[Jekson Echowar]

Здравствуйте. Тут тренировки ради попробовал посчитать простенькую задачку, и, в общем, как всегда …
Прошу, помогите правильно оценить результат, полученный при армировании ж/б колонн. Расчётная схема представляет собой «этажерку» из ж/б колонн, соединённых ж/б ригелями, по которым проходит ж/б плита перекрытия. Балки устроены по средней линии плиты. В местах опирания колонн на фундамент на колонны наложены жёсткие связи. Для простоты, полезная, снеговая и постоянные нагрузки объединена в одно загружение, указанное как постоянное. Расчёт проводился в Scad’е версии 11.5
При армировании элементов получаю на 1-м этаже некоторые колонны (например, на пересечении осей «К» - «4»), которые программа не армирует – указано «сечение мало по Qz» (если посмотреть элемент в «информация об элементе» - «арматура»). При расчёте данной колонны в «Арбате» (сначала «подбор арматуры в колонне», а затем «экспертиза колонны»; расчёт для простоты проводился только на усилия от постоянных, снеговых и полезной нагрузок, без учёта ветра), получены схожие результаты. При проведении экспертизы колонны в «Факторах» для неармируемого элемента указаны пп. 8.1.32 и 8.1.34 СП 63.13330.2012 – «Расчет железобетонных элементов по полосе между наклонными сечениями». По идее, в сжатой колонне этих трещин образовываться не должно, по крайней мере, при таком соотношении усилий.
Опять же, неармируемые участки колонны расположены кусками, ближе к середине стержня, что мне кажется несколько странным.
Прикладываю расчётный файл, а так же отчёты по расчётам в «арбате» колонны на пересечении осей «К» - «4».
Армирование ж/б элементов балок и колонн проводится по СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции» как 3D стержня с учётом трещиностойкости.
Спасибо. С уважением, Евгений.

P.S. Почему-то, в «Арбате» при описании 1-го участка,
хотя я и указываю в табличке арматуру S3 1диаметр 25, на изображении сечения он её не указывает.

[swell{d}]

Сообщение от Jekson Echowar попробовал посчитать простенькую задачку

Offtop: нихрена себе "простенькая задачка". что же Вы до этого-то проектировали?
А зачем у Вас колонны так мелко разбиты? Если бы не этот досадный момент, я бы рекомендовал Вам (сейчас меня закидают ... тряпками) поставить шарниры на все колонны в верхнем и нижнем сечении и считать Ваш "простенький" каркас как чисто связевый - все горизонтальные нагрузки уйдут в диафрагмы, которых у Вас хоть и не много, но должно хватить, как мне кажется.
Просто сейчас у Вас момент из балок уходит прямиков в колонны. По жизни же там сразу раскрывается трещина, которая отводит момент в пролёт балки, разгружая колонну.

П.С. По поводу Ваших расчётов в арбате - как бы колонны армируют немного не так =)

[eilukha]

По жизни же там сразу раскрывается трещина, которая отводит момент в пролёт балки, разгружая колонну.

- раскрывается, но с моментом равным предельному. Кроме врезания шарнира следует приложить ещё и предельный для колонны момент. Предельный момент пусть и меньше, чем при жёстком опирании, но и он может вызвать разрушение колонны посчитанной как центрально сжатой. Впрочем, в зависимости от соотношений сечений и армирования колонн и плит Вы можете быть правы, в общем же случае - не думаю.

[swell{d}]

Дык можно и колонну законструировать с шарнирами

[eilukha]

Как? В своё время я не нашёл такого решения.

[Krolik]

Не буду кивать, что колонны реально армируют не так. Вопрос в другом, в проверках на действие поперечной силы.
Явно сработал в проверке по полосе между наклонными сечениями учет нормальной силы. Однако, впечатление, что сработал неверно, хотя вопрос спорный, и зависит в какую ветку в п.8.1.34 попали в программе. Сыровато что-то работает актуализированный СП, и насторожило, что вы не смогли задать всю арматуру в 1ом участке колонны. Проверьте вашу колонну по СП 52-01-2003. Там тоже в Арбат есть учет нормальной силы в этой проверке (п. 6.2.33, п. 3.52 Пособия к СП 52-01-2003).

[Ralk]

Если я правильно вас понял, то прочтите часть "Расчет наклонных сечений" из статьи В.В. Габрусенко о сравнении норм. http://dwg.ru/dnl/4653

[Jekson Echowar]

Спасибо за ответы и прошу прощения, что долго не отвечал сам - дачное рабство по выходным не отменено до сих пор . По поводу шарнирного устройства колонн - ведь на самом-то деле всё жёстко. А при большем чем надо моменте уже отписал товарищ - да, откроется трещина, но свой момент колонна всё равно возьмёт. К тому же исказится пространственная жёсткость здания.
А что имелось ввиду: "По поводу Ваших расчётов в арбате - как бы колонны армируют немного не так =)"? А как надо?
В плане разбиения колонн: когда меня учили Scad'у, мне говорили, что разбивать следует на элементы не более полуметра линейным размером, в том числе и стержни. С тех пор так и делаю. Или Вы имеете в виду, что лучше колонну делать одним элементом от пола до потолка?
Krolik, при армировании в Scad'у по СП 2003 там тоже вылезает неармируемость по Q.
Ralk, с интересом прочитал указанную статью, спасибо. Мне уже говорили примерно то же, и по-ходу, так оно и есть. Просто у меня впечатление, что указанные в начальном вопросе пункты СП скорее для балок, а в колоннах по жизни этого нет. Вот и возникает проблема: по расчёту вроде как надо увеличивать сечение колоны. Так и делать? Если нет, то как тогда аргументировать игнорирование полученных результатов?
Спасибо. С уважением, Евгений.

[swell{d}]

Сообщение от Jekson Echowar По поводу шарнирного устройства колонн - ведь на самом-то деле всё жёстко.

на самом деле будет так, как вы законструируете

Сообщение от Jekson Echowar А как надо?

стержни обычно ставят в углы колонны, а не по середине грани.

Сообщение от Jekson Echowar мне говорили, что разбивать следует на элементы не более полуметра линейным размером, в том числе и стержни

с точки зрения МКЭ в этом нет никакого смысла. если нужно учесть больше расчётных сечений - это делается по другому.

Сообщение от Jekson Echowar Так и делать? Если нет, то как тогда аргументировать игнорирование полученных результатов?

так и делайте

[frostyfrost]

Сообщение от Jekson Echowar При проведении экспертизы колонны в «Факторах» для неармируемого элемента указаны пп. 8.1.32 и 8.1.34 СП 63.13330.2012 – «Расчет железобетонных элементов по полосе между наклонными сечениями». По идее, в сжатой колонне этих трещин образовываться не должно, по крайней мере, при таком соотношении усилий.

Здесь увязывается снижение предельной поперечной нагрузки при больших близких к предельным сжимающих нагрузках. Сжатая бетонная полоса все-равно присутствует. Единственное я бы рекомендовал, если не считаете напряжения в бетоне по деформационной модели, ориентироваться на "Пособие к СП 52-101-2003". В подходе СП 63 исключили коэффициент 1.3 (сейчас у Вас предельная N=232 т), который отвечал за работу арматуры на сжатие, и теперь слишком осторожно стало. Единственное, что я бы ограничил, при к=1.3 коэффициент армирования не ниже 1%.

[Krolik]

Jekson Echowar, думаю с сообщением Скад, что сечение мало по Q, вы разобрались, и статей начитались, и нормы проштудировали. При подборе арматуры по выбранным нормам идут те же проверки факторов, что видны и в экспертизе по Арбат. Игнорировать полученные результаты нельзя согласно выбранным вами нормам, но надо быть уверенным, что программа сработала верно. Сравните и в Скад подбор арматуры по разным нормам. Причем по СП 52-101-2003 в Скад есть возможность проверок и подбора поперечной арматуры строго по нормам с учетом п.3.52 Пособия к СП 52-01-2003 при наличии сжатия, а так же при нахождении Nb без коэффициента 1.3, но с учетом и продольной арматуры. Меняйте исходные данные.
Хочу обратить еще раз внимание, что в Арбат

Сообщение от Krolik насторожило, что вы не смогли задать всю арматуру в 1ом участке колонны

Я вам выложил отчет по СП 52-101-2003 в посте #6, где задано армирование по вашим данным и в 1-ом участке. Добейтесь нормальной работы вашей версии Арбат. Ведь, если вы проверили с уменьшенным количеством арматуры на 1ом участке на нормальной версии по СП 2003 и не прошло, то НЕ ПРОШЛО уже по другим прочностным факторам из-за недостатка продольной арматуры в 1ом участке колонны, а не по поперечной силе.

[Geter]

Ввел аналогичные исходные - все прошло.
Очень странно, что колонна 500 не проходит на 1,5 тонны, если честно. Что-то не то в алгоритме.
Бетон на B25 поменяйте хотя-бы.

[Slavaingener]

Сообщение от Krolik Не буду кивать, что колонны реально армируют не так. Вопрос в другом, в проверках на действие поперечной силы. Явно сработал в проверке по полосе между наклонными сечениями учет нормальной силы. Однако, впечатление, что сработал неверно, хотя вопрос спорный, и зависит в какую ветку в п.8.1.34 попали в программе. Сыровато что-то работает актуализированный СП, и насторожило, что вы не смогли задать всю арматуру в 1ом участке колонны. Проверьте вашу колонну по СП 52-01-2003. Там тоже в Арбат есть учет нормальной силы в этой проверке (п. 6.2.33, п. 3.52 Пособия к СП 52-01-2003).

Добрый день. Подскажите как правильно задать эксцентриситет в модуле армирования колоны в СКАДе?

[P.S.]

Сообщение от Krolik думаю с сообщением Скад, что сечение мало по Q, вы разобрались

а я вот не разобрался к тому же у меня в схеме Скад ругается и не армирует те колонны, которые не были автоматически разбиты по 0,5м при импорте из Форума

[arcturus]

Подскажите пожалуйста, в результате расчёта выскакивает критический фактор "прочность по бетонной полосе между наклонными сечениями" для колонны 500х500мм =32524,557. При том что все остальные факторы в норме( 0,6-0,7) На него (если верить арбату) влияет по существу только сечение колонны. К примеру увеличение колонны до 550х550 изменяет данный фактор до неузнаваемости= 0,097! Как это понимать?

[swell{d}]

arcturus, так и понимайте. >1 - не проходит, <1 - проходит. Логику в абсолютных значениях искать не стоит.

[eilukha]

Сообщение от arcturus Как это понимать?

- как негладкость решения.

[Ralk]

del

[tutanhamon]

Сообщение от arcturus Подскажите пожалуйста, в результате расчёта выскакивает критический фактор "прочность по бетонной полосе между наклонными сечениями" для колонны 500х500мм =32524,557. При том что все остальные факторы в норме( 0,6-0,7) На него (если верить арбату) влияет по существу только сечение колонны. К примеру увеличение колонны до 550х550 изменяет данный фактор до неузнаваемости= 0,097! Как это понимать?

Это формальная реализация требования п. 3.52 Пособия к СП 52-101-2003. При продольных силах, близких к определенным значениям, величина предельной силы резко уменьшается. Можете проверить ручным расчетом.

[tutanhamon]

Сообщение от eilukha - как негладкость решения.

Да нету негладкости. Посмотрите на поверхность предельной поперечной силы - просто при большом продольном усилии Qult начинает резко падать.

[Krolik]

arcturus, в посте #15 не хватает Отчета по Арбат, чтобы увидеть ваши исходные данные и Нормы, по каким вы считали. Так же возникает вопрос по вашей фразе

Сообщение от arcturus увеличение колонны до 550х550 изменяет данный фактор до неузнаваемости= 0,097

У вас опечатка и один и тот же фактор меняется на 0,097 или, все же, на 0,97? Когда фактор <1,он не меняется так резко. Резкое бешенное значение для фактора, когда не несет (коэф.использования>1), объяснимо. Ведь если предельная сила стремится к нулю, то Qпредельное с учетом N будет 0, и значение по фактору Kисп = Q / Qпредельное с учетом N = Q / ноль = бесконечность. На ноль делить нельзя. Вот вы и получили значение “бесконечность” с какой-то заданной точностью.

tutanhamon, очень интересно было посмотреть вашу поверхность. В Арбат есть, очень удобная, возможность в режиме Сопротивление сечений посмотреть Кривые взаимодействия от различных усилий (например. по Q-N) по разным ж/б нормам, и на графике оценить влияние на несущую способность сечения различных факторов по формулам норм.
Однако вы выложили поверхность для СП52 с проверкой для формул по наклонным сечениям на действие поперечных сил, а в СП существует еще и проверка по бетонной полосе между наклонными сечениями, и эта проверка с учетом N у вас не видна. Именно по ней был вопрос. В п. 3.52 Пособия к СП52 есть не только подпункт б) , но и подпункт а). В данном случае это неважно. Главное, что существует такое предельное N, что коэффициент ФиN стремится к нулю.

[Gustaf]

Про Qz.
Посмотрите пункт 8.1.34 СП 63.13330.2012. Если среднее сжимающее напряжение в бетоне у колонны больше, чем расчетное сопротивление бетона, то вы не правильно запроектировали сечение колонны. Площадь нужно увеличить. Фактически в СП об этом не сказано, но по логике в таком случае фи,н получается меньше нуля и поперечное усилие не воспринимается.

[tutanhamon]

Сообщение от Krolik Однако вы выложили поверхность для СП52 с проверкой для формул по наклонным сечениям на действие поперечных сил, а в СП существует еще и проверка по бетонной полосе между наклонными сечениями, и эта проверка с учетом N у вас не видна. Именно по ней был вопрос. В п. 3.52 Пособия к СП52 есть не только подпункт б) , но и подпункт а).

Пожалуйста

[swell{d}]

tutanhamon, Offtop: красиво, но вот если бы ещё были подписи к осям и единицы измерений...

[Krolik]

tutanhamon, оценил ваш график, хотя правильное замечание о подписях к осям. Советую, следите за смыслом формул, авторы норм не удосужились математически точно их подать, привыкли, что все всегда >= 0, и на отрицательные значения никто никогда не смотрит. По графику сразу видна ЛИШНЯЯ область НИЖЕ НУЛЯ темно-сине-фиолетовым цветом, это когда коэффициент ФиN <= 0, где уже не несет сечение по Q c учетом N. Никого по НОРМАМ не интересует отрицательное значение коэффициента ФиN. Ушел в ноль, и все, сечение не прошло по Q.
На сайте Разработчика в Загрузках есть ссылка на семинар 2005г, и на доклад по Арбат по Реализации новых нормативных документов.
http://scadsoft.com/download/Arbat5.ppt
Там, в разделе 4.Расчет на действие поперечных сил, есть и сканы графиков из журнала Бетон и железобетон по старым (84года) и новым (создаваемого тогда СП52) нормам. В верхнем правом углу, как раз, график зависимости относительной поперечной силы, воспринимаемой бетоном наклонной полосы, от относительной предельной сжимающей силы. И график при увеличении относительной предельной нормальной силы уходит в НОЛЬ, а не ниже нуля. И все оси в графике обозначены (N/Nb), (Qbn/Qb).
А эта тема, похоже, закрыта. arcturus, исчез, думаю, уже получил ответ на свой вопрос, и неважно у него расчет по СП52 или по СП63. Формулы ФиN изменились, но не сама суть вопроса.

[tutanhamon]

swell{d}, Krolik,

Друзья, спасибо за отзывы !
На самом деле - у меня не было цели на данный момент сделать какую-либо универсальную, учитывающую все пункты СП вещь - она не претендовала быть каким-то показательным решением. Просто eilukha в своем посте "упрекнул" решение по СП в "негладкости" - захотелось опровергнуть это утверждение. И на обеде, пока Лира САПР досчитывал задачу, решил проследить за графиком зависимости поперечной силы от факторов - это куда увлекательнее, нежели следить за графиком цены на нефть.

Конечно, я и не собирался воспринимать отрицательные величины предельной силы за "чистую монету" - просто не поставил в формулу "заглушку", которая бы отрабатывала эти случаи - да банально не было времени.

Но в любом случае - выкладываю графики с учетом Ваших пожеланий.

Offtop: Кстати, MathCAD 14 для функций не строит поверхности в моем "любимом" представлении - столбики, точнее строит, но как-то выглядят они непривлекательно

[swell{d}]

Offtop: tutanhamon, а столбики в #23 - из акада?

[eilukha]

Сообщение от swell{d} из акада?

- на маткад похоже.

[tutanhamon]

Сообщение от swell{d} Offtop: tutanhamon, а столбики в #23 - из акада?

Offtop:
swell{d}, как правильно написал eilukha - это Маткад. Вот только для массива данных он хорошо работает, а для функции - выглядит непрезентабельно

[arcturus]

Всем привет. Возникла следующая ситуация. Имеется каркасно-связевая модель монолитного сооружения (колонны, перекрытия и стены лестниц) Также имеются четырёх метровые консоли под которые выполнены балки(расчётная схема балки -это один пролёт между колоннами + консоль). Согласно модели SCAD в колонне возникает момент передающийся как мне кажется от балки. На колонне он составляет от -64 до +60 т*м. Но по факту колонна не предусматривает выпусков в балку, а балка в свою очередь работает как не разрезная с консолью. Иными словами можно ли при расчёте игнорировать момент от консоли? И критический фактор тут именно полоса между наклонными сечениями

[Pin]

Сообщение от arcturus И критический фактор тут именно полоса между наклонными сечениями

Это вопрос или утверждение?

Так это выглядит?
если балка просто "лежит" - то в своей схеме в СКАДе и введите вверху приконсольной колонны шарнир по всем направлениям.

[arcturus]

Сообщение от Pin если балка просто "лежит" - то в своей схеме в СКАДе и введите вверху приконсольной колонны шарнир по всем направлениям.

Ну это же не сборный железобетон. Выпуск из колонны идёт транзитом через балку и перекрытие в колонну этажём выше. Перекрытие залито совместно с балкой. По идее узел защемлён монолитом семью этажами сверху. С этой точки зрения я идеальный шарнир плохо себе представляю. Поэтому и интересуюсь чем можно пренебречь в расчётной схеме и можно ли приберечь вообще.

----- добавлено через ~7 мин. -----
Ах да. я в вопросе не написал что это монолит..

[Pin]

Видимо, не совсем правильно понял Вас сначала.

Сообщение от arcturus можно ли при расчёте игнорировать момент от консоли?

То, что Вы сейчас описали самый обычный узел монолитной конструкции (1), он жёсткий по умолчанию. То, что он будет передавать момент на колонну не вызывает сомнений.
Offtop: Или мне пора бросать проектировать и идти на рынок носки продавать.

[Albesson]

В последней версии Scad расчет по СП 63 отличается от СП 52: нет ссылки с галочкой по обсуждаемой теме. Результаты расчета внецентренно сжатых элементов по указанным СП резко различаются. Чем же закончилась дискуссия - считать по СП 63 или по СП 51 с "добавлением галочки. Пожалуйста поясните опоздавшему.

[DENver_M7]

Сообщение от Albesson В последней версии Scad расчет по СП 63 отличается от СП 52

Если бы 2 нормативных документа были бы абсолютно одинаковы, то зачем делать новый СП 2012 ???

Сообщение от Albesson В последней версии Scad ... нет ссылки с галочкой по обсуждаемой теме.

Враки, все есть!

Что вы подразумеваете под последней версией? Люди эту тему несколько лет ведут. Только конкретная сборка с конкретным числом может служит точкой обсуждения.

[Albesson]

При расчете армирования колонн ж б каркасов в сейсмических районах очень часто применение СП 63 приводит к требованию увеличить сечение. Этого увеличения , например, с 400х400 мм до 500х500, часто недостаточно. Приходится изменять схему каркаса, вводить дополнительно диафрагмы. Это происходит от нерегулярного распределения масс и жесткостей. Переубедить архитектора изменить схему здания не всегда удается.
Привожу пример расчета здания при сейсмичности 8 баллов. Пр СП 52 армирование небольшое, а по СП 63 сечения недостаточны по Qz/

[vanAvera]

Сообщение от Albesson Пр СП 52 армирование небольшое, а по СП 63 сечения недостаточны по Qz/

Возможно, это связано с введением в СП63 в методику расчета на Q учета продольной силы. При определенном сочетании внутренних усилий и происходит "покраснение". Для балок такая же история случается.

[kolombi4]

Сообщение от Krolik В п. 3.52 Пособия к СП52 есть не только подпункт б) , но и подпункт а).

а вы площадь какую берете? Бетонного сечения или приведенного с продольной арматурой?

[Krolik]

Сообщение от kolombi4 а вы площадь какую берете? Бетонного сечения или приведенного с продольной арматурой?

Не путайтесь в формулах, и определитесь у вас вопрос по формулам расчета СП52 или по СП63. Вы задаете вопрос по Скад. Не я беру, а в Скад заложены формулы точно по нормам.
Если расчет по СП52, то по умолчанию, с учетом N, заложены формулы по Пособию к СП52 п.3.52 (там Nb считают по бетону). Если же вы взведете галочку в исходных данных, чтобы считать Nb = RbA +RscAs,tot , т.е. учитывать продольную арматуру, тогда расчет коэффициента идет с учетом продольной арматуры (можете это место посмотреть в книге Кодыша по расчету ж/б конструкций п.3.3.8 стр. 184-185)
Если я делаю расчет по СП52, то сначала пускаю расчет по умолчанию, потом только те колонны, что подсветились красным цветом, пересчитываю с учетом продольного армирования, т.е. со взведенной галочкой в исходных данных, т.к. для СП 52 это дополнительная методика, которая была добавлена после того, как нормы уже были изданы.

По СП63 формулы подсчета коэффициента изменились, но суть вопроса та же. С учетом N может не пройти сечение при расчете по Q. Там при подсчете коэффициента официально в нормах разрешено учитывать продольное армирование, и только в этих формулах появляется четкая формула площади приведенного сечения для подсчета СИГМАсреднего = N / (Ab + alfa*Astot) , где alfa = Es/Eb.
По формулам СП63 колонны раньше перестают проходить при расчете по Q c учетом N. Вот тогда СП52 и спасает.

[kolombi4]

Сообщение от Krolik Вот тогда СП52 и спасает.

Но согласитесь, что в данный момент в Перечне национальных стандартов (ПОСТАНОВЛЕНИЕ от 26 декабря 2014 года N 1521) данный свод правил отсутствует, стало быть имеет смысл пользоваться только СП63.

[Krolik]

Вся теория без изменений из СП52 вошла в СП63. Они ни чем не отличаются, кроме одного коэффициента, изменилась формула подсчёта коэффициента учёта N при расчете по Q. В идеале в каких нормах проектируете, по тем и должна пройти конструкция. Для анализа промежуточных результатов расчета подойдёт и СП52,это тоже самое, что СП63, если вы не проходите только по Q, то проанализировать весь расчет все равно сможете, и внести корректировки в схему тоже.
Это вы вчера подняли вопрос по Пособию к СП52 п.3.52 , а там площадь приведенного сечения не считают. Вот и получили ответ, не путайтесь в формулах СП52 и СП63. Удачи !

[ratkill]

Коллеги! Допустим, что разработчики норм введением коэффициента FIn действительно хотели допустить использование в конструкциях только колонн такого сечения, чтобы продольная сила в них воспринималась в основном за счет бетона и тогда разрушение по наклонной полосе не сможет произойти. Закроем глаза на то, что десятки лет такого ограничения не было и разрушений не происходило. Но возьмем балку, расположенную под монолитной стеной, которая идет на много этажей. В балке в такой ситуации возникает большая растягивающая сила. Причем эта сила тем больше, чем больше сечение балки, потому что с увеличением сечения повышается ее жесткость и она забирает усилия из стены. Теперь мы посчитаем эту балку в скаде и зададим ей в модуле армирования тип сжато-изогнутый/растянутый, потому что мы не можем пренебрегать продольной силой. Тогда мы будем увеличивать сечение балки до неимоверных размеров, а сечение так и не пройдет, потому что чем больше ее сечение, тем больше усилий она заберет из балки-стенки выше. Как же раньше всё проходило по СП52 и не падало и чтоже делать рассчитывая по СП63? И почему тогда в пластинах не происходит того же самого?

[Инженер-96]

ratkill, приходится увеличивать продольное армирование элемента. Тогда коэффициент ФиН станет больше. С пластинами должно быть то же самое, см. п. 8.1.58 СП63.

[ratkill]

Инженер-96, да вот армирование тоже не помогает. Либо оно настолько большое, что не помещается. Например, растяжение 110 тонн получается в одной из балок. Балка начинает проходить, когда площадь поперечного сечения подходит к одному квадратному метру

[Инженер-96]

При растяжении коэффициент ФиН по СП63 не может быть меньше 0.5. Странно, что у вас проблемы. А вот со сжатием хуже - ФиН может быть даже нулевым.

[ratkill]

Инженер-96, проблема в том, что sigma_t не может быть больше R_bt (что логично). Но тогда fi_n видимо равен нулю. Принимать его значение равным 0,5 указаний нет. То есть грубо говоря нужно запихать в элемент столько арматуры, чтобы в нем трещины от продольной силы не образовались. А это в моём случае 20% сечения арматуры от всей площади сечения...

[Инженер-96]

Сообщение от ratkill sigma_t не может быть больше R_bt

Это верно.

Сообщение от ratkill Но тогда fi_n видимо равен нулю. Принимать его значение равным 0,5 указаний нет.

А это нет. См. формулу СП.

[ratkill]

Инженер-96, так вот смотрю на нее. Но не понимаю, что Вы хотите сказать. sigma_t может быть только в диапазоне от 0 до R_bt. Или Вы хотите сказать, что при увеличении продольной силы fi_n сначала уменьшается до 0,5, а потом при образовании трещин резко становится единицей? Ведь при образовании трещин по идее напряжения должны полностью уйти в арматуру и тогда несущая способность на наклонным трещинам вдруг повысится... Либо она упадет до нуля. Только два варианта. Можно принять и то, что fi_n будет равен 0,5, но нет указаний на это. Скадовцы, я так понимаю, выбрали вариант, что упадёт до нуля, поэтому все стержни под балками стенками при определенных нагрузка резко становятся красными, либо армируются сотнями квадратных сантиметров арматуры сверху и снизу.

[Инженер-96]

ratkill, физику пока привлекать не надо, достаточно голой математики.

Сообщение от ratkill sigma_t может быть только в диапазоне от 0 до R_bt

Да, это же указано в СП-шном неравенстве.
Подставляя sigma_t = R_bt в формулу, получим fi_n=0.5. Это и есть его минимальное значение.
Что там наваяли скадовцы, я не в курсе.

[ratkill]

Инженер-96 Спасибо, что уделили время! Нужно посмотреть что в лире происходит в такой ситуации. Если там всё ок, то пора отказываться от скада

[mainevent100]

Сообщение от ratkill возьмем балку, расположенную под монолитной стеной, которая идет на много этажей. В балке в такой ситуации возникает большая растягивающая сила

какая-то очень странная балка и очень странная стена. Жесткость стены настолько маленькая, что вся нагрузка передается на балку? Не реальный пример.

[ratkill]

mainevent100 Очень даже реальный. Здание 15 этажей. На первом этаже коммерция. Пролеты около 7 метров. Стену 2-го этажа делал даже толщиной 400 мм. И таких секций много. Если посчитать по СП52 даже без галочки, то всё прекрасно

[mainevent100]

Пока не очень понятно. Всю тему не читал. Стена со 2 по 15 этажи по бокам к чему-то крепится? Или вы просто убрали стену на 1 этаже и заменили ее балкой (опять же, где опоры для балки)..
Усилия в балке определяли конечными элементами или ручным сбором нагрузок? Обычно в такой ситуации усилия в балке около нуля, вся нагрузка воспринимается самой висячей стеной. Или я представляю себе другую конструкцию.. )

[ratkill]

mainevent100, стена на 14 этажей (со второго по 15-й). На нее опираются перекрытия поэтажно и передают нагрузку. На первом этаже своими концами стена опирается на колонны, между которыми балка. Стена работает как балка стенка, а балка ей помогает. Балка растягивается, т.к. является фактически составной частью балки-стенки. Достаточно стандартная, на мой взгляд конструкция, но почему-то все, кого я спрашиваю, как будто никогда так не делают Кто-то говорит, что даже на 25 этажей балки не ставил и всё было в порядке. Кто-то моделирует балку не стержнями, а пластинами и потому в скаде проблем не возникает.
Усилия в балке определяются методом конечных элементов. То, что в ней будут растягивающие усилия сомнений нет. Я сделал расчет на сжатие по наклонной полосе и сделал вывод, что скад при достижении напряжений в бетоне Rbt и выше коэффициент fi_n принимает равным нулю. Я не знаю, что думали разработчики норм, но, похоже, опять придётся считать по СП52, а потом продолжать изучать вопрос. Скорее всего fi_n при напряжениях больше Rbt нужно принимать 0,5. Но скад в последнее время снимает с себя ответственность, которой на нём и так нет, реализует нормы слишком "прямо" и делает невозможным его использование.

[tigra-18]

Сообщение от ratkill Стена работает как балка стенка, а балка ей помогает.

- имхо, при таком сечении и количестве стен ничем она не помогает, так для самоуспокоения констра сделана.
Еще, имхо, считать растянутый стержень по эмпирическим(коих большинство в железобетоне) формулам выведенным для сжато-изгибаемых стержней(ТС часто видите полностью растянутые колонны?) не очень правильно, вот и вылезают всякие неразумные результаты(как говорится "научи "альтернативно одаренного" богу молится, он себе весь лоб разобъет). Для подобной конструкции ,я бы продлил стенку вниз на высоту балки, и заармировал балку на полученное в стенке, в соответствующих направлениях, армирование, а сечение можно в запас и больше принять.

[mainevent100]

Само по себе решение странное - подпирать стену снизу балкой. Уберите балку и армируете висячую стену обычным способом.

----- добавлено через ~4 мин. -----
я что-то пока не могу въехать, как связаны растяжение в балке, ее расчёт на сжатие по наклонной полосе (вроде как на поперечную силу при изгибе) и различия в способах расчета по СП 52 и других нормах. Ткните пожалуйста в пункт или формулу, которую применяете

[ratkill]

tigra-18, да. Возможно теперь так и будем делать - моделировать балку под стеной пластинами. Но в данном проекте уже поздно это менять. Моделей много и они сложные.
На счет эмпирических формул не соглашусь. Это внецентренно растянутый элемент и для расчета таких есть даже формулы в СП. Возьмите железобетонную ферму. Там половина элементов внецентренно растянутые.
Балки в таких местах ставим:
1. Потому что сп по монолитным конструкциям рекомендует.
2. Не хотим ставить гигантскую горизонтальную арматуру в стенах второго этажа.
3. В части стен есть проемы, а некоторые даже только одним концом опираются на колонну первого этажа, а вторым не доходят. В таких местах без балок не обойтись. Но я об этих местах не говорил ранее, потому что и сплошных стенах проблемы, чего при расчете по СП52 не наблюдается.
4. Балки стенки работают как арки с затяжкой. Верхняя часть стен сжимается, а нижняя растягивается. Хочется в месте растяжения иметь какой-то элемент, а не только перекрытие. (Не знаю как прикрепить картинку к посту - просят ссылку на нее, а у меня нет. В книге Дроздова "Конструирование зданий" на странице 151 рис. IX.16 в показана эта условная арка)
5. Опирание стен на колонны вызывает опасения, т.к. там получаются огромные сжимающие усилия выше расчетного сопротивления. К тому же в этих местах и горизонтальные напряжения велики, т.е. получается сложное напряженное состояние, что еще больше ослабляет работу бетона на сжатие. Нигде не смог за годы работы найти как рассчитывается этот узел в монолитном исполнении. Это основная причина, почему мы ставим балки под сплошные стены (они увеличивают площадь опирания). Правда, сегодня поговорил с одним коллегой не из нашей фирмы и он сказал, что в эти места ставят много вертикальной арматуры и много таких домов стоит и проблем не наблюдается. Поэтому на следующем объекте подумаем о том чтобы отказаться от балок под сплошными стенами.

mainevent100, расчет по наклонной полосе производил по формуле 8.55 СП63.13330.2018, правая часть которого умножается на fi_n из пункта 8.1.34
Там нет формулы учета продольной арматуры при вычислении напряжений в бетоне от растягивающей силы, но арматура мало что дает, если ее ставить в разумных количествах. В сп52 эта формула и вовсе была другая (ее в СП 52 тоже нет, дана каким то отдельным разъяснением авторами норм позже, но видимо она была гораздо лучше)

В общем, повторюсь, сделал вывод для себя, что исходя из неоднозначности ситуации какое должно быть значение fi_n, когда напряжения в бетоне от растягивающей силы превышают расчетное сопротивление бетона, не понятно до конца как правильно считать, и скадовцы в этом случае принимают fi_n равным нулю, а балки становятся красными, либо (если поставить галочку, часть элементов армируется сотнями квадратных сантиметров арматуры). В итоге мы получаем в скаде необходимость чрезмерно раздувать сечение элементов, работающих с поперечной силой, при этом армирование у них будет чуть ли не конструктивное.

[mainevent100]

Сообщение от ratkill правая часть которого умножается на fi_n из пункта 8.1.34

стало понятней.

Сообщение от ratkill В части стен есть проемы, а некоторые даже только одним концом опираются на колонну первого этажа, а вторым не доходят

и это объясняет возможную причину появления больших усилий в балках.

Сообщение от ratkill Балки стенки работают как арки с затяжкой

ну если балка - это затяжка, то и считать ее нужно, как растянутый элемент. Но если выполняете расчет по наклонной полосе, значит помимо растяжения есть значительная поперечная сила на опорах?
численно, какие усилия, N, Q, M и какое сечение балки?

[ratkill]

mainevent100,

Сообщение от mainevent100 и это объясняет возможную причину появления больших усилий в балках.

Я потому про эти места и не говорил, чтобы не усложнять диалог Проблемы и под сплошными стенами тоже

Сообщение от mainevent100 численно, какие усилия, N, Q, M и какое сечение балки?

Сечение 600х800, бетон В30, N=78 т, Q = 31, M = 7.2 т*м

[mainevent100]

Сигма bt = 780 кН/0,6/0,8 = 1625 кПа > Rbt
Q=310 кН < 0,3*17000*0,6*0,75*(1-1625/(2*1150))=0,3*17000*0,6*0,75*0,293=673 кН.
Условие выполнено. В чем проблема?

[ratkill]

Сообщение от mainevent100 (1-1625/(2*1150))

Как так получается, что Вы подставляете в формулу напряжения, которые больше расчетного сопротивления бетона? Как напряжения могуь иметь такую величину, если бетон уже треснул и всё висит на арматуре?

[mainevent100]

Сообщение от ratkill Как напряжения могуь иметь такую величину, если бетон уже треснул и всё висит на арматуре?

зачем домысливать то, о чем не сказано в нормах? Если условно среднее напряжение в сечении (без учета армирования) больше Rbt, это не значит, что все висит на арматуре ))

[ratkill]

mainevent100, ну, может быть, Вы правы. Но скадовцы с Вами не согласны, судя по результатам их расчётов)
А еще в пункте 8.1.34 справа от формулы для определения fi_n стоит условие 0<sigma_t<=Rbt, что наводит на мысль, что формулу использовать уже нельзя получается. И чему тогда равен fi_n остается для меня загадкой

[mainevent100]

Сообщение от Инженер-96 При растяжении коэффициент ФиН по СП63 не может быть меньше 0.5

да

Сообщение от ratkill Скадовцы, я так понимаю, выбрали вариант, что упадёт до нуля, поэтому все стержни под балками стенками при определенных нагрузка резко становятся красными, либо армируются сотнями квадратных сантиметров арматуры сверху и снизу.

уверены, что подбор Скадом огромного количества ПРОДОЛЬНОЙ арматуры связан с требованием ограничить среднее растяжение в сечении значением Rbt при расчете на ПОПЕРЕЧНУЮ силу. Это очень натянуто.

[ratkill]

Сообщение от mainevent100 да

К сожалению, прямым текстом это тоже не написано, а вот ограничение использования формулы напряжениями Rbt к сожалению есть

Сообщение от mainevent100 уверены, что подбор Скадом огромного количества ПРОДОЛЬНОЙ арматуры связан с требованием ограничить среднее растяжение в сечении значением Rbt при расчете на ПОПЕРЕЧНУЮ силу. Это очень натянуто.

Несомненно это так, но даже это не спасает ситуацию (причем это можно включать и отключать установкой галочки).
Когда разгребу работу посмотрю как это реализовано в лире

[mainevent100]

Сообщение от ratkill Несомненно это так, но даже это не спасает ситуацию

подбор продольной арматуры около 100 см2 - в опорном сечении? в пролете балки такой площади нет?

[ratkill]

Сообщение от mainevent100 подбор продольной арматуры около 100 см2 - в опорном сечении? в пролете балки такой площади нет?

как раз больше всего в пролете. Верхняя и нижняя. Связано с тем, что там наибольшая продольная растягивающая сила

[mainevent100]

Сообщение от ratkill как раз больше всего в пролете

ну и как связан пролет с расчетом на поперечную силу? она ж в опорных сечениях
Лира для такого сечения и усилий дает суммарную площадь сечения продольной арматуры 30 см2 (с учетом трещ/стойкости) и 23 см2 из условия прочности (арматура А400)

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от ratkill как раз больше всего в пролете

скорее всего, подбор скадом делается на изгибающий момент с растяжением, а не на наклонные полосы.
ищите ошибку в задаваемых характеристиках подбора арматуры

[ratkill]

Сообщение от mainevent100 ну и как связан пролет с расчетом на поперечную силу? она ж в опорных сечениях

если рассмотреть балку, соединенную со стеной, как балку стенку или даже как просто балку, практически не защемленную на опорах, то изгибающий момент будет наибольший в пролете, следовательно там самые большие растяжения в нижней части стены и в самой балке

Сообщение от mainevent100 скорее всего, подбор скадом делается на изгибающий момент с растяжением, а не на наклонные полосы. ищите ошибку в задаваемых характеристиках подбора арматуры

100% дело в наклонных полосах. Я экспортировал РСУ в арбат и там коэффициент использования этого фактора 70000, в то время как по другим параметрам намного меньше 0,5

[mainevent100]

Сообщение от ratkill там самые большие растяжения в нижней части стены и в самой балке

да, там самое большое растяжение (и вероятно изгибающий момент), но и поперечная сила около нуля.
скиньте эпюры усилий в балке. Могу лишь сказать, что Лира такого армирования не дает. Значит ошибка в Скаде Offtop: или в том, кто задает исходные данные )

[ratkill]

Сообщение от mainevent100 скиньте эпюры усилий в балке

https://yadi.sk/d/dnA1h3cyrc65vg пожалуйста

Сообщение от mainevent100 да, там самое большое растяжение (и вероятно изгибающий момент), но и поперечная сила около нуля.

если скад при напряжениях выше Rbt перестает считать на поперечную силу, то уже не важно какого она размера. Пусть там даже 0,1 тонны будет

Сообщение от mainevent100 Значит ошибка в Скаде

либо в нормах, которые допускают такое своё толкование

Сообщение от mainevent100 или в том, кто задает исходные данные

исходные данные одни. поменяешь нормы на 52 и все ок, на 63 и все красное либо если поставить галочку увеличения продольной арматуры для расчета на поперечную силу - густо армированное

[Tyhig]

ratkill, 80% надо переделывать фундаменты и осадку. Сил смотреть ваши файлы не оказалось. Из логики...

Ну и вы, надеюсь, понимаете, что в балке не может быть напряжение больше Rbt ?

[ratkill]

Сообщение от Tyhig Ну и вы, надеюсь, понимаете, что в балке не может быть напряжение больше Rbt ?

конечно понимаю

Сообщение от Tyhig ratkill, 80% надо переделывать фундаменты и осадку. Сил смотреть ваши файлы не оказалось. Из логики...

а Вы в скаде по новым нормам пробовали считать подобные балки?

[Нубий-IV]

Проблема обсуждалась раньше: Расчет по наклонным сечениям в СП 63.13330.2012 .
С поста 41 спорили про растяжение.

В посте 97 упоминалась другая формула, которая работает для больших напряжений и не сносит несущую способность в ноль.
Эту же формулу переписали в минстроевское пособие 2015-06. Расчет железобетонных конструкций без предварительного напряженной арматуры (п.3.2.59) - наверное, сойдет, как запасной вариант.

Сообщение от Tyhig Ну и вы, надеюсь, понимаете, что в балке не может быть напряжение больше Rbt

В той же теме выкладывали ответ НИИЖБ на вопрос "как найти эти напряжения" (он же есть на сайте скада в разделе "Проблемы СНиП"). По формуле из ответа запросто получается больше, если усилие достаточно велико. А в сложной расчетной схеме такие усилия поймать проще простого. По-моему, забыв явно упомянуть диапазон с большими растягивающими напряжениями, авторы норм загадали нам очередную неразрешимую загадку. Решение, принятое в Скад (по нормам формально так, а неформально - разбирайтесь сами), ничем не хуже других возможных.

[Tyhig]

Offtop:

Сообщение от Нубий-IV По формуле из ответа запросто получается больше, если усилие достаточно велико.

Это как так ?
Как бетон может выдерживать растяжение больше Rbt.
В письме нигде не написано про это.

[mainevent100]

Нубий-IV, спасибо, подзабыл я то обсуждение.. почти 5 лет прошло )

----- добавлено через ~4 мин. -----
нормы своей кривостью как бы намекают рядовым пользователям:
"не надо проектировать колонны, которые воспринимают большую поперечную силу"
"не надо проектировать балки, которые воспринимают большое растяжение"

[ratkill]

Нубий-IV, спасибо большое! Наконец-то я понял, что я не одинок (хотя и понимал, что не могу быть таким в данной ситуации)