есть 0.5 200 = 100 мм,
а фактически и согласно серии арматура установлена с шагом 150 и 200 мм то есть мы не можем ее учитывать
в расчете (требование 8.1.33 СП 63) и Qsw=0.

[SergeyKonstr]

Ну если про раньше говорить, то в формуле 8.61 было бы Qb1=0,6*7,65*30*20=2754 >Q на расстоянии 2,5*ho от опоры =2600, наклонной трещины нет, разделения блоков нет, нижняя нагрузка не отрывается от балки.