[Нитонисе]

Есть такая схема.



Несущая способность по попречной силе определяется так:

Q = Qb * Qsw

Qb рассчитывается в зависимости от расстояния до наиболее опасного сечения. В нормах указано, что наиболее опасным сечением является сечение на расстоянии равном расстоянию до сосредоточеной силы. Если же действует равномерно распределнная нагрузка, то по выражению:

Корень квадратный(Mb/q)

А если действует и сосредоточеная сила и нагрузка? Первое сечение, которое напрашиваетя в расчет - сечение под сосредоточеной силой. Но ближе к опоре внутренние поперечные усилия возрастают и их надо бы тоже проверить. Как задаться размером проекции наклонного сечения?
Как эту проекцию определять в случае равномерно распределенной нагрузки, действующей только на части пролета?

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Но ведь расчет с хомутами покажет что бетона достаточно, т.е. не требуются? :-). Это уже умозаключение, что надо руководствоваться более надежным решением, но в нормах про данную неопределенность ведь нет ничего?

Где-то в нормах есть, точно не помню где, но где-то читал, хотя может это применительно не к строительству, а к какой-то другой сфере, но если провести анналогии со строительством, то то положение звучит так - "Если в нормах есть противоречащие положения, то необходимо руководствоваться теми из них, которые обеспечивают бОльшую надежность". Это логично и именно этим принципом я руководствуюсь.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург И что вы будете делать в ситуации когда Q=0,5*Rbt*b*h0?

правильный ответ - ставить в соотв. с конструктивными требованиями. Вообще не ставить нельзя, за исключением нескольких случаев, которые к данному не относятся.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе Это логично и именно этим принципом я руководствуюсь

И это правильно.
Но вот Вам еще загадки:
А если вышли новые нормы которые позволяют то что старые не позволяли? Стоит руководствоваться более жесткими старыми или менее жесткими, но новыми. Единого мнения нет - даже некоторые эксперты полагают что более жесткими.
А если новые более жесткие и в соответствии с ними конструкции не проходят, а по старым проходят и простояли 20 лет? Надо кидаться их усиливать?
А если по новым нормам не удовлетворяются только конструктивные требования, например максимальный шаг хомутов, а по старым такого не было?
Однозначных ответов быть не может, т.к. мир несущих конструкций разнообразен и не может быть описан едиными нормами на все случаи жизни. Позавчера Вы не знали как посчитать нормальное сечение, а сегодня у Вас в арсенале уже несколько вариантов, так что все течет, все меняется.
Cheap, в некоторых случаях можно и вообще не ставить, почему это они сюда не относятся (например сплошные плиты любой высоты), а если ставятся по конструктивным требованиям, но не удовлетворяют 0,25Rbt*b?
А еще раньше было что если ставишь хомуты, то полки тавровых учитываешь, а если не ставишь не учитываешь, тоже можно было попасть в затруднение. А еще раньше было что хомуты ставить надо на четверть пролета, а теперь нет.
Я ведь не говорю что правильно не ставить, я говорю что в нормах есть ловушки для неокрепших умов.

[Нитонисе]

Евгений, Екатеринбург, это вовсе не загадки. Если есть действующие нормы - я буду именно ими руководствоваться, вне зависимости от того что требовали старые.
И если старые конструкции, которые я проектировал по старым нормам, новым нормам уже не отвечают - я никуда не кинусь их усиливать, потому что эти конструкции запроектированы в соответствии с действующими на тот момент нормами.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург некоторых случаях можно и вообще не ставить, почему это они сюда не относятся (например сплошные плиты любой высоты

в общем-то пункт 8.3.11 моей любимой сп-шки 52-101-2003 расписывает подобные случаи, которые я неаккуратно отнес "не к данному". Конечно, может автор и плиту считает по балочной схеме, все бывает)

Сообщение от Евгений, Екатеринбург а если ставятся по конструктивным требованиям, но не удовлетворяют 0,25Rbt*b

То есть удовлетворяют, Вы имеете в виду?
Если я Вас правильно понял, то вопрос звучит так "Что делать, если мы не учли в расчете поперечную арматуру, поставили ее в соотв. с конструктивными требованиями, но условие пункта 6.2.34
qsw>0.25Rbt*b выполняется и мы должны учесть поперечную арматуру расчетом?"
1. Ответ вижу такой - оставляем чисто конструктивное армирование
2. Начинаем по формуле 6.66 (надо же, какой номер у нее!)) проверять ряд расчетных наклонных сечений и быстро убеждаемся для для всех них условие 6.66 выполняется, и, мало того, даже только Qb достаточно для обеспечения прочности сечения (у нас ведь Q=0,5*Rbt*b*h0 из поста 22)
3. Идем к пункту 8.3.11 и по абазацу
"В балках и ребрах высотой 150 мм и более, а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более,
на участках элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, следует
предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 0 0,75h и не более 500 мм." убеждаемся что все у нас хорошо."
В результате таких несколько искуственных действий у нас.
1.Расчетом обеспечивается прочность элеметна при работе на попречную силу
2. Расчетом учтена поперечная арматрура, то есть показано, что ее достаточно (несмотря на то, что достаточно даже одного бетона)

Ну как, сдал бы я Вам экзамен?

а то, что Шаг поперечной арматуры, учитываемой в расчете, должен быть не больше Rbt*b*ho*ho/Q, так при нарушении этого требования расчет производят
из условия (6.66) принимая усилия Qsw равными нулю. Как ни крути, все равно в п. 8.3.11 приходим))

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Я ведь не говорю что правильно не ставить, я говорю что в нормах есть ловушки для неокрепших умов.

Сегодня с начальником спорили как считать осадку фундамента по СНиП. Так и не пришли к общему мнению, хотя картинки нарисованы и обозначения подписаны, выходило, что мы оба правы, только, если по моему считать, то осадка будет гораздо больше, чем если считать по моему начальнику. Такие вот чудеса. Как-нибудь подниму эту задачу на форуме, на первый взгляд тривиальную, но только на первый

[baryshnikoff]

Сообщение от cheap Если я Вас правильно понял

наоборот: если конструктивно установленная поперечная арматура может воспринять меньше 25% от величины воспринимаемой бетоном.

[cheap]

baryshnikoff,
при нарушении этого требования расчет производятиз условия (6.66) принимая усилия Qsw равным нулю. Все равно прочность обеспечена, один ведь бетон "тянет" в нашем случае
В чем суть вопроса тогда?

[Pete]

Наиболее опасными явлются наклонные трещины с проекцией в интервале h0=< c <=2h0

[cheap]

а если на расстоянии 3ho приложена сосредоточеная сила?)

[Евгений, Екатеринбург]

cheap, все Ваши рассуждения проистекают из СП52-101-2003, в нем-то как раз и нет разночтения, а в СНиП 2.03.01-84* и как выяснилось в СНБ есть.

Сообщение от cheap делать, если мы не учли в расчете поперечную арматуру, поставили ее в соотв. с конструктивными требованиями, но условие пункта 6.2.34 qsw>0.25Rbt*b выполняется и мы должны учесть поперечную арматуру расчетом

Не должны, а можем учесть.
Вопрос в том что есть формула СНиП 2.03.01-84* которая относится к учитываемым в расчете хомутам (про конструктивность хомутов эта формула не говорит), но если считать по этой формуле то хомуты не требуются. И есть формула (№84 по моему) для расчета без хомутов, по которой эти хомуты требуются. И с учетом тавровых полок (повышающий коэффициент фиf, увеличение до 1,5). Для учета полок требуются надежно заанкеренные хомуты, но если поставить, то хомуты не требуются так как достаточно одного бетона.

Сообщение от cheap Все равно прочность обеспечена, один ведь бетон "тянет" в нашем случае

Для одного бетона по СНиП формула 84 и тогда один бетон "не тянет" - замкнутый круг получается.
Ваш ответ надежный, и в этом смысле правильный, но не имеет под собой буквы СНиПа (я не придираюсь, а так - развлекаюсь ведь загадками). Сейчас эти разночтения убрали и вопросов не возникает.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Сейчас эти разночтения убрали и вопросов не возникает.

На то в НИИЖБе ученые умы и сидят) Залесов А.С. в частности

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Для одного бетона по СНиП формула 84 и тогда один бетон "не тянет" - замкнутый круг получается.

Q<1.5Rbt*b*ho^2/c - для тяжелого бетона - формула 84 СНиП вырождается в формулу 6.66 СП. Разве нет?
+Qb,min=0.6Rbt*b*ho
а у нас Q=0.5Rbt*b*ho (ну, или в случае СНиП 0.6)
Опять таки "тянет" все)
Я, наверное, где-то какое-то логическое звено упускаю.
PS. Сам пока не успел попробовать, но руки "уже чешутся" ансисом и солидом 65 получить опасную проекцию наклонной трещины. Не пробовали получить и сравнить с нормами? Аналогично с расчетом пространственного сечения на кручение.

Offtop: Судя по темам автор изучает жбк... скоро пойдут вопросы из следующих глав!
Вспомнил как нас учили - определять трещины исходя из опорной рекакции - она в любом случае сосредоточенная сила. Хотя мне кажется это несколько странным, тк весь расчет построен исключительно на опытах...

[-=Xaoc=-]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург cheap, все Ваши рассуждения проистекают из СП52-101-2003, в нем-то как раз и нет разночтения, а в СНиП 2.03.01-84* и как выяснилось в СНБ есть.

СНиП 2.03.01-84* отметен с 1.03.2004

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Вопрос в том что есть формула СНиП 2.03.01-84* которая относится к учитываемым в расчете хомутам (про конструктивность хомутов эта формула не говорит), но если считать по этой формуле то хомуты не требуются.

Дело в том, что выделять отдельно поперечную силу, воспринимаемую бетоном в формуле определния несущей способности с учетом поперечной арматуры - не следует. Это не самостоятельная величина. Она показывает какую поперечную силу может воспринять бетон при наличии арматуры. Как только вы арматуру убрали - бетон ту же силу воспринять не может. То есть получается некое косвенное влияние армирования на несущую способность бетона.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap На то в НИИЖБе ученые умы и сидят) Залесов А.С. в частности

Да А.С. Залесов король железобетона.
Только и нам без ума не гоже проектировать.

Сообщение от cheap Опять таки "тянет" все) Я, наверное, где-то какое-то логическое звено упускаю.

Вопрос вот в чем:
Предположим что С=2,2ho (ну допустим сила там сосредоточенная приложена).
И сравните теперь результаты по формуле 76 и 84.

Сообщение от cheap PS. Сам пока не успел попробовать, но руки "уже чешутся" ансисом и солидом 65 получить опасную проекцию наклонной трещины. Не пробовали получить и сравнить с нормами? Аналогично с расчетом пространственного сечения на кручение.

Боюсь браться за такую задачу - достоверные опытные данные отсутствуют (у меня), а со СНиПом в данном случае сравнимать не имеет смысла - СНиП дает не "правильное" решение, а гарантированное, особенно при кручении. Так что калибровать модель не получится. С изгибом-то только для балки решил, следующее за что возьмусь это плиты.

Сообщение от -=Xaoc=- СНиП 2.03.01-84* отметен с 1.03.2004

Да мы тут развлекаемся на тему неточности в нормативной документации, а не ищем конкретный ответ по нормам.

Сообщение от Нитонисе показывает какую поперечную силу может воспринять бетон при наличии арматуры. Как только вы арматуру убрали - бетон ту же силу воспринять не может.

это не имеет никакого физического смысла, т.к. до образования трещин арматура практически не работает и бетон "не знает" что арматура в нем вообще есть. Сравните момент сопротивления простого сечения бетона и приведенного с учетом арматуры.

[-=Xaoc=-]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Да мы тут развлекаемся на тему неточности в нормативной документации, а не ищем конкретный ответ по нормам.

Вот именно это и происходит в постах Нитонисе.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от -=Xaoc=- Вот именно это и происходит в постах Нитонисе.

Он-то как раз свято верит в нормы и хочет их знать, а понимать не хочет, а я хочу его веру пораскачивать чуть-чуть :-). У него уже тень сомнения закралась - надо только последний клин забить.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Да мы тут развлекаемся на тему неточности в нормативной документации, а не ищем конкретный ответ по нормам.

... в рабочее время

Сообщение от Евгений, Екатеринбург И сравните теперь результаты по формуле 76 и 84.

по 76
Qb=0.9Rbt*b*h0
по 84
Qb=0.68Rbt*b*h0
Происходит это из-за разницы в коэффициентах фибетона2 и фибетона4. В СПшке они равны между собой и равны 1.5
Но как бы там ни было, в обоих расчетах по СНиП (без учета поп. ар-ры и с ее учетом) Qb не меньше 0.6Rbtbho (или 0.5 в СП) (п. 3.31 и п 3.32)
все равно, "тянет"

Сообщение от Евгений, Екатеринбург СНиП дает не "правильное" решение, а гарантированное

Золотые слова!
Но все равно, опасную расчетную трещину в Ансис, боюсь об заклад, получить можно, для короткой балки (при соблюдении принципа Сен-Венана) Имею в виду, что не настолько короткой, чтобы считать ее массивным телом или балкой-стенкой.
Численное решение, конечно, соответствия СП не даст, но характер разрушения покажет, вероятно, весьма похожий на правду.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap Qb=0.9Rbt*b*h0 по 84 Qb=0.68Rbt*b*h0 ... Но как бы там ни было, в обоих расчетах по СНиП (без учета поп. ар-ры и с ее учетом) Qb не меньше 0.6Rbtbho (или 0.5 в СП) (п. 3.31 и п 3.32) все равно, "тянет

Правильно, но ведь у Вас получилось не меньше, значит корректировать не надо? Значит если бы у Вас было Q=0,8*Rbt*b*h0 то и возникает указанная неопределенность.

Сообщение от cheap Численное решение, конечно, соответствия СП не даст, но характер разрушения покажет, вероятно, весьма похожий на правду

Направление трещин совпадает, но это я и без Ансиса мог сказать.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Значит если бы у Вас было Q=0,8*Rbt*b*h0 то и возникает указанная неопределенность

Наконец-то понял, о чем Вы.

Кстати, что такое Qb,min=0.5 Rbt*b*ho (по СП)? это Qb=1.5Rbt*b*ho^2/c для с=3*h0
Исходя из этого делаю вывод, что проверять сечения с величиной проекции с>3ho не имеет смысла из-за ограничения Qb величиной Qb,min и Qsw величиной Qsw=0.75*qsw*2h0 (п.6.2.34).

Выходит, что если Q>0.5Rbt*b*ho в наклонном сечении с с=3ho, то ставить хомуты надо. А все промежуточные "надо или не надо" опредялются проверкой каждого отдельного сечения.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Направление трещин совпадает, но это я и без Ансиса мог сказать.

Причина появлений наклонных трещин (да и любых других трещин, вызванных силовыми воздействиями, за исключением разрушения сжатой зоны бетона) - главные растягивающие напряжения в изгибаемом элементе. Кто помнит сопромат хоть немного, тот без труда нарисует их идеализированные траектории в шарнирной балке под равномерной нагрузкой. Трещины от растяжения бетона возникают на площадках, нормальных направлению этих напряжений.
Именно поэтому Вы и без Ансиса все можете сказать, но..
1. Действительно ли наклонная трещина прямолинейна, или имеет определенную кривизну (видел видео краш-тестов балок, идеально прямых наклонных трещин не видел. Может, это, конечно обусловлено крупным заполнителем бетона)
2. Как влияет попречная арматура на форму и длину проекции наклонной трещины?
3. Как влияет вид поперечной арматуры (отгибы или хомуты) на вопрос 2?

Это, конечно все словоблудие, переливание из пустого в порожнее, для развлечения больше, нежели чем для практической выгоды.
Хотя есть одна тема для численного, а затем и натурного исследования интересная -
раздавить по поперечной силе две балки - одну, армированную хомутами, другую - отгибами. При этом балки спроектировать так, чтобы по поперечной силе по нормам они несли одну и ту же нагрузку. Сравнить предельные нагрузки из численного эксперимента, провести эксперимент натурный, сделать выводы о том, какой вариант более надежный, дать кое-какие рекомендации, учесть опыт зарубежных коллег- вот уже и целый диссер к.т.н.а почти))) На простой обыденной задаче, между прочим)