[Naredven]

Скад выдал такие моменты в колонне.Колонна в центре здания. При расчете на продавливании сказано что положительный момент соответствует состоянию при котором наиболее напряженное волокно расчетного сечения расположено по краю сечения, наиболее удаленному от свободного края плиты.
Таким образом получается надо брать моменты с теми же знаками что и выдал скад?Расчет делаю в программе Meksik, спасибо ему огромное.

[Инкуб]

Найдите нагрузки от фрагмента схемы в требуемых узлах от верхних и нижних колонн. Эти значения подставьте в программу.

[san40]

Наиболее напряженное волокно в данном случае - растянутое, см. пример в пособии к СП 52-101. Для колонн в центре здания знак не имеет существенной роли, а вот для крайних - имеет, т.к. момент от эксцентриситета будет либо прибавляться, либо вычитаться. Алгоритм Meksik'a для тех, кто знаком с расчетом по СП, о чем он и сам неоднократно писал в комментариях.
----
upd: Вы уверены, что знак изгиб. момента сверху и снизу с одинаковым знаком? Какое сечение колонны и перекрытия, если не секрет?

[-=Andrew=-]

А почему My сверху без минуса?
Offtop: Мне кажется при таких моментах можно вообще не заморачиваться с их учётом (если размерность кН*м)...

[Gustaf]

Если считаете по 52-101-2003, то надо брать так:
Мх = (8,92 - 6,18) / 2 = 1,37
Му = (6,1 - 3,9) / 2 = 1,1
Кстати, проверьте, сонаправлены ли все оси колонн.

[san40]

Сообщение от Gustaf Если считаете по 52-101-2003, то надо брать так: Мх = (8,92 - 6,18) / 2 = 1,37 Му = (6,1 - 3,9) / 2 = 1,1 Кстати, проверьте, сонаправлены ли все оси колонн.

У него моменты с одинаковым знаком (это всех смущает, но пока будем исходить из этого, доп. данных нет), а значит Мх=(8.92+6.18)/2=7.55. Бес попутал

[Naredven]

Сообщение от Инкуб Найдите нагрузки от фрагмента схемы в требуемых узлах от верхних и нижних колонн. Эти значения подставьте в программу.

так нагрузки в требуемых узлах будут совпадать с теми что на эпюрах.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от san40 Наиболее напряженное волокно в данном случае - растянутое, см. пример в пособии к СП 52-101. Для колонн в центре здания знак не имеет существенной роли, а вот для крайних - имеет, т.к. момент от эксцентриситета будет либо прибавляться, либо вычитаться. Алгоритм Meksik'a для тех, кто знаком с расчетом по СП, о чем он и сам неоднократно писал в комментариях. ---- upd: Вы уверены, что знак изгиб. момента сверху и снизу с одинаковым знаком? Какое сечение колонны и перекрытия, если не секрет?

Да,растянутое. Получается по эпюрам что моменты складываются, они друг друга не "уравновешивают".
Да,скад так выдал. колонна 400х400 плита 180

[Gustaf]

Я и написал чтобы оси проверил. А если одинаковые знаки, то я правильно написал. У вас же, san40, выходит что 8,92 и 6,18 крутят в одну сторону. Т.е. как будто эпюра моментов бабочкой.

[Naredven]

Сообщение от -=Andrew=- А почему My сверху без минуса? Offtop: Мне кажется при таких моментах можно вообще не заморачиваться с их учётом (если размерность кН*м)...

Так Скад выдал. Моменты существенные, без них не требуется поперечная а с моментами требуется.

[Gustaf]

Сообщение от Naredven они друг друга не "уравновешивают"

На вашей картинке как раз уравновешивают.

[Naredven]

Сообщение от Gustaf Я и написал чтобы оси проверил. А если одинаковые знаки, то я правильно написал. У вас же, san40, выходит что 8,92 и 6,18 крутят в одну сторону. Т.е. как будто эпюра моментов бабочкой.

Оси совпадают.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Gustaf На вашей картинке как раз уравновешивают.

Исходя из эпюры по Х:
У верхнего правые растянуты и у нижнего тоже. Тоесть верхний крутит плиту против часовой а нижний по часовой. Получается что их надо складывать.

[Gustaf]

Я с вами не согласен. Посмотрите страницы 138, 139 пособия по ссылке.
http://dwg.ru/dnl/1450

[san40]

Gustaf, прощу прощения, Вы правы. Вычитать нужно, в бабочке - складывать

[GIP]

Сообщение от Gustaf Если считаете по 52-101-2003, то надо брать так: Мх = (8,92 - 6,18) / 2 = 1,37 Му = (6,1 - 3,9) / 2 = 1,1

делить на два здесь не нужно....

[Gustaf]

Почему?

[GIP]

Сообщение от Gustaf Почему?

в пособии везде приведены случаи для моментов действующих в одном направлении - сверху и снизу - складываем, делим на два получаем среднее значение, здесь по сути у вас один момент (с одной стороны от колонны), вычитанием мы получаем результирующее значение, брать половину от него на мой взгляд некорректно....

это мое личное мнение.....допускаю, что могу и ошибаться, но я бы не стал делить на два....

[Kykycuk]

п.8.1.46. СП63
При действии момента Mloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину - при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающей ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки.

[frostyfrost]

GIP, в обоих случаях ищется перепад моментов, который приходит с плиты. Вот этот перепад и делится на две равные части. Вообще, чем складывать эпюры, проще получить реакции через нагрузку на фрагмент, как советовали выше, ее же поделить на 2.

[Naredven]

Сообщение от GIP делить на два здесь не нужно....

Тоесть вы считаете что момент надо не складывать?

[troja]

Данный случай обсуждения является ещё одним наглядным подтверждением абсурдности и нелепости методики расчёта перекрытий на т. н. "продавливание", придуманное в нормах, действующих с 2003 года. Ну какое отношение имеют изгибающие моменты в колоннах к прочности плиты перекрытия? Подумайте хорошенько, господа-товарищи форумчане.

[Stefanovsky Denis]

А зачем делать жесткое сопряжение колонны с перекрытием?
Объясните, пожалуйста)

[Kykycuk]

Сообщение от 7215 А зачем делать жесткое сопряжение колонны с перекрытием? Объясните, пожалуйста)

Покажите узел нежесткого сопряжения.

[frostyfrost]

Сообщение от troja Ну какое отношение имеют изгибающие моменты в колоннах к прочности плиты перекрытия?

А перепад моментов в колоннах откуда приходит?)

Сообщение от 7215 А зачем делать жесткое сопряжение колонны с перекрытием?

Любые узлы полужесткие, которые, конечно, обладают связью конечной жесткости. Правда и формул определения жесткости подобных узлов нет.

[GIP]

Сообщение от Naredven Тоесть вы считаете что момент надо не складывать?

не складывать, а вычесть больший из меньшего без деления на два,т.к. моменты разнонаправлены

[frostyfrost]

Сообщение от GIP не складывать, а вычесть больший из меньшего без деления на два,т.к. моменты разнонаправлены

Уже писал. В любом случае расчет идет на перепад моментов, который приходит с плиты, и который этот скачок и вызывает. Не важно, какая эпюра у Вас на колоннах (подобные эпюры могут проявляться при различном расположении отверстий рядом с колоннами по этажам или неравномерных осадках и т.д, и т.п.). Важен этот перепад, который дальше согласно нормам делится на 2, и куда он "крутит".

[Naredven]

Сообщение от troja Данный случай обсуждения является ещё одним наглядным подтверждением абсурдности и нелепости методики расчёта перекрытий на т. н. "продавливание", придуманное в нормах, действующих с 2003 года. Ну какое отношение имеют изгибающие моменты в колоннах к прочности плиты перекрытия? Подумайте хорошенько, господа-товарищи форумчане.

Имеют, все зависит от соединения колонны и перекрытия. Если из колонны есть анкера соединяющие рабочую арматуру в колонне и плите перекрытия то это жесткая заделка и момент передается. А если просто шарнир то наверно не должен передаваться.

[Naredven]

Вот например жесткое соединение

[Naredven]

Вот 2 варианта моментов. Правильно так расчитывать?

[frostyfrost]

Сообщение от Naredven Вот например жесткое соединение

Как-то не очень жестко))) Арматуру к верхней грани поднимите и доведите до противоположной грани колонны, будет жестким. Вообще могу предположить, что если большая часть сечения колонны под действием продольной силы и моментов сжата, а перекрытие в этой зоне имеет достаточное армирование, то узел может быть условно жестким.

[Kykycuk]

Сообщение от Naredven Вот например жесткое соединение

Какие же там диаметры оправки? да и если колонна заармирована с учетом моментов, то диаметр тоже немаленький в колонне, чтобы так просто взять и позагибать. Конкретный пример можете показать?

[troja]

Вот прицепились к проблеме жёсткого или не жёсткого узла, в то время как в вопросе расчёта плиты на продавливание это не имеет практически никакого значения. Если плита будет примыкать к колонне шарнирно, то она также может обрушиться, если прочность бетона и поперечной арматуры будут недостаточны для восприятия поперечной силы в узле независимо от того, что моменты равны нулю. Моменты в колоннах на 90 или на все 100% от горизонтальной нагрузки (ветер) и очень сомнительно, что ветер иргает какую то роль в удержании плиты от падения вниз.

Сообщение от troja Моменты в колоннах на 90 или на все 100% от горизонтальной нагрузки (ветер) и очень сомнительно, что ветер иргает какую то роль в удержании плиты от падения вниз.

Очень сомнительное утверждение. Особенно если говорить о связевых и рамносвязевых каркасах.

[An2]

troja
Иван Иванович, а если посмотреть на плиту со стороны колонны... и представить моменты в виде неравномерного опирания, то влияние моментов можно изобразить следующей схемой

[san40]

An2, поправьте ссылку, пожалуйста.

[An2]

Offtop: troja

[troja]

Андрей Николаевич, Ваши схемки однозначно подтверждают только тот факт, что в случае наличия в колоннах изгибающих моментов они из центрально-сжатых превращаются во внецентренно-сжатые и естественно их прочность отличается от прочности центрально-сжатых. Но каким образом это отражается на прочности плиты перекрытия? И почему это должно отражаться? Плита под действием собственного веса (естественно вместе с полезной нагрузкой) стремится отломиться от колонны и какая ей разница в том, что колонна центрально-сжатая или нет. На мой взгляд разница если и есть, то мизерная, настолько , что могла бы быть учтена введением в расчётную формулу корректирующего коэффициента без необходимости вычислять моменты сопротивления расчётного сечения и без мучений проектировщиков по поводу величины изгибающих моментов (как в данном сайте). С этим можно было бы согласиться, если бы в расчётах использовались величины изгибающих моментов, возникающих вследствие неравномерности нагрузки на плиту из-за неравенства пролётов или полезной нагрузки. Но ведь в расчётах проектировщики используют полные значения моментов в колоннах, которые при равных пролётах и нагрузках практически 100% ветровые и при этом очень больших значений. Ну и какое они имеют отношение к прочности плит перекрытий на т.н. продавливание?

[An2]

Иван Иванович, это не нормативный подход к оценке прочности плиты,
суть которого заключается в том, что при внецентренности продавливающей силы (моменты вызваны разными пролетам, неравномерными осадками, ветром или сейсмическими силами и т.п.) в нижней колонне, которая является опорой для плиты возникают моменты, таким образом площадь опирания плиты на колонну уменьшается...что приводит к снижению прочности плиты на продавливание.

в нормах (тут в чем то с Вами соглашусь) физика явления недостаточно четкая, а для лучшей сходимости с опытами были применены эмпирические функции и коэффициенты.

тот подход что я описал, был проверен нами недавно. на конференции в мае будет статья с предлагаемой методикой и сопоставлением (а также СП) с опытными данными

ps: кстати по поводу шарнирного опирания плиты на колонну, особенно это касается крайних колонн, следуя этой модели прочность плиты на продавливания будет меньше.
таким образом при конструировании узла для повышения прочности плиты на продавливание следует стремиться сделать узел "колонна-плита" жестким.

[frostyfrost]

An2, а препринта нет? Как соотносится методика с ЕС2, MC2010, ACI? Или может есть графики e-F.

[troja]

Андрей Николаевич, вот данные по одной из колонн строящегося здания в Москва-сити из расчётного файла: N=5023т; Мх=141тм (-214тм); Му=42тм(-35тм). При весе плиты одного этажа примерно 35 тонн мы должны в расчёте использовать расчётные моменты Мх=(141+214)\2=178тм; Му=(42+35)\2=39тм. Ну не абсурд ли это? И какие же при этом получатся результаты? А в этих "диких" величинах моментов львиная доля перепадает на моменты от ветра, причём от этажа к этажу вниз всё возрастающих по величине, которые к прочности плиты имеют весьма косвенное значение. Так что если вами будет предложена другая методика расчёта перекрытий, то будем рады ознакомиться и возможно она будет взята на вооружение. Нынешняя не продумана и неверна по своей сути.

[GIP]

Сообщение от troja мы должны в расчёте использовать расчётные моменты Мх=(141+214)\2=178тм; Му=(42+35)\2=39тм

наверняка не такие, потому что на момент действуют ограничения .....

[atos88]

Уважаемый An2, не могли бы вы, если возможно, выложить препринт или саму статью, когда выйдет? просто данные конференций быстро "теряются" среди своих, а тем, кто не вхож - сложно следить за материалами и разработками. Или дать ссылку, где можно не "для своих" купить сборник статей с конференции?

[troja]

Сообщение от GIP наверняка не такие, потому что на момент действуют ограничения .....

Что значит "не такие", если они именно такие, а не какие то другие. Я понимаю о каких ограничениях идёт речь, но именно они и говорят о придуманности методики, о её сырости и цена такой методики грош в базарный день.

[GIP]

Сообщение от troja Я понимаю о каких ограничениях идёт речь

я про такие ограничения, например Ma/Wa+Mb/Wb <= N/u

Просчитал на ваши нагрузки плиту перекрытия - Бетон В15 (35т, 178тм и 39тм) толщиной 250мм под колонну 900х900 (размер колонны принял от "фонаря")
При отсутствии моментов кэф. использ. = 0,445
При учете моментов 0.89
Думаю это нормальная цена за учет таких моментов, а вот мысли

Сообщение от troja Плита под действием собственного веса (естественно вместе с полезной нагрузкой) стремится отломиться от колонны и какая ей разница в том, что колонна центрально-сжатая или нет.

у меня вызывают большие сомнения.....

[An2]

нет, препринта нет, как и программки кто будет выступать и какие доклады...
думаю что после конференции можно будет выложить.

Иван Иванович но в Москва-Сити и колонны не 400x400

frostyfrost

Данные по сравнению EC2, ACI 318, СП63 между собой тоже есть, но на конференцию не успели дописать статью,
дополнить эти материалы сравнением с опытами и опубликуем в б и ж.б

[frostyfrost]

An2, а армирование продольное учитываете каким-то образом, влияние преднапряжения и т.д.? Может графики какие есть сопоставления, чтобы сейчас взглянуть на сходимость. Еще такой вопрос, не знаете ли были где-нибудь в диссертациях или ниижб динамические испытания отечественных бетонов (1-, 2-, 3-осные) при различных скоростях нагружения и деформирования.

[An2]

frostyfrost

было 3 варианта
1. формула СП
2. формула СП с учетом редуцирования периметра по подходу описанному выше
3. формула (статистическая), (там учитывается верхнее армирование, отношение размеров плита/колонны) c учетом этого подхода

предварительное напряжение на данном этапе не вошло в эту модель

по поводу сложного НДС, посмотрите работы Яшина (НИИЖБ), у него есть критерий прочности и данные по испытаниям. на счет динамики при сложном НДС у него не встречал, вообще данных и по статике не так много

[troja]

Сообщение от GIP Просчитал на ваши нагрузки плиту перекрытия - Бетон В15 (35т, 178тм и 39тм) толщиной 250мм под колонну 900х900 (размер колонны принял от "фонаря") При отсутствии моментов кэф. использ. = 0,445 При учете моментов 0.89 Думаю это нормальная цена за учет таких моментов, а вот мысли

Вы видимо не обратили внимание на тот факт, что эта стройка в Москва-сити. Предположить, что там применяется бетон В15, ну это из разряда несерьёзного. Это же не одноэтажный склад ботинок, а высотное здание кажись 75 этажей. Бетон для перекрытий В60, для колонн сеч. 1.2х1.2м бетон В80 с армированием 48 стержней 32мм диаметра. Вот это всё для восприятия тех нагрузок на колонны, которые мною указаны ранее. Только к плите перекрытия какое имеют все эти нагрузки? Зачем вам очень хочется платить "нормальную цену" за учёт этих моментов, если от плиты и требуется всего лишь не обломиться под действием веса в 35 тонн? А ведь "нормальная цена" по вашим же расчётам в 2 раза выше. Не велика ли?

[GIP]

Сообщение от troja Бетон для перекрытий В60, для колонн сеч. 1.2х1.2м бетон В80

зачем для перекрытия при нагрузке в 35т по колонне 1200х1200 понадобился бетон В60 ? Не здесь ли перерасход ?

[realdoc]

Сообщение от GIP зачем для перекрытия при нагрузке в 35т по колонне 1200х1200 понадобился бетон В60 ? Не здесь ли перерасход ?

Прослойка плиты, зажатая между колоннами - если колонны В90, то эта прослойка может отдельно разрушиться от смятия. В остальном человек конечно ошибается.

[troja]

Сообщение от realdoc В остальном человек конечно ошибается.

Возможно, возможно, безошибочных людей маловато, поговаривают, что вообще не бывают в природе. Только не могли бы Вы поподробнее объяснить в чём смысл моей ошибки?

[GIP]

Сообщение от realdoc Прослойка плиты, зажатая между колоннами - если колонны В90, то эта прослойка может отдельно разрушиться от смятия

для того чтобы раздавить сплошную плиту 250х1200 из бетона В60 по расчету на местную прочность нужно более 900т. Если в колоннах такие поперечные силы, то соглашусь....только бы колонну не заломало....)

[realdoc]

Сообщение от troja Только не могли бы Вы поподробнее объяснить в чём смысл моей ошибки?

Как я понял, Вы отрицаете влияние моментов в колонне на продавливание плиты.
Дело в том, что моменты в колонне не являются независимыми от плиты. Мы имеем узел, включающий верхнюю колонну, плиту, нижнюю колонну. Этот узел находится в равновесии, по крайней мере, должен находиться. Значит создав момент в одном из элементов узла, получаем его и во всех остальных пропорционально их жесткостям. Т.е. не может быть так, чтобы момент был в верхней колонне, нижней, но его не было в плите (крайне редкий случай когда моменты в колонне равны по значению, но противоположны по знаку не рассматриваем). Т.е. если есть разность моментов в колоннах (кроме разности вызванной возможной несоосностью колонн) то эта разность приходит именно с плиты.
Теперь посмотрим, что же нам дает этот момент который переходит на плиту. Абстрагируемся от фактического контура продавливания и представим, что мы рассматриваем контур вдоль контура колонны. Т.е. колонна 400х400, рассматриваем просто прямоугольный контур вдоль колонны 400х400.
При отсутствии момента - напряжение (здесь уже среза) по этому контуру распределены равномерно. И мы считаем, что они не должны превысить некоторого расчетного сопротивления. Теперь посмотрим, что произойдет если мы добавим момент - в одной части напряжения станут больше, в другой меньше. Но при этом бОльшие напряжения не должны превысить того самого расчетного сопротивления. Т.е. момент оказывает достаточно большое действие.
При любом другом контуре суть таже самая, зависимости сложнее. Поэтому в СП и привели все к прямоугольному (а не пирамидальному) контуру, отстоящему от колонны на половину рабочей высоты.
Чисто бытовой пример. Допустим я взял фанеру 20мм, выпилил в ней отверстие 40х40мм, и вклеил туда брусок 40х40мм. После этого попросил бы Вас выломать этот брусок. Как бы Вы стали это делать? Тянуть на себя или толкать от себя? Нет - Вы бы стали раскачивать его из стороны в сторону и , возможно, при этом еще тянуть его на себя. Т.е. Вы бы тоже стали прикладывать момент. Я уж не говорю о том, что я бы сделал это с угла - Вы бы даже тянуть не стали - сразу бы стали выламывать его в сторону.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от GIP для того чтобы раздавить сплошную плиту 250х1200 из бетона В60 по расчету на местную прочность нужно более 900т. Если в колоннах такие поперечные силы, то соглашусь....только бы колонну не заломало....)

Смятие ведь не только посредине бывает где большой повышающий коэффициент. Бывает и с угла когда колонна на углу плиты перекрытия. Много разных нюансов тут есть. Поэтому так и делают. Ну и потом когда стоишь на этой самой "Федерации" - я был на 57-м этаже, то уже любой запас не кажется чрезмерным :-).

[GIP]

realdoc,

а ваше мнение при моментах действующих навстречу друг другу как в заданном вопросе (случай не описан в СП) делить на два или нет ?

[frostyfrost]

GIP, поймите, что у Вас идет какая-то эпюра по колоннам, в уровне перекрытия с него приходит момент, который вносит искажение на эту самую величину. Ее и надо делить на два.
По поводу того, что моменты возникают не только от ветра. Не забывайте, что у нас есть неравномерность осадок какая-никакая, за счет этого имеем дополнительную неравномерность нагружения. В последнее время у нас идет постоянная борьба с архитекторами и сетевиками, которые любят резать отверстия по контуру колонны. В этом случае грузовая площадь будет больше чем у крайней колонны + моменты могут быть приличными и т.д. При этом по любимой традиции часть знакомых проектировщиков не учитывают редуцированное сечение. Пока стоит.

[realdoc]

Сообщение от GIP а ваше мнение при моментах действующих навстречу друг другу как в заданном вопросе (случай не описан в СП) делить на два или нет ?

В СП не описан тот или иной случай - в СП берется разница. Поэтому и действуйте как написано в СП.

[shifr]

Сообщение от realdoc Чисто бытовой пример. Допустим я взял фанеру 20мм, выпилил в ней отверстие 40х40мм, и вклеил туда брусок 40х40мм.

Мелко как-то.
А если фанеру 20 мм заменить на кирпичную кладку 380 мм, брусок 40*40--- на ж,б консольную балку 400*400... или металлическую?)))

[realdoc]

Сообщение от shifr А если фанеру 20 мм заменить на кирпичную кладку 380 мм, брусок 40*40--- на ж,б консольную балку 400*400... или металлическую?)))

:-)
Мне нужен был пример, где работает стык по плоскости. Поэтому я взял дерево - чтобы посмотреть напряжения в клеевом слое. В приведенных Вами примерах разрушение бы носило бы другой характер. В частности кирпичная стена разрушилась бы от растяжения по неперевязанному сечению. Т.е. по нормальному сечению.
Ну и конечно размер не главное.

[shifr]

Сообщение от realdoc стена разрушилась бы от растяжения по неперевязанному сечению.

Может от сжатия?)))

Сообщение от realdoc Поэтому я взял дерево - чтобы посмотреть напряжения в клеевом слое.

Чистый срез?...А зачем?
----------------------------------
...Методология должна быть одна.

[troja]

Сообщение от realdoc Как я понял, Вы отрицаете влияние моментов в колонне на продавливание плиты.

Благодарю за подробное объяснение моих заблуждений, хотя должен не согласиться с Вами по поводу оценки моей позиции. Я не отрицаю роль моментов вообще, я отрицаю действующую методику расчёта на продавливание междуэтажных безбалочных перекрытий с использованием изгибающих моментов в колоннах выше и ниже перекрытия. Вот её я действительно считаю сырой, недостаточно проработанной, я бы сказал придуманной и дающей неоправданно завышенные результаты. По моему курьёзность этой методики наглядно подтверждается самим изначальным вопросом данного сайта, да и на других сайтах много примеров этому. Особенно раздражает она тогда, когда приходится сталкиваться с перерасчётом ранее построенных зданий ещё до внедрения этой методики. Как правило оказывается, что по новому расчёту здание надо срочно укреплять, хотя оно эксплуатировалось уже 15 лет и никаких предпосылок к аварийности здания не наблюдается, хотя оно рассчитывалось без учёта моментов. Начинается словоблудие типа "ну да, по старому СНиПу нормально, а вот по новому нет, надо бы укреплять, но можно этого не делать, так как увеличения нагрузок не произошло и в порядке исключения...." Абсурдность такого положения по моему очевидна, но почему то с ней все легко соглашаются и видимо только потому. что приучены слепо верить тому, что написано в нормах. Я, не скрою, тоже спокойно в 2003 году воспринял эту методику, но чем больше сталкивался с её нелепостью в разных ситуациях, тем больше склонялся к её отрицанию.Я понимаю, что в разного рода ниижбах сейчас не до того, там всё поставлено на зарабатывание рублей и надеяться на то. что кто то серьёзно проанализирует данный вопрос и что то как то изменит практически не приходится. Вот АН2 что то обещает, поживём-побачим.

[realdoc]

Сообщение от shifr Может от сжатия?)))

Может и от сжатия. Зависит от продольного усилия в стене. С учетом того, что прочность стены на растяжение по неперевязанному сечению в десятки раз меньше прочности на сжатие я указал наиболее вероятный случай.

Сообщение от shifr Чистый срез?...А зачем?

Чтобы абстрагироваться от непонятного наклонного сечения.

Сообщение от troja Я не отрицаю роль моментов вообще, я отрицаю действующую методику расчёта на продавливание междуэтажных безбалочных перекрытий с использованием изгибающих моментов в колоннах выше и ниже перекрытия.

Так как узел находится в равновесии, то момент в плите это разница моментов в колонне. Другого не дано. Т.е. величина момента который участвует в продавливании понятна и четко определена. Если у Вас есть предложения по методике учета этого момента на продавливание по методике отличной от СП, то конечно можете ее предложить.

Сообщение от troja Вот её я действительно считаю сырой, недостаточно проработанной, я бы сказал придуманной и дающей неоправданно завышенные результаты.

Это лучше, чем наоборот.

Сообщение от troja Как правило оказывается, что по новому расчёту здание надо срочно укреплять, хотя оно эксплуатировалось уже 15 лет и никаких предпосылок к аварийности здания не наблюдается, хотя оно рассчитывалось без учёта моментов

Я видел всего один случай разрушения перекрытия от неучета моментов. И он для меня гораздо красноречивее сотни случаев когда было наоборот.

[frostyfrost]

troja, учет моментов в колоннах выше и ниже, если бы все было упруго, дал бы хорошие результаты. Скажем так, что воротник из пирамиды h0 должен в идеале этот упругий момент и передавать, однако с учетом нелинейности жб, величина передаваемого момента может отличаться от фактического. Ситуация близка к расчетам на температуру, без пересчета и уточнения жесткостей получим адские усилия и армирование. Здесь нужно идти с двух сторон, в том числе и влияние продольного армирования на несущую способность, которое не учитывается в наших нормативах. Есть куда работать нашей науке, благо и диссертации по этому направлению пишутся, знаю точно одну по моделированию этого процесса + у An2 с новой методикой скорее всего тоже кто-нибудь напишет диссертацию.

[Stanum]

frostyfrost, вот в евро коде есть этот учет, но его роль можно заметить когда процент продольного армирования плиты весьма высок. И даже тогда это увеличение не превысит 20%, а при обычных уровнях армирования 5%, подобное читал в статье там приводят сравнение роли фибры и армирования на прочность узла.

[GIP]

Сообщение от realdoc В СП не описан тот или иной случай - в СП берется разница. Поэтому и действуйте как написано в СП.

Не думал, что вы так просто отпишитесь…мне даже показалось, что вы не захотели вникнуть в суть вопроса, ну да ладно…хотя в СП берется не разница, а среднее значение….если мы про одно и тоже….

frostyfrost,

Постараюсь объяснить мою позицию по поводу ошибочности деления на два для случая, когда моменты разнонаправлены (смотрите картинку автора темы).
Мое объяснение основано на утверждении (надеюсь о нем спорить не будем), что в расчете на продавливание мы учитываем момент сонаправленный с продавливающей силой.
Поясню.
Возьмем пример из СП. Плита перекрытия. Продавливающая сила направлена снизу вверх, т.к. продавливающая сила есть вес самой плиты плюс полезная. По колонне сверху спускается момент М1 с одной стороны от колонны и снизу по противоположной стороне колонны подумается другой момент М2. По самой плите их усредняются Mloc=(М1+М2)/2. Мы их складываем, потому что они крутят узел в одну сторону. Но по отношению к продавливающей силе нижний момент сонаправлен, сверху момент разнонаправлен, поэтому мы делим на два, чтобы учесть только сонаправленный момент. Как параллель приведу расчет на продавливание фундаментной плиты от колонны. Имеем продавливающую силу в колонне сверху вниз и момент с одной стороны от колонны сонаправленный с продавливающей силой, раз он сонаправлен мы его учитываем, на два делим.
Смотри картинку по эпюрам автора темы – моменты крутят в разные стороны сложить М1+М2 мы не можем, т.к. фактически на плиту приходит один момент М1-М2 и он расположен с одной стороны от колонны, поэтому его (M1-M2) делить на два неверно, это занижает расчетный момент. Помимо этого, если верхний момент больше нижнего учет момента не требуется.

Ну если я где-то насочинял, то прошу не бить, а вежливо поправить…..

[realdoc]

Сообщение от GIP не захотели вникнуть в суть вопроса

К сожалению, не являюсь большим специалистом в вопросах продавливания.

Сообщение от GIP хотя в СП берется не разница, а среднее значение….если мы про одно и тоже….

Не всякое деление пополам есть среднее. В этом все дело.
Деление пополам там берется не от этого, а потому что половину расчетного момента предлагается брать в расчете на продавливание, половину в расчете по нормальному сечению. В пособии к СП, п. 3.83 это указано.
Логика этого видимо такая, что сечение наклонное под углом 45 градусов и поэтом справедливо разложить усилие на нормальное и касательное (т.е. горизонтальное и вертикальное) поровну. Горизонтальное переложить на горизонтальную арматуру и учесть в расчете нормального сечения, вертикальное - учесть в продавливании. За точность не ручаюсь - это я так думаю.
Поэтому применительно к рисунку в этом топике - надо брать разницу моментов и это будет расчетный момент. Делите его пополам и получите результат соответствующий модели СП. Я пополам, как правило, не делю. Потому что не совсем доверяю этой методике. Но методика такая какая есть - следуя строго надо делить.
Естественно, что если моменты от колонн разного знака. То взять их разницу это все равно что сложить их по модулю. В этом я так понимаю путаница возникла.
Повторюсь - не являюсь большим специалистом в продавливании, поэтому не хотелось бы вводить вас в заблуждение.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от GIP что в расчете на продавливание мы учитываем момент сонаправленный с продавливающей силой.

момент не может быть сонаправлен с силой.
поправьте свою мысль, пожалуйста.

[GIP]

Сообщение от realdoc поправьте свою мысль, пожалуйста.

да, нужно мысль поправить...

скажем так: со стороны продавливающей силы

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от realdoc Логика этого видимо такая, что сечение наклонное под углом 45 градусов и поэтом справедливо разложить усилие на нормальное и касательное (т.е. горизонтальное и вертикальное) поровну. Горизонтальное переложить на горизонтальную арматуру и учесть в расчете нормального сечения, вертикальное - учесть в продавливании

Может так, почему в случае с фундаментной плитой не делим на два ?

[realdoc]

Сообщение от GIP скажем так: со стороны продавливающей силы

понятнее не стало.

Сообщение от GIP Может так, почему в случае с фундаментной плитой не делим на два ?

А кто сказал, что не делим? Пособие не выделяет такого случая - всегда берется половина момента.

[GIP]

Сообщение от realdoc А кто сказал, что не делим? Пособие не выделяет такого случая - всегда берется половина момента.

да, точно, он тоже делится на два.

тогда можно подитожить: всегда делим на два.......

[frostyfrost]

GIP, здесь всех путает момент, что смотрим усилия в колоннах. Величину поперечной силы берем, как перепад продольной силы. Аналогично по моментам. Момент с плиты по правилам строй меха дает перепад на колоннах. При этом на колоннах значения могут быть любыми, нам важно, что у нас в плите (что с нее приходит и вызывает напряжения Q/(u*h)+M/(w*h)) из условия уравновешенности сил в узле. По половинному моменту An2 лучше расскажет откуда, думаю унификация с ACI и ЕС2, в этом варианте кривые имеют хорошую сходимость.

[troja]

Рискну предположить, что картинка эпюр моментов неверна, где то автор вопроса слегка напутал. Скорее всего моменты должны крутить в одну сторону. Поэтому складывать или вычитать моменты это бесполезная трата времени. Другое дело, а почему надо брать только половину суммы моментов, а не четверть или три четверти? кто это на каких весах умудрился взвесить? И потом ещё есть ограничения относительно соотношения изгибающего момента и момента сопротивления. Это почему, если так уж важны при расчёте моменты в колоннах? Это всё даёт основание считать данную методику несовершенной, сырой и подлежащей значительной переработке.

[frostyfrost]

Stanum, берем плиту 200 мм с h0 = 160 мм. Для нее ro = 0.005 - 10d12 на 1 пм, ro = 0.01 - 5d12+5d20 на 1пм и т.д. С учетом этого имеем следующие графики по ЕС2, если я ничего не напутал, когда все это забивал. Случай центральной колонны, предельная F при различном приведенном эксцентриситете, нормативный случай. См. вложения. Несущая способность достаточно хорошо изменяется. Отдельно прикладываю картинки, которые раньше выкладывал по сопоставлению ЕС2, ACI и СП в нормативной и расчетной версиях.

[realdoc]

Сообщение от troja Рискну предположить, что картинка эпюр моментов неверна, где то автор вопроса слегка напутал.

Скорее всего да, но такие моменты вполне могут быть, поэтому исключать такого случая нельзя.

Сообщение от troja оэтому складывать или вычитать моменты это бесполезная трата времени.

А вообще вычисление моментов, то хоть не бессмысленная трата времени?

Сообщение от troja Другое дело, а почему надо брать только половину суммы моментов, а не четверть или три четверти?

Я свое мнение изложил. Если у Вас есть другие обоснование четверти или трети - приведите.

Сообщение от troja И потом ещё есть ограничения относительно соотношения изгибающего момента и момента сопротивления. Это почему, если так уж важны при расчёте моменты в колоннах?

Видимо из экспериментальных данных. У Вас есть другие?

Сообщение от troja Это всё даёт основание считать данную методику несовершенной, сырой и подлежащей значительной переработке.

Я тоже ее считаю сырой, поэтому без особой необходимости не делю пополам. Вы считаете ее сырой и считаете что моменты брать не надо вообще. Есть разница?

Сообщение от frostyfrost Несущая способность достаточно хорошо изменяется. Отдельно прикладываю картинки, которые раньше выкладывал по сопоставлению ЕС2, ACI и СП в нормативной и расчетной версиях.

Очень похоже на то, что усилие воспринимаемое продольной арматурой в еврокоде ставят в одну часть уравнения, у нас в другую, т.е. то самое утверждение о необходимости учета половины момента в расчете нормальных сечений. Так получается?

[SergeyKonstr]

Сообщение от troja Другое дело, а почему надо брать только половину суммы моментов, а не четверть или три четверти? кто это на каких весах умудрился взвесить?

Offtop: Товарисчи ученые

[atos88]

SergeyKonstr лучше сюда

[SergeyKonstr]

Сообщение от atos88 лучше сюда

По мне вот это лучше

[atos88]

Offtop: согласен, но этот как раз перевод aci318 - того, что привел выше.

Сообщение от SergeyKonstr По мне вот это лучше

Наконец-то что-то толковое по этому вопросу.

----- добавлено через ~1 ч. -----
Логично предположить, что деление на 2 разности моментов лишь обще-осреднительный прием. Реально же этот к-т (который 0,5 или 1/2 по умолчанию) будет меняться в зависимости от интенсивности продольного армирования надколонной зоны. Если рассматривать залесовские рекомендации по определению моментов по методу эквивалентных рам, несложно заметить приличное осреднение моментов по ширине надколонной полосы. Обычно(в повседневной практике расчета плоских плит по оболочечным моделям) такое осреднение никто не делает, просто устанавливается продольная надопорная арматура по максимуму изгибающего момента у грани колонны. Это означает, что жесткость плиты за зоной эффективного сечения bef будет существенно большей, нежели предполагается "рекомендациями". Следовательно и доля этого самого "несбалансированного" момента (природу которого здесь так никто и не смог внятно объяснить) будет большей, чем половина разности моментов на колоннах. Соответственно, доля "сбалансированного" момента(принимаемого в расчет продавливания плиты) будет обратнопропорциональна доле момента "несбалансированного". Надеюсь этот момент уточнят в нормах в будущем.

[frostyfrost]

Сообщение от realdoc Очень похоже на то, что усилие воспринимаемое продольной арматурой в еврокоде ставят в одну часть уравнения, у нас в другую, т.е. то самое утверждение о необходимости учета половины момента в расчете нормальных сечений. Так получается?

На мой взгляд (плюс продолжение в виде МС2010 и CSCT) идет связь с шириной и глубиной раскрытия нормальных трещин, что влияет на рабочую высоту сечения. В частности ЕС2 дает увеличивающую поправку на предварительное напряжение. Влияние моментов зашито в betta. Продавливание по ЕС2 вообще очень эмпирическое. Я бы рыл в направлении поиска худшего варианта для различных длин проекций наклонных трещин (к примеру от 0.6h0-3h0) через Q/(u*h)+M/(W*h) с учетом различной высоты сжатой зоны/раскрытия трещин (благо график распределения можно построить) и обжатия бетона - совместное действие момента в приопорной части плиты и поперечной силы.

[troja]

Чтобы быть правильно понятым, хотел бы сделать уточнение: я не берусь оспаривать применимость методики расчёта на продавливание, в т.ч. и с использованием изгибающих моментов в колоннах, в фундаментной плите, например. Подойдёт и случай самого верхнего перекрытия в каркасе здания.Охотно соглашусь, что явление продавливания здесь может быть при определённых условиях и в случае наличия моментов в колоннах возможность такого продавливания вероятнее, чем при центрально-сжатых колоннах. Здесь даже зрительно это можно представить, в качестве аналога можно привести падение дерева при сильном ветре, когда оно вместе с корнями выворачивается из земли. Но в случае междуэтажного безбалочного перекрытия этого просто не может быть, потому что "не может быть". На мой взгляд там и продавливания никакого нет, там есть процесс отламывания плиты от поддерживающей конструкции (колонна, пилон) под действием сил тяжести, равных весу плиты+ полезная нагрузка. Изгибающие моменты в плите конечно есть, они влияют на горизонтальное армирование плиты, но к прочности плиты на т.н. продавливание (точнее отламывания) вряд ли имеют отношение. И кстати вопрос к знатокам: в случае опирания колонны на фундаментную плиту тоже момент делить на 2 или брать полной мерой?

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Обычно(в повседневной практике расчета плоских плит по оболочечным моделям) такое осреднение никто не делает

Я всегда делаю

Сообщение от palexxvlad просто устанавливается продольная надопорная арматура по максимуму изгибающего момента у грани колонны

Которая зависит только от разбивки на КЭ и ни от чего более.

Сообщение от frostyfrost В частности ЕС2 дает увеличивающую поправку на предварительное напряжение. Влияние моментов зашито в betta.

Да это понятно как предварительное напряжение влияет на все что связано с поперечными силами. Я о том, что раз кривые достаточно близко друг к другу расположены, значит и зависимости положенные в их основу достаточно близки. Т.е. влияние моментов учитывается аналогично, только записали это в другом виде.

Сообщение от troja На мой взгляд там и продавливания никакого нет, там есть процесс отламывания плиты от поддерживающей конструкции (колонна, пилон) под действием сил тяжести, равных весу плиты+ полезная нагрузка.

Вы не обижайтесь, но это и есть продавливание. Только не "отламывание", а отрыв. Ну и напряжения по контуру отрыва распределены неравномерно от действия момента.

Сообщение от realdoc Я всегда делаю

я тоже иногда делаю, но это осреднение нигде в нормах не прописано, а следовательно не вполне законно.

Сообщение от realdoc Которая зависит только от разбивки на КЭ и ни от чего более.

при чем здесь сетка КЭ? допустим мы используем MicroFE с ее знаменитыми гибридными элементами(для которых густота сетки практически не важна) и учетом реальных размеров и жесткости стыков плиты с колоннами. В этом случае получаем момент в плите на грани колонны "неприлично" близкий к аналитическому . Но сути это не меняет.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad я тоже иногда делаю, но это осреднение нигде в нормах не прописано, а следовательно не вполне законно.

Это теория упругости, теория пластичности и, соответственно, строительная механика. Которая в нормах не прописывается.

Сообщение от palexxvlad допустим мы используем MicroFE с ее знаменитыми гибридными элементами(для которых густота сетки практически не важна)

Я попросил Семенова В.А. при мне протестировать и мы вместе поняли, что есть практически. Только это не к гибридности относится, а к clpl-секции. Гибридность элементов тут не причем.

Сообщение от palexxvlad В этом случае получаем момент в плите на грани колонны "неприлично" близкий к аналитическому .

Аналитически по теории упругости там бесконечный пик (сингулярность).
Добавлено:
1. Перельмутер в своей книжке весьма просто доказывает, что точность гибридных элементов легко получается сгущением сетки.
2. Есть мнение, которому уж лет 40 как минимум, что описание железобетона полиномами высоких порядков не есть хорошее решение.

Сообщение от realdoc Это теория упругости, теория пластичности и, соответственно, строительная механика. Которая в нормах не прописывается.

Ну это для нынешних экспертов не аргумент. Был один такой случай в нашей практике.

Сообщение от realdoc Аналитически по теории упругости там бесконечный пик (сингулярность).

откуда сингулярность , если размеры колонн и жесткость стыка учтены аналитически по теории упругости?

----- добавлено через 39 сек. -----

Сообщение от realdoc Я попросил Семенова В.А. при мне протестировать и мы вместе поняли, что есть практически. Только это не к гибридности относится, а к clpl-секции. Гибридность элементов тут не причем.

пусть будет так, но и это на суть вопроса никак не влияет

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad откуда сингулярность , если размеры колонн и жесткость стыка учтены аналитически по теории упругости?

Возьмите классическую пластину с угловыми вырезом. Нагрузите ее. Меняйте жесткость, размеры, что угодно - пока материал упругий - сингулярность никуда не денется.
Если так интересно - смоделируйте объемниками "реальную" жесткость и посмотрите как напряжения зависят от сетки.
CLPL-секция очень хороший инструмент. Почти идеальный. Но там не просто теория упругости.
Для лиры-скада иного пути кроме получения аналитического пика нет - вот и берет кто как разбил на КЭ, тот то и получил, т.е. бред.
А осреднение оно как кольт - уравнивает в правах. И в лире-скаде и микрофе получим одно и тоже.

Сообщение от palexxvlad пусть будет так, но и это на суть вопроса никак не влияет

Влияет таким образом, что в лире-скаде без осреднения вообще получается бред, а в Микрофе сие действо скрыто за непонятным алгоритмом.
Не реклама Микрофе, при всем уважении.

realdoc, мне кажется мы о разных вещах говорим. Я про то осреднение, что на картинке

[san40]

palexxvlad, realdoc, можно вопрос про осреднение в Лире? Правильно ли я понимаю, что для того чтобы наиболее точно определить "реальные" напряжения на границе колонна-перекрытие, нужно задать размеры КЭ перекрытия, равные сечению колонны?

Сообщение от san40 ...чтобы наиболее точно определить "реальные" напряжения на границе колонна-перекрытие, нужно задать размеры КЭ перекрытия, равные сечению колонны?

Сомнительная логика. По-моему, так не получить близкие к реальности напряжения. да, точка интегрирования для изопараметрического КЭ пластинки совпадет с гранью колонны. Но в одном их 4-х узлов сингулярность, что породит "неправильное" вычисление усилий в элементе. Кроме того, усилия в колонне будут вычислены также "неправильно".

[frostyfrost]

Сообщение от realdoc Т.е. влияние моментов учитывается аналогично, только записали это в другом виде.

В ЕС2 учет момента производится через введение множителя betta к Q/(u*h0), форма достаточно эмпирическая. Рисунок в координатах e_z=M_z/Q и e_y=M_y/Q. Но нужно учитывать, что в ЕС2 другой расчетный контур

[troja]

Сообщение от realdoc Вы не обижайтесь, но это и есть продавливание. Только не "отламывание", а отрыв

Я не обижаюсь, можете на этот счёт не переживать. Назовите отрывом, если угодно, но по моему очевидно, что никакого продавливания в междуэтажном перекрытии и близко нет. В фундаментной плите есть, а тут неоткуда этому явлению взяться, уж извините. Скорее всего при неравенстве нагрузок в пролётах есть и неравномерность в напряжениях по контуру отрыва, но изгибающие моменты в колоннах тут причём?

Сообщение от troja Скорее всего при неравенстве нагрузок в пролётах есть и неравномерность в напряжениях по контуру отрыва, но изгибающие моменты в колоннах тут причём?

Ну как же это "не при чем"? Колонны имеют связь с плитой, поэтому и влияние их на усилия в плите будет.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Я про то осреднение, что на картинке

И я про него. Просто эпюра моментов по теории упругости выглядит не так как изображено у вас на левом верхнем рисунке. Чтобы в этом убедиться, достаточно убрать clpl-секции. Например, сгенерировать туже схему в MicroFE, а не в Gen3Dim.
Для того чтобы убирать этот пик Семенов с коллегами, которых как я понимаю тоже выжили с этого форума придумали такую замечательную вещь как clpl-секции.
Думаю убедиться в том что это тоже не истина в последней инстанции просто - построить сечение проходящее не через центр колонны, а по грани. Даже при учете реальных размеров колонны там должны быть безконечные пики. Аналогия очень простая - мысленно натяните скатерть на прямоугольный стол с острыми краями и резко дерните вниз. Где порвется? Правильно, с углов.
Есть и фактическое подтверждение этому - постоянное скалывание колонн в углах в зоне опирания перекрытия. Это принимают за дефект бетонирования и ремонтируют. Естественно, после ремонта напряжения уходят и все работает нормально.
Я очень уважаю авторов МикроФе. Но надо понимать, что предела совершенству нет.

Сообщение от san40 palexxvlad, realdoc, можно вопрос про осреднение в Лире? Правильно ли я понимаю, что для того чтобы наиболее точно определить "реальные" напряжения на границе колонна-перекрытие, нужно задать размеры КЭ перекрытия, равные сечению колонны?

В рамках теории упругости в углах возникают бесконечные пики. Поэтому упругим решением нельзя смоделировать что-то точно в этом месте. Все реальные тела работают в таких зонах (сингулярность) с неупругими деформациями.
Правильно просто брать площадь эпюры моментов и ее осреднять на той зоне, какой Вы хотите. Вид эпюры будет зависить от решения. Площадь - зависит только от равновесия.

Сообщение от troja Скорее всего при неравенстве нагрузок в пролётах есть и неравномерность в напряжениях по контуру отрыва, но изгибающие моменты в колоннах тут причём?

Правильно. Если существует равновесие - то эта неравномерность (интегрально называемая изгибающим моментов) и есть скачок моментов на колонне.

[Stanum]

realdoc, а я как-то всегда считал, что сингулярнгсть это свойство не реального тела, а математической абстракции, чем больше абстракции тем больше пик. Прямой угол тоже абстракция.

[troja]

Сообщение от realdoc эта неравномерность (интегрально называемая изгибающим моментов) и есть скачок моментов на колонне.

Ранее мы уже разбирались с моментами и договорились, что моменты в колоннах могут быть от неравномерности распределения нагрузки, от неравенства пролётов, от неравенства осадок, от ветра, землетрясений, несоосности, ну и ещё наверное от чего то. Согласен, что все или большинство эти факторы влияют на горизонтальное армирование плиты перекрытия, но на продавливание чего ради? Только потому что нам так хочется?

[An2]

Иван Иванович, нашел еще одну аналогию - давление под подошвой плиты зависит от продольной силы в колонне, а также момента, в колонне на уровне обреза фундамента... то есть вертикальные напряжения (в данном случае давление) зависят и от момента тоже..... при расчете фундаментов мы делаем проверку этих напряжений, сравнивая с расчетным сопротивлением*1.2 (могу ошибиться) которые равны:

S = N/A+M/W <= 1.2R

В модели продавливания СП (EN, ACI318) использована та же аналогия, вот только трансформация этого момента в касательные напряжения продавливающие сделана не совсем корректно (имхо) с точки зрения сопромата. Действительно непонятно как авторам этой методики DiStasio удалось уравновесить несбалансированный момент касательными напряжениями?! (немного подробнее будет об этом в статье)

по поводу половины моментов меня терзают смутные сомнения ), что в Американских нормах (если прослеживать историю) была допущена неверная трактовка при актуализации...
первоначально в теории было указано, что формулы справедливы в том случае, когда продольное армирование в зоне X (эффективная ширина плиты) составляет не менее 50% от всей арматуры, необходимой для восприятия опорного момента... в последующих редакциях (не ручаюсь за дословный перевод) уже звучало .... 50% несбалансированного момента необходимо учитывать при продавливании, а остальную часть момента в расчете на действие изгибающих моментов.... эта трактовка, скорее всего и была основой того что мы имеем.

[realdoc]

Сообщение от Stanum realdoc, а я как-то всегда считал, что сингулярнгсть это свойство не реального тела, а математической абстракции, чем больше абстракции тем больше пик. Прямой угол тоже абстракция.

Правильно замените "математическая абстракция" на "теория упругости" и получите то что я сказал. В рамках теории упругости в таких местах возникает бесконечный пик.

Сообщение от An2 Действительно непонятно как авторам этой методики DiStasio удалось уравновесить несбалансированный момент касательными напряжениями?!

А в чем Вы видите проблему? для принятого в СП контура в виде прямоугольного параллелепипеда (взамен усеченной пирамиды) все вроде бы понятно.

[An2]

это схема Di Stasio согласно которой он вычисляет касательные напряжения, уравновешивая их с узловым моментом...



это все равно, что если бы мы с Вами рассматривая жесткий узел "ригель-колонна", да или еще проще шарнирно опертую балку, на удалении от опоры провели сечение... и составили уравнение равновесия относительно какой либо точки, с одной стороны учитывая моменты, сосредоточенные силы, а с другой касательные напряжения в рассматриваемом сечении со своим плечом .... другими словами взяли эпюру моментов и наложили на нее эпюру касательных сил домножив на плечо от рассматриваемого сечения ....

надеюсь донес через этот бред мысль )

[realdoc]

Сообщение от An2 это все равно, что если бы мы с Вами рассматривая жесткий узел "ригель-колонна", да или еще проще шарнирно опертую балку, на удалении от опоры провели сечение... и составили уравнение равновесия относительно какой либо точки, с одной стороны учитывая моменты, сосредоточенные силы, а с другой касательные напряжения в рассматриваемом сечении со своим плечом .... другими словами взяли эпюру моментов и наложили на нее эпюру касательных сил домножив на плече от рассматриваемого сечения ....

Я это примерно так и представляю, но пока не вижу в этом проблемы. В чем Вы видите проблему - в том что сечение по контуру не является плоским и нельзя говорить о линейном распределении? Или о том, что равномерное распределение по высоте сечения нельзя принимать. Вроде все верно - Q*y=M где y- расстояние до рассматриваемого сечения.

Сообщение от An2 Действительно непонятно как авторам этой методики DiStasio удалось уравновесить несбалансированный момент касательными напряжениями?! (немного подробнее будет об этом в статье)

Совсем не понятно

Сообщение от An2 по поводу половины моментов меня терзают смутные сомнения ), что в Американских нормах (если прослеживать историю) была допущена неверная трактовка при актуализации...

логично предположить, что эта неверная трактовка "бездумно" перекочевала и в наши нормы

Сообщение от An2 продольное армирование в зоне X (эффективная ширина плиты)

An2, можете пояснить откуда "растут ноги" у этой эффективной ширины. Т.е. исходя из чего(с точки зрения сопромата, теории пластичности и т.п.) и каким образом определяется величина этой эффективной ширины, принимаемая в расчет? И почему проверка прочности соединения "плита-колонна" по нормальному сечению этой ширины не включена в нормы? Да и вообще почему этого понятия нет в наших нормах? Вот realdoc вообще говорит, что эта величина зависит от густоты сетки КЭ и осреднения теории упругости. Где правильный курс на ясное понимание этого вопроса?

[SergeyKonstr]

Сообщение от palexxvlad И почему проверка прочности соединения "плита-колонна" по нормальному сечению этой ширины не включена в нормы?

Offtop: Включена уж давно. Во вложении последний абзац

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: Включена уж давно. Во вложении последний абзац

Эта описательная формулировка типа "...учитывается..." в три строчки, в моем понимании, не является проверкой. Если учитывается, то совместно с чем, как и когда. Допустимо ли подбирать армирование плиты только по полученным усилиям из расчета по пространственной оболочечно-стержневой схеме или нужно и этот момент "...учитывать..." как-то дополнительно?

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Вот realdoc вообще говорит, что эта величина зависит от густоты сетки КЭ и осреднения теории упругости. Где правильный курс на ясное понимание этого вопроса?

Я не говорил, что эффективная ширина зависит от сетки. Я говорил, что значение на эпюре моментов зависит от сетки.
С точки зрения теории упругости в этом месте возникает бесконечный пик погонного (на единицу ширины) значения изгибающего момента. Это не значит что сам изгибающий момент (суть площадь эпюры на некоторой ширине) равен бесконечности. Например значение у гиперболы 1/х при х=0 равно бесконечности, но это не значит, что площадь под этой эпюрой равна бесконечности - площадь вполне себе конечная величина.
Все "нормальные" решения будут основаны на том, что в этой зоне будет текучесть материала, т.е. пластические деформации. Ширину на которой еще можно считать включение стержней в работу равномерным естественно на все случаи жизни предсказать нельзя. Поэтому каждый принимает это для себе. Залесов так решил. Есть люди, которые считают по другому. Кто-то определяет в толщинах, кто-то в долях пролета - кому как больше нравится. Еще и от нагружения наверное зависит - пластические деформации которые можно себе позволить при особой нагрузке не факт что можно позволить при эксплуатационной.
Собственно "классический" способ расчета безбалочных перекрытий по линиям излома это назначение эффективной ширины на все расстояние между колоннами. Наверное такой способ тоже имеет право на жизнь, особенно с учетом того, что в те времена когда этот способ разрабатывался проектировались только капительные безбалочные перекрытия.

Сообщение от realdoc Поэтому каждый принимает это для себе. Залесов так решил. Есть люди, которые считают по другому. Кто-то определяет в толщинах, кто-то в долях пролета - кому как больше нравится.

А нормы и их соблюдение для чего тогда нужны? Я как раз и говорю про отсутствие нормированности этой величины. Иначе можно сказать, что, при расчете на продавливание, все по разному принимают очертание контура продавливания, кто-то в виде прямоугольника, кто-то в виде прямоугольника с закругленными углами, кто-то еще как-то - кому как больше нравится. Но это не так, в наших нормах узаконены лишь прямоугольные контуры с четко фиксированными размерами и методикой расчета. Поэтому хотелось бы такой же четкости в вопросе подбора продольной арматуры на участке эффективной ширины X.

[An2]

можете пояснить откуда "растут ноги" у этой эффективной ширины

ширину распределения арматуры нужно ограничивать в первую очередь для обеспечения трещиностойкости перекрытий в надколонной зоне. Предполагаю что в СП этот вопрос не рассмотрен, так как документ этот носит общий характер, и правильно было бы разработать развивающий стандарт с требованиями для монолитных перекрытий...хотя в ACI 318 эти важные указания присутствуют в основном документе..

тут даже не столько вопрос к авторам можно адресовать, сколько к Минрегиону, на сколько я знаю объем СП очень жестко ограничивали наши мудрые руководители от министерства

Сообщение от An2 ширину распределения арматуры нужно ограничивать в первую очередь для обеспечения трещиностойкости перекрытий в надколонной зоне.

Так нет ни в нормах, ни в понимании рядового инженера никакого понятия о допустимой ширине распределения продольной арматуры в надколонной зоне. Зато, как оказалось, есть некая загадочно закомуфлированная эффективная ширина, для которой должно выполняться условие прочности и трещиностойкости нормального сечения.

Сообщение от An2 ...хотя в ACI 318 эти важные указания присутствуют в основном документе..

An2, мил человек, ну для чего нам ковыряние в этом ACI 318? Неужели своих материалов нет, чтобы расписать простенько и со вкусом что да как в этом вопросе? Даже в древних залесовских рекомендациях по эквивалентным рамам все понятно расписано касательно этой проверки. А в новейшем актуализированном СНиП что? Дырка от бублика там. Зато продавливание с учетом моментов.

[An2]

palexxvlad
очень скоро придется ковыряться в EC2 точно, так что учите как говориться матчасть ) курс нынешнего министерства именно такой...

ну вот в Залесовских рекомендациях и есть все подробно с картинками, только все таки эта ширина больше относиться к обеспечению трещиностойкости, прочность в традиционных перекрытиях можно считать методом предельного равновесия.

Сообщение от An2 palexxvlad очень скоро придется ковыряться в EC2 точно, так что учите как говориться матчасть ) курс нынешнего министерства именно такой...

Ну EC2 хотя бы в каком-то переводе есть, поэтому с ним разберемся

Сообщение от An2 ну вот в Залесовских рекомендациях и есть все подробно с картинками

Т.е. Вы рекомендуете брать ширину участка осреднения по Залесову и проверять трещиностойкость этого участка от действия половины разности моментов в колоннах?

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad А нормы и их соблюдение для чего тогда нужны?

Все вещи в нормах не оговоришь, особенно те которые зависят от многих параметров и исследованы достаточно слабо.
От чего это зависит. Те критерии что знаю я:
1. Толщина плиты. Естественно прочность бетона и арматуры.
2. Коэффициент армирования.
3. Пролеты как в одном, так и в другом направлении.
4. Понимание того, что есть допустимые пластические деформации. Суть одна и таже величина в металле и жб отличается почти в 10 раз.
5. Шаг арматуры.
6. Наличие трещин.
Как исследовать влияние всех этих параметров и дать какие-то общие рекомендации. Вряд ли это возможно с абсолютной точностью, чтобы люди потом апеллировали: "но так же в нормах написано".

Сообщение от palexxvlad есть некая загадочно закомуфлированная эффективная ширина, для которой должно выполняться условие прочности и трещиностойкости нормального сечения

Саму постановку вопроса о трещиностойкости данной зоны я считаю неверной без рассмотрения равновесия плиты в целом. Так как там где есть текучесть арматуры, трещиностойкость можно проверить только рассмотрением равновесия системы.

[An2]

нет, ширина относиться к расчету плиты на изгибающие моменты, при продавливании этого делать не нужно.

Сообщение от realdoc Как исследовать влияние всех этих параметров и дать какие-то общие рекомендации. Вряд ли это возможно с абсолютной точностью, чтобы люди потом апеллировали: "но так же в нормах написано".

Кому нужна эта абсолютная точность? А вот допустимая точность очень кстати бы была. Проблема мне видится в том, что, на данный момент, нет никакой законной конкретной точности. Значит, идею учета половинчатых моментов при продавливании реализовали в методику, а учет остальной половинки остался повисшим в воздухе ввиду недостаточной изученности Это как-то несерьезно выглядит, т.к. вещи эти взаимосвязанные и не существующие раздельно друг от друга.

Сообщение от realdoc Саму постановку вопроса о трещиностойкости данной зоны я считаю неверной без рассмотрения равновесия плиты в целом. Так как там где есть текучесть арматуры, трещиностойкость можно проверить только рассмотрением равновесия системы.

А я вообще считаю эту проверку абсурдной с точки зрения распределения расчетных усилий в плите по упругой модели. Там где максимум момента(пусть с обрезанным пиком сингулярности), там и максимум ширины раскрытия трещины при прочих равных условиях. В таком случае, нужно вводить понятие эффективной(или остредненной) ширины раскрытия трещин на эффективном участке плиты.

----- добавлено через ~6 мин. -----

Сообщение от An2 нет, ширина относиться к расчету плиты на изгибающие моменты, при продавливании этого делать не нужно.

это ясно как Божий день, но обычно проектируется плита вцелом. причем проектирование зачастую ведется одним человеком, который проектирует и продавливание и нормальные сечения на одном и том же участке плиты.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Кому нужна эта абсолютная точность? А вот допустимая точность очень кстати бы была.

Это не так просто. Для меня, допустим, предельная разность относительных деформаций арматуры по полосе 0,005 - чисто для примера, конкретная величина неважна. Вы возьмете 0,025. И кто прав? - Вы экономичнее, я безопаснее. Я никак не пойму - почему Вы не хотите взять допустим по рекомендациям Залесова? У меня свои соображения, но похожие.

Сообщение от palexxvlad В таком случае, нужно вводить понятие эффективной(или остредненной) ширины раскрытия трещин на эффективном участке плиты.

Ну посчитайте по этой полосе - ведь осредняют же по сборной плите независимо от характера нагрузки. Вы хотите чтобы это прописали в нормах? Понятно что это было бы неплохо. Но если есть решение устраивающее конкретно меня (Вас), то зачем мне ждать нормы.

Сообщение от realdoc Я никак не пойму - почему Вы не хотите взять допустим по рекомендациям Залесова? У меня свои соображения, но похожие.

С чего Вы взяли, что я не хочу. Мне нравятся рекомендации Залесова. Offtop: Но вот был однажды случай в моей практике. Проектировался 10-ти этажный дом без диафрагм жесткости. Я их не ввел в схему ввиду частого расположения колонн. Все проверки прочности и деформативности сошлись. Проект был отдан на экспертизу. Эксперт выкатил замечание об геометрической изменяемости каркаса здания и неверно принятой расчетной схеме. Диафрагм, образующих ядро жесткости, видите ли нет. Я ему говорю, что жесткости узлов сопряжения колонн и перекрытий с запасом хватает для обеспечения устойчивости и неизменяемости здания, а он мне в ответ, мол, узлы шарнирные и здание рухнет. Я ему эти залесовские рекомендации, в которых узлы сопряжения колонн с плитами принимаются жесткими, предъявляю, а он(эксперт) даже смотреть на них не хочет. Это не норма и точка.

Сообщение от realdoc Вы хотите чтобы это прописали в нормах?

Да, именно этого я хочу.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от realdoc Но если есть решение устраивающее конкретно меня (Вас), то зачем мне ждать нормы.

главное, чтобы это решение устроило эксперта без ожидания ссылки на нормы

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Да, именно этого я хочу.

Хорошо бы. Но иметь свои соображения на этот счет не менее интересно.

Сообщение от palexxvlad Диафрагм, образующих ядро жесткости, видите ли нет. Я ему говорю, что жесткости узлов сопряжения колонн и перекрытий с запасом хватает для обеспечения устойчивости и неизменяемости здания, а он мне в ответ, мол, узлы шарнирные и здание рухнет.

Всяких чудаков хватает. Но только в этом случае нормы бы Вам не помогли - конструкции узлов в нормах не рассмотришь. Я обычно прошу эксперта пояснить рисунком возможную схему разрушения узла/элемента. Если отказывается - топаю к главному инженеру экспертизы. В 70% по шапке получаю я, в 30% эксперт. Но и это считаю неплохо. Если доведу до 50% будет еще лучше :-).

Сообщение от realdoc Всяких чудаков хватает. Но только в этом случае нормы бы Вам не помогли - конструкции узлов в нормах не рассмотришь. Я обычно прошу эксперта пояснить рисунком возможную схему разрушения узла/элемента. Если отказывается - топаю к главному инженеру экспертизы.

Offtop: топал я к главному. Он мне сказал, что слушать меня не будет, т.к. своим экспертам он доверяет значительно больше, чем всяким иногородним проектировщикам.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad главное, чтобы это решение устроило эксперта без ожидания ссылки на нормы

Наши эксперты плевать хотели на нормы - взяли моду писать одно замечание "во исполнение требований статьи 7 ФЗ-384 принять то-то". Т.е. ссылкой на конкретные железобетонные нормы не заморачиваются. Против лома один прием только существует.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от palexxvlad топал я к главному. Он мне сказал, что слушать меня не будет, т.к. своим экспертам он доверяет значительно больше, чем всяким иногородним проектировщикам.

это и есть те самые 70% случаев :-). Бывало и до НИИЖБ доходили - когда правда важнее, а денег заказчик не жалеет.

[troja]

Сообщение от realdoc Я обычно прошу эксперта пояснить рисунком возможную схему разрушения узла/элемента.

Вот и я попросил бы уважаемых форумных экспертов "пояснить рисунком" или словами возможную картину разрушения плиты безбалочного междуэтажного перекрытия, рассчитанного только на поперечную силу (без учёта моментов в колоннах) с запасом эдак 20-25%. Только конечно вариант пояснения "она рухнет вниз" меня не устроит.Желательно пояснить поподробнее, с описанием алгоритма поведения плиты. Мой вариант ответа: будет стоять как миленькая. А в качестве подтверждения правильности такого вывода можно указать на тысячи зданий, рассчитанных именно так и демонстрирующих свою живучесть.

[frostyfrost]

troja, вероятность наступления максимальных расчетных нагрузок при учете того, что бетон залит с расчетными прочностями очень мала. Нормативная прочность дает в плюс 1.5, что уже по последним нормам максимальный вклад с учетом моментов. Далее коэффициенты по нагрузкам. В среднем 1.1-1.2. Плюс 1.1 от учета продолжительности воздействия.

[troja]

frostyfrost, а поконкретнее можно? Обрушится или нет?

[frostyfrost]

По 63-ему СП при средних нагрузках близких к нормативным длительным и нормативным прочностям коэффициентами должны перекрыть, особенно если еще запас у Вас 20%))) В этом случае обрушиться не должно, но запасы будут не соответствовать нормативными.

[troja]

Сообщение от frostyfrost В этом случае обрушиться не должно, но запасы будут не соответствовать нормативными.

То есть можно сказать так: вы согласны с тем, что достаточно рассчитать плиту междуэтажного (подчёркиваю) перекрытия по простенькой формуле расчёта на поперечную силу с обеспечением каких то нормативных запасов и не морочить голову насчёт учёта изгибающих моментов в колоннах над и под плитой. Ну наконец то как будто хотя бы одного сообщника нашёл, если не обманываюсь. Вот сколько пишу на эту тему, сколько ни пытаюсь убедить в нелепости этой методики, все почему то дружно начинают меня убеждать, что без учёта моментов никак нельзя. ВСЮ ЖИЗНЬ БЫЛО МОЖНО, А ВОТ СЕЙЧАС НЕЛЬЗЯ.

[frostyfrost]

Сообщение от troja То есть можно сказать так: вы согласны с тем, что достаточно рассчитать плиту междуэтажного (подчёркиваю) перекрытия по простенькой формуле расчёта на поперечную силу с обеспечением каких то нормативных запасов и не морочить голову насчёт учёта изгибающих моментов в колоннах над и под плитой

Если брать по СП52, то с можно множить Q на 2 (вклад от моментов не может превышать вклад от поперечной) и считать на 2*Q, для СП63 - на 1.5 (0.5 вклада от моментов не могут превышать вклад от поперечной). Это предельные значения по условиям СП. Для центральных колонн при равных пролетах проверки будут завышены, но во всех остальных случаях (угловая, крайняя, центральная с отверстиями по периметру, неравномерность осадок, сильно разные пролеты и т.д.), когда моменты дают сильный вклад, особо не промахнетесь, главное периметр правильно посчитать.

[swell{d}]

Offtop: я тоже не учитываю моменты, но стесняюсь об этом говорить, ибо праведный гнев неминуем

[102030]

раз в другой теме тишина - задам вопрос тут )

Покурил тут форум, но ответа не смог найти...

Как снять усилия(а именно моменты) из расчетной схема мономаха для расчета на продавливание у стен? Для колонн ясно - там эпюры рисует и моменты легко находятся. А как быть со стенами? Суммарные нагрузки на стены и колонны - что там показывается? в каком месте стены эти моменты действуют? как получить краевые значения для верха и низа стены?

102030, почему бы не посмотреть просто напряжения Mx (My)?

[102030]

Сообщение от Arikaikai 102030, почему бы не посмотреть просто напряжения Mx (My)?

фак, точно... тогда на всякий - значения там приведены тм*м/м - надо умножать на ширину КЭ(ну или стены в целом) для получения фактического значения М?

102030, не-а. Как раз для стыка стена/плита Вам нужен либо распределенный момент, либо он же, но умноженный на некий рассматриваемый погонный метр.

Сообщение от 102030 тм*м/м

лишнего букв "м". Просто тонна умножить на метр (нормальная размерность для момента), деленная на метр (ибо распределенная по длине).

[realdoc]

А как можно проверить продавливание на стенах? Формально конечно формулы распространяются на элементы любой формы, однако очевидно (и есть фактическое тому подтверждение), что по длине стены продавливающие усилия распределены неравномерно и принимать тот же расчет через контур продавливания не есть правильно.

[troja]

Сообщение от 102030 Как снять усилия(а именно моменты) из расчетной схема мономаха для расчета на продавливание у стен?

Вот ещё один наглядный пример заморачивания мозгов у простых советских проектировщиков с помощью методики расчёта с учётом моментов. Тут как то месяцев 5-6 тому назад одна девочка допытывалась как ей "правильно" рассчитать балочное перекрытие на продавливание с учётом моментов. И ведь, несмотря на очевидную абсурдность постановки вопроса, в определённой логике этого вопроса не откажешь:моменты в колоннах есть?-есть. В плитах их учитывать надо? - надо. А почему тогда такие же моменты не учитывать для балок?-нет ответа, кроме верчения пальцем у виска. А ведь в самом деле почему в одном случае надо, в другом случае нет? Так ли велика разница между перекрытиями хоть балочными, хотя бы безбалочными? Она конечно есть, но не настолько велика, чтобы принцип использования нагрузок был совершенно разным.

[realdoc]

Сообщение от troja Тут как то месяцев 5-6 тому назад одна девочка допытывалась как ей "правильно" рассчитать балочное перекрытие на продавливание с учётом моментов. И ведь, несмотря на очевидную абсурдность постановки вопроса

Без схемы расположения балок для меня абсурдность вопроса не очевидна.

Сообщение от troja А почему тогда такие же моменты не учитывать для балок?-нет ответа, кроме верчения пальцем у виска.

А Вы их учитываете - потому что аналог расчета на продавливание это расчет на поперечную силу. И именно моменты в колонне передавая частично момент балкам увеличивают поперечную силу в балке под одну сторону от рассматриваемой колонны и уменьшают в другой балке. Т.е. этот момент у Вас вошел в поперечную силу в балке и именно там Вы его и учли.

Сообщение от troja Так ли велика разница между перекрытиями хоть балочными, хотя бы безбалочными? Она конечно есть, но не настолько велика, чтобы принцип использования нагрузок был совершенно разным.

С точки зрения продавливания, где рассматривается совершенно иное сечение по сравнению с наклонным в балках, разница есть.

[Vlad_2013]

Балка и плита это разные вещи, отличие у них в контуре среза. В балках сходимость по наклонному более менее от поперечной силы, а вот в плите пока все смутно.

[troja]

realdoc Ну самая обычная схема: на колонны опираются балки, по балкам сплошная плита. И какое продавливание Вы здесь желаете узрить? Что тут чего продавит? В балках проводится расчёт наклонных сечений на поперечную силу и на моменты, но раздельно, а не вместе, как требуют сейчас для безбалочных перекрытий. Да и моменты балочные, а не в колоннах.

[swell{d}]

продавливание балок - офигенная тема. у меня недавно был объект, колонна 350х400, плита 200 - не несёт на продавливание. подвёл с одной стороны балку h=400 (вместе с плитой) и сел репу чесать, как же теперь продавливающую силу посчитать...

[frostyfrost]

Сообщение от swell{d} продавливание балок - офигенная тема. у меня недавно был объект, колонна 350х400, плита 200 - не несёт на продавливание. подвёл с одной стороны балку h=400 (вместе с плитой) и сел репу чесать, как же теперь продавливающую силу посчитать...

Ну тут есть вариант, что контур продавливания принять, как для стены. Кстати, а кто-нибудь вообще сопоставлял несущие способности, если, к примеру, взять вместо плиты опирающейся на крайнюю колонну три балки? Посчитать эти балки, как для продавливания, так и по стандартной балочной технике

[Naredven]

Из всего вышесказанного понятно, что чтобы точно спать спокойно нужно моменты сложить по модулю и не делить)
Но это будет перерасход. Нарисовал как я понял как надо их считать.

[realdoc]

Сообщение от troja В балках проводится расчёт наклонных сечений на поперечную силу и на моменты, но раздельно

Я Вам вот что скажу - поперечная сила и моменты связаны между собой. А именно поперечная сила это производная по моменту. Поэтому если Вы думаете что считаете только на поперечную силу, то это не так.

Сообщение от troja а не вместе, как требуют сейчас для безбалочных перекрытий.

Какое именно слово здесь непонятно:

Сообщение от realdoc А Вы их учитываете - потому что аналог расчета на продавливание это расчет на поперечную силу. И именно моменты в колонне передавая частично момент балкам увеличивают поперечную силу в балке под одну сторону от рассматриваемой колонны и уменьшают в другой балке. Т.е. этот момент у Вас вошел в поперечную силу в балке и именно там Вы его и учли.

Сообщение от troja Да и моменты балочные, а не в колоннах.

Моменты не в балке и не в колонне. Они из равновесия системы балок и колонн. И равновесия узла в том числе. И потому сумма всех моментов в узле равна нулю. И потому сумма моментов в балках равна сумме моментов в колоннах примыкающих к узлу.

[frostyfrost]

Сообщение от Naredven Но это будет перерасход. Нарисовал как я понял как надо их считать.

Да, нужно вычислять перепад, потом его делить на два по СП.

[troja]

Что то никто не ответил мне на вопрос о том. как быть с моментом в колонне, опирающейся на фунд. плиту. Тоже делить на 2? Внизу то колонны нет, складывать или вычитать не с чем.

[frostyfrost]

В плитах мы принимаем перепад продольных сил и моментов, доя фундаментной плиты берем максимальную продольную силу и полный момент, который делится на 2

[Naredven]

Сообщение от frostyfrost Да, нужно вычислять перепад, потом его делить на два по СП.

Есть програмка Meksik(здесь на сайте есть) по расчету на продавливание.Она складывает и делит на два. Тоесть если моменты -4 и 6 то получаем (-4+6)/2=1
Тоесть она не правильная?

[realdoc]

Сообщение от troja Что то никто не ответил мне на вопрос о том. как быть с моментом в колонне, опирающейся на фунд. плиту. Тоже делить на 2? Внизу то колонны нет, складывать или вычитать не с чем.

Кто хотел разобраться, тот увидел

Сообщение от GIP Может так, почему в случае с фундаментной плитой не делим на два ?

Сообщение от realdoc А кто сказал, что не делим? Пособие не выделяет такого случая - всегда берется половина момента.

Сообщение от GIP да, точно, он тоже делится на два. тогда можно подитожить: всегда делим на два.......

[atos88]

Во вложении вырезка из ACI насчет способов уменьшения, которые учитываются при расчете по продавливанию. Если сделать вольный перевод (учил только в школе - сильно не бейте, возможны ошибки):
"11.11.7.1. В случаях наличия сил тяжести, ветровой нагрузки, сейсмической или любой другой сдвигающей нагрузки силы, передающей несбалансированный момент между плитой и колонной, момент yf*Mu должен быть передан через изгиб в соответствии с 13.5.3. Оставшуюся часть несбалансированного момента необходимо передать через внецентренное продавливание....
13.5.3.2. Часть несбалансированного момента yfMu необходимо передать через изгиб на эффективной ширине плиты между линиями 1,5 толщины плиты за гранью колонны (т.е. размер колонны + 3*h).... yf=1/(1+(2/3*(sqrt(b1/b2))))
13.5.3.3. Для плиты без предварительного напряжения с несбалансированным моментом между плитой и колонной допускается увеличивать yf в соответствии со следующим:
а) Для колонны с краю плиты с моментов относительно оси параллельной краю, yf=1 допускается когда Vu на крайней опоре не превышает 0.75*ф*Vc или для угловой колонны не превышает 0,5*ф*Vc
b) Для несбалансированного момента для внутренней опоры или для колонны с краю плиты относительно оси перпендикулярной краю, увеличивать yf в 1,25 раза но не больше 1, когда Vu не превышает 0,4*ф*Vc. et (максимальное удлинение), рассчитанная по эффектиной ширине в соответствии с 13,5,3,2 не должно превышать 0,010."
ф*Vc - максимальная поперечная сила, которую может воспринять плита на ширине равной шагу колонн.

[Vovas_91]

Минуло 10 лет с тех пор как ворковали над продавливанием. Надеюсь появились люди кто досконально разобрался в этой теме
У меня остался вопрос по поводу определения момента на который нужно считать плиту на продавливание M=M_loc/2. M_loc = M1+M2. М1,М2 - моменты в колонне над и под плитой. Случай стандартный без изысков.
1. Если мы все-таки делим на 2, то каким образом в том же МКЭ учесть эту оставшуюся половину при расчете плиты по нормальному сечению?
//Ребята скидывали выкопировки https://disk.yandex.ru/i/BGy2Hee0vCmBtw (к сожалению не знаю источника) где было сказано, что моменты в узле перераспределяются пропорционально жесткости колонны/плиты (плита как условный ригель), с расчетом коэффициента который обозначал долю момента в узле который на себя берет плита, но по всей видимости, это было сказано в контексте ручного счета. Сейчас, имя МКЭ, имея АЖТ в узлах, имея капители -это вообще легитимно?
Складывается ощущение, что делить уже не надо потому что МКЭ автоматически решает задачу перераспределения усилий между плитой и колонной. Таким образом получается, что при составлении уравнения равновесия M_loc мы должны полностью воспринять плитой.

[Tyhig]

Я не делю.
Беру разницу моментов колонн.
Почти всегда получается больше границы 0,5*F/F, срезающей часть момента. Почти всегда, потому что центральные и рядовые места стараюсь делать толсто с запасом. Продавливаются края, углы, торцы. Остальное запас за счёт унификации.
Ну то есть почти всегда добавляется эксцентриситет периметра пирамиды u.

[Vovas_91]

Сообщение от Tyhig Почти всегда получается больше границы 0,5*F/F, срезающей часть момента.

И как вам спится после этого? Как вы это объясняете? Куда деется эта оставшаяся часть, которая может быть в 10 раз больше значения 0,5*F/F_ult?
Я без иронии, серьезно. Думали над этим? Я не понимаю, что значит взять и обрезать...
https://disk.yandex.ru/i/RO_XNqy8Kpjsuw Вот последний пример. Угловая колонна, большой M_loc. Момент не делил. Разница в 50раз, а мы взяли и обрезали...

[nickname2019]

Сообщение от Vovas_91 И как вам спится после этого? Как вы это объясняете? Куда деется эта оставшаяся часть, которая может быть в 10 раз больше значения 0,5*F/F_ult? Я без иронии, серьезно. Думали над этим? Я не понимаю, что значит взять и обрезать...

Продавливание развивается от продольной силы, передающейся с плиты на колонну. "Чистый" момент (в вакууме) не может вызвать разрушение от продавливания, увеличение момента приведет к разрушению продольной арматуры плиты от изгиба.
Узел реальной работает по-другому. СП примерно учитывает влияние момента как 0,5 Млок.

При армировании плит нужно исходить из полей армирования в плитах, полученных без всяких 0,5 Млок (плиты армируются на полный момент, так как трудно понять границу, где 0,5 Млок, а где уже полный Млок - чуть подальше от колонны).
Непосредственно над колонной должно быть арматуры не меньше, чем на восприятие 0,5 Млок (что обычно обеспечивается, если просто плиту заармировать по расчетным полям).

[Tyhig]

Vovas_91, это условный расчёт по приблизительной расчётной модели. Погрешность до 30% не в запас, если всё посчитать правильно.
Так что какая разница. Полмомента и обрезка зашиты в модели и коэффициентах.

[Denbad]

Я ситуацию с M loc / 2 так понял:

[nickname2019]

Сообщение от Denbad Я ситуацию с M loc / 2 так понял:

Нет. Момент создается касательными напряжениями по всему контуру продавливания.

[Vovas_91]

Сообщение от nickname2019 создается

создаёт

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Tyhig Vovas_91, это условный расчёт по приблизительной расчётной модели. Погрешность до 30% не в запас, если всё посчитать правильно. Так что какая разница. Полмомента и обрезка зашиты в модели и коэффициентах.

Такой ответ меня удовлетворить не может, ибо обрезаем мы момент в десятки раз больше, чем тот который учитываем, при этом вы говорите о погрешности в 1.3 раза. Разные порядки.
Но большего просить от вас и не могу
Получается, что воз и ныне там. Вроде как и рекомендации уже есть. А с пониманием как были проблемы, так и остались - кто, что, откуда берется, зачем и почему.

----- добавлено через ~9 мин. -----

Сообщение от nickname2019 "Чистый" момент (в вакууме) не может вызвать разрушение от продавливания

В корне не согласен с вами. Представьте себе ситуацию, гипотетическую, когда отсутствует гравитация и к узлу колонна-плита прикладывается момент (просто берем и изгибаем колонну). Даже при наличии продольного армирования, несложно представить, что в определенный момент будет прокол/срез/продавливание в приопорной зоне. Такое даже в жизни можно наблюдать... Я провожу мысленный эксперимент и сомнений у меня не возникает, особенно если учесть что бетон это вещь хрупкая, а не пластичная. С "резиновым" перекрытием я бы с вами согласился, но бетон лопнет.

[nickname2019]

Сообщение от Vovas_91 создаёт

Здесь необходим натурный эксперимент.
Подойдите к стене у треснитесь о стену лбом.
Я утверждаю: Вы ударили стену лбом.
Вы утверждаете: Нет. Стена ударила Вас по лбу.

Да, с точки зрения клипового сознания это два разных случая.
Но с точки зрения третьего закона Ньютона верны обе формулировки.

Сообщение от Vovas_91 В корне не согласен с вами. Представьте себе ситуацию, гипотетическую, когда отсутствует гравитация и к узлу колонна-плита прикладывается момент (просто берем и изгибаем колонну). Даже при наличии продольного армирования, несложно представить, что в определенный момент будет прокол/срез/продавливание в приопорной зоне. Такое даже в жизни можно наблюдать... Я провожу мысленный эксперимент и сомнений у меня не возникает, особенно если учесть что бетон это вещь хрупкая, а не пластичная. С "резиновым" перекрытием я бы с вами согласился, но бетон лопнет.

Здесь тоже необходим натурный эксперимент.

1. Возьмите в библиотеке толстый том строительной механики за авторством Дарков Шапошников (электронная версия не подойдет).
2. Тресните (несильно) себя по голове этим учебником.
3. Теперь возьмите сковородку и тоже тресните сковородкой себя по голове (несильно).

На основе указанного эксперимента предлагаю сделать вывод: невозможно потерять сознание от удара сковородкой по голове, если бить по голове учебником.
Если Вы с выводом несогласны - следует продолжить натурный эксперимент, увеличивая силу удара.

[Бахил]

Сообщение от Tyhig это условный расчёт по приблизительной расчётной модели. Погрешность до 30% не в запас, если всё посчитать правильно.

Если не все 50.
Если смоделировано плитой, то проверяются главные растягивающие напряжения. И на них ставятся хомуты.

[Denbad]

Сообщение от nickname2019 Нет. Момент создается касательными напряжениями по всему контуру продавливания.

Разумеется по всему контуру, у меня схематично для одного края нарисовано.
Картинка для иллюстрации почему половина момента учитывается для контура; одна половина момента по наклонной трещине продольной арматурой воспринимается, вторая вертикальной нагрузкой на контур продавливания становится; причем не равномерной, а по двум треугольникам вниз на одном краю, вверх на другом.

Сообщение от Vovas_91 Представьте себе ситуацию, гипотетическую, когда отсутствует гравитация и к узлу колонна-плита прикладывается момент (просто берем и изгибаем колонну). Даже при наличии продольного армирования, несложно представить, что в определенный момент будет прокол/срез/продавливание в приопорной зоне.

Так и есть, из книги Кодыш, Расчет ЖБК:

[nickname2019]

Сообщение от Denbad Так и есть, из книги Кодыш, Расчет ЖБК:

Нет!!!!!!!! Для совсем тиктокеров в последний раз: ПРОДАВЛИВАНИЕ СЧИТАЕТСЯ ОТ ВЕРТИКАЛЬНОЙ СИЛЫ ОТ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЙ, на которое влияет момент.
Это расчетная условность, в реальности нет никакого продавливания, плита разрушается от множества факторов при сложном НДС, о которых большинство не имеют понятия. Просто придумали формулу, которая работает в некотором диапазоне.
P.S.
Кому "не понятно" - не следует писать "не согласен", следует писать "прошу объяснить".
P.S.S. Тем, кто не понял то, что написано в P.S.- повторять опыт с учебником и головой до полного понимания!

[Denbad]

Сообщение от nickname2019 Кому "не понятно" - не следует писать "не согласен", следует писать "прошу объяснить".

Кому не понятно, тот глянет в упомянутую книгу и всё поймет, а не будет уговаривать не совсем тиктокеров объяснить.

[nickname2019]

Сообщение от Denbad Кому не понятно, тот глянет в упомянутую книгу и всё поймет, а не будет уговаривать не совсем тиктокеров объяснить.

Каким образом можно понять, если касательные напряжения НЕ РАСПРЕДЕЛЯЮТСЯ равномерно по высоте сечения (они распределяются по параболе) , а в Келдыше написано "учитывая равномерное распределение касательных напряжений по высоте"?

[Denbad]

В расчете на продавливание принят условный расчетный контур на расстоянии ho/2, и напряжения приняты равномерными, и ещё ряд допущений и предположений. Это не моё изобретение, так в книге написано, на основе которой издан СП по которому продавливание считаем.
Одно из допущений, что не может быть разрушающего момента при незначительном продольном усилии в РЕАЛЬНОЙ конструкции, из-за податливости бетона и перераспределении усилий при деформациях.
Если представить НЕРЕАЛЬНУЮ ситуацию, когда есть достаточно большой момент без продольной силы, то контур выломает, куда он денется M/W не отменяется.

[nickname2019]

Сообщение от Denbad Если представить НЕРЕАЛЬНУЮ ситуацию, когда есть достаточно большой момент без продольной силы, то контур выломает, куда он денется M/W не отменяется.

Причем здесь расчет на продавливание?