[eilukha]

Варианты расчёта:

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

[atos88]

А разве это не балочное перекрытие или я неправильно разобрал? если балочное, то, кажется, проверить чтобы a*l_2/l_1>1 (обозначения по "рекомендации по проектированию жб монолитных каркасов с плоскими перекрытиями") и проверить балки на поперечную силу.

[TNemo]

расчет на поперечную силу (оно же продавливание в отношении плиты) вести для балок.
учет работы плиты на продавливание в данном случае возможен только при условии заведения поперечной арм. балки в тело плиты (свесов), чего естественно не присутствует.

мне больше интересно накой консольные балки сделаны высотой больше пролетных? как учитывается в расчете отсутствие ответной части...? момент с консолей пойдет практически весь на колонну, а в схеме этого наверняка не учтено.

[eilukha]

Сообщение от TNemo расчет на поперечную силу (оно же продавливание в отношении плиты) вести для балок

- в плите при продавливании момент учитывается, в балке - нет.

Сообщение от TNemo заведения поперечной арм. балки в тело плиты (свесов)

- а разве такое вообще бывает?

[realdoc]

Сообщение от eilukha - в плите при продавливании момент учитывается, в балке - нет.

В балочной схеме моменты учитываются в самом значении поперечной силы в балке.

Сообщение от TNemo мне больше интересно накой консольные балки сделаны высотой больше пролетных?

Для ограничения прогибов скорее всего.

Сообщение от TNemo момент с консолей пойдет практически весь на колонну, а в схеме этого наверняка не учтено.

Надо учесть и всего делов-то.
По теме: посчитать балки на поперечную силу, посчитать плиту на продавливание, взять большую несущую способность.

[eilukha]

Сообщение от realdoc В балочной схеме моменты учитываются в самом значении поперечной силы в балке.

- каким образом? Пример ошибочности такого утверждения: одинаковой Q может соответствовать разный М (например, в зависимости от пролета балки при одном её сечении), тем не менее расчёт на Q одинаков для любого случая (если q=0=const, а сила на балку в середине пролёта).

Сообщение от realdoc посчитать балки на поперечную силу, посчитать плиту на продавливание, взять большую несущую способность.

- т. е. при определённой высоте утолщения (не равной нулю) мы получит результат говорящий, что наличие утолщения никак не повлияло на прочность по продавливанию?

[realdoc]

Сообщение от eilukha - каким образом?

Если по простому:
1. возьмите шарнирноопертую балку без нагрузки - очевидно поперечные силы равны нулю. Приложите момент в одной из опор - убедитесь что поперечные силы есть.
2. Возьмите этажерку с жесткими узлами в несколько этажей и пролетов. Сделайте тоже самое - приложите момент в одном из узлов, убедитесь в стержнях примыкающих к узлу появились поперечные силы.
Если по правильному - Q есть производная от M. А так как при переходе от Q к M появляется постоянная интегрирования, то:

Сообщение от eilukha одинаковой Q может соответствовать разный М

Например в шарнирноопертной и защемленной с двух сторон балке под одной и той же распределенной нагрузкой.

Сообщение от eilukha - т. е. при определённой высоте утолщения (не равной нулю) мы получит результат говорящий, что наличие утолщения никак не повлияло на прочность по продавливанию?

Результат, говорящий о несовершенстве методики расчета. Иначе не получится - либо простые расчетные схемы и приблизительные результаты, либо сложные (с объемными КЭ) схемы и точные результаты.

[eilukha]

realdoc, Вы лишь подтвердили, что Q и М жёстко не связаны, но не показали причину учёта/неучёта M в плите и балке.
В чём порочность на Ваш взгляд второго варианта расчёта (см. тему)?
Не более ли правильно рассматривать продавливание на разомкнутом контуре из 4-х отрезков (перпендикулярно сторонам балки) и учитывать при этом моменты?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от realdoc Результат, говорящий о несовершенстве методики расчета.

- отчасти согласен, здесь близок случай с нeучётом в расчёте на Q полок тавра.

[realdoc]

Сообщение от eilukha realdoc, Вы лишь подтвердили, что Q и М жёстко не связаны, но не показали причину учёта/неучёта M в плите и балке.

Уговорили :-) - покажите схему, приложение сосредоточенного момента в которой не вызывает изменения поперечных сил :-).
Покажете - я с Вами соглашусь :-).

Сообщение от eilukha В чём порочность на Ваш взгляд второго варианта расчёта (см. тему)?

Концентрируя момент на балках мы концентрируем поперечную силу на них же. Поэтому распределение поперечных сил по контуру становится совершенно иное - по крайней мере неравномерное. Считать что в предельной стадии заработает в полной мере и полка и балка без дополнительных экспериментов необоснованно. Даже ученые мужи в СП 2003 года убрали учет тавровых полок при расчете балок на поперечные силы, хотя в СНиП 2.03.01-84 такой учет был. "Не наше дело предписывать Богу как ему управлять этим миром" (с).

[eilukha]

Сообщение от realdoc покажите схему, приложение сосредоточенного момента в которой не вызывает изменения поперечных сил

- не уловил прямой связи с вопросом. Попробую яснее выразиться: в разных схемах разное соотношение М и Q, Вы же утверждаете, что в расчета балок на Q каким-то образом сидит учёт всех этих разнообразных случаев соотношение М и Q. К тому же в плитах учитываются вполне определённые по значению моменты, а не некая область их значений.
С другой стороны, почему тогда этот простой метод для балок (где моменты каким-то образом учитываются) не распространить и на плиты (что ранее в нормах и было)?

[realdoc]

Сообщение от eilukha - не уловил прямой связи с вопросом.

Связь прямая. Берем узел колонны, к которому с двух сторон шарнирно примыкают балки. Представим, что пролеты разные - с одной стороны 6, с другой 9м. Получаем, что поперечные силы с одной и другой стороны отличаются - естественно в 1,5 раза. Рассмотрим точно такую же схему, но балки примыкают жестко. Будут ли такими же поперечные силы? Нет - они будут отличаться. Вот именно таким образом, момент в узле примыкания к колонне меняет поперечные силы в примыкающих балках. И поэтому когда Вы считаете на эту поперечную силу Вы уже учли этот момент в узле сопряжения с колонной.

Сообщение от eilukha С другой стороны, почему тогда этот простой метод для балок (где моменты каким-то образом учитываются) не распространить и на плиты (что ранее в нормах и было)?

Потому что балка примыкает к колонне с одной стороны и распределение касательных напряжений по ширине балки можно считать равномерным. По контуру продавливания напряжения при наличии моменты распределены неравномерно. Поэтому просто так перейти не получится.

Сообщение от eilukha не распространить и на плиты (что ранее в нормах и было)?

А что ранее было в нормах - можно было считать плиту на продавливание как балку на поперечную силу?

[Boris_1]

Не совсем понял в чем заключается проблема? И что в итоге Вы хотите рассчитать?
На фото - явно балочная схема. Если сечения балок соответствуют общепринятым представлениям о назначении размеров поперечных сечений балок, то и считайте наклонное сечение балки. Причем тут тогда продавливание плиты?

Сообщение от realdoc - в плите при продавливании момент учитывается, в балке - нет.

При расчете наклонных сечений балок моменты в балке (в определенных случаях) учитываются.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 При расчете наклонных сечений балок моменты в балке (в определенных случаях) учитываются.

Там совсем другой механизм разрушения рассматривается.

Сообщение от Boris_1 Причем тут тогда продавливание плиты?

При том, что при определенном соотношении размеров балок и плитной части при расчете по СП Вы получите порадокс, при котором не будь балок совсем - плита бы прекрасно прошла на продавливание, но с той же плитой и дополнительно балками прочность балок на поперечную силу не обеспечена. Что очевидно есть нонсенс.

Сообщение от Boris_1 Если сечения балок соответствуют общепринятым представлениям о назначении размеров поперечных сечений балок, то и считайте наклонное сечение балки.

Кто бы еще знал эти "общепринятые представления".

[eilukha]

Сообщение от realdoc можно было считать плиту на продавливание как балку на поперечную силу?

- нет, моменты при продавливании не учитывались.

Сообщение от Boris_1 На фото - явно балочная схема.

- на фото пример, интересует общий случай расчёта. Даже можно сузить задачу: при какой высоте утолщения начнётся рост прочности по наклонным сечениям стыка?

Сообщение от Boris_1 общепринятым представлениям о назначении размеров поперечных сечений балок, то и считайте наклонное сечение балки.

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

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Boris_1 (в определенных случаях) учитываются.

- только при отгибах продольной арматуры.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от realdoc получите парадокс, при котором не будь балок совсем - плита бы прекрасно прошла на продавливание, но с той же плитой и дополнительно балками прочность балок на поперечную силу не обеспечена

- именно!

[realdoc]

Сообщение от eilukha интересует общий случай расчёта.

объемные конечные элементы и ансисы-абакусы-космосы Вам в помощь. Ну или простые модели и противоречивые результаты.

Сообщение от eilukha - нет, моменты при продавливании не учитывались.

И это было очевидно неправильно. Просто раньше когда говорили "продавливание" подразумевали капительные плиты (для которых отношение эксцентриситета к рабочей высоте сечения было небольшое) или фундаменты (тоже самое) поэтому формулы продавливания это не учитывали. Когда стали бездумно применять данные формулы к тонким безбалочным безкапительным плитам терпение ученых мужей закончилось.
Хотя справедливости ради и раньше была методика с рассмотрением части контура и нагрузки приходящейся на эту долю контура (см. расчет на продавливание по пособию по расчету фундаментов). Так как нагрузка на участок фундамента (т.е. давление под подошвой) напрямую зависит от момента, то это и был учет момента.

[VVN59]

Уважаемый реалдок.

Может быть Вы и правы, и точно знаете - что?, кем?, в каком состоянии? считалось десятки лет назад (мало, кто это знает), что учитывалось, а что нет.
Никто не располагает точными данными, а следовательно - и не может этого утверждать со 100%-ой вероятностью.
Вам, на мой взгляд, следует чаще использовать такие слова, как "видимо", "может быть", "весьма вероятно", "мне кажется".

И ещё.

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

[realdoc]

Сообщение от VVN59 Может быть Вы и правы, и точно знаете - что?, кем?, в каком состоянии? считалось десятки лет назад (мало, кто это знает), что учитывалось, а что нет. Никто не располагает точными данными, а следовательно - и не может этого утверждать со 100%-ой вероятностью. Вам, на мой взгляд, следует чаще использовать такие слова, как "видимо", "может быть", "весьма вероятно", "мне кажется".

Уважаемый VVN59! Хорошо, может быть Вы правы:
Мне кажется я был на конференции в НИИЖБе, где видимо об этом говорили люди, весьма вероятно имеющие отношение к разработке и СНиП 2.03.01-84* и Руководства по расчету безбалочных перекрытий и некоторых других документов. Если так интересны конкретные фамилии, завтра на работе найду сборник докладов конференции.
Подобный вопрос я задавал одному из авторов нормативных документов по железобетону. Не совсем такой, но подобный. И ответ который я от него услышал вполне совпадает с моей точкой зрения.
Вам, москвичам, хорошо - сходили на Рязанский проспект и выяснили, а другим приходится гадать на форумах.

[alexandr_popov]

Извините, если не правильно понял Вашего обсуждения, но разве расчет на продавливание расчитывается не по формуле Fпред=Rbt*Ab ? где Ab может считаться для каждого участка отдельно и суммироваться? так Ab = u*h0, ну и остается только вычертить u - она будет не прямоуголная, и посчитать по участкам и сложить Ab. Или такие способы противоречат сапромату?

[eilukha]

Offtop:

Сообщение от VVN59 использовать такие слова, как "видимо"

- думаю, они просто опускаются за своей очевидностью.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от alexandr_popov Или такие способы противоречат сапромату?

- сопромату нет, нормам - да.

[alexandr_popov]

ну нам надо, чтобы не рухнула, а нормы носят рекомендательный характер

[realdoc]

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

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

[alexandr_popov]

при расчете на продавливании не вижу разного

Сообщение от realdoc напряженно-деформированное состояние

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

[realdoc]

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

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

----- добавлено через ~5 мин. -----

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

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

[VVN59]

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

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

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

[Boris_1]

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

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

[realdoc]

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

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

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

Несомненно.

----- добавлено через ~2 мин. -----

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

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

[Boris_1]

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

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

[realdoc]

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

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

[Boris_1]

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

Вас не в ту степь понесло.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Вас не в ту степь понесло

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

----- добавлено через ~8 мин. -----

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

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

[Boris_1]

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

И Вас с Великим Днём Победы!

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

[eilukha]

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

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

Сообщение от Boris_1 в старом СНиПе был учет работы свесов

- сжатых свесов, это не наш случай.

[realdoc]

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

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

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

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

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

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

[eilukha]

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

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

[realdoc]

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

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

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

[atos88]

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

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

[Boris_1]

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

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

[realdoc]

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

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

----- добавлено через 56 сек. -----

Сообщение от Boris_1 Кто бы знал как это делать

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

[alexandr_popov]

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

[realdoc]

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

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

Сообщение от atos88 Извиняюсь за сумбур - вечер выходного))

Аналогично :-)

----- добавлено через ~4 мин. -----

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

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

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

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

[alexandr_popov]

по вашему, realdoc, ЛИРА поперечную арматуру подбирает по поперечной силе, а продавливание по СП 63.13330.2012 конечно считается.

[VVN59]

Уважаемые eilukha b Boris_1.

Вы немного "зациклились" - успокойтесь (плизз).
Мной был задан конкретный вопрос (прчём - дважды). Давайте дождёмся ответа...

[eilukha]

Сообщение от VVN59 был задан конкретный вопрос (прчём - дважды). Давайте дождёмся ответа...

- могли бы и ссылку на пост с вопросом дописать зациклившимся, просмотрел не нашёл.

[Boris_1]

Сообщение от VVN59 Уважаемые eilukha b Boris_1.

Причем здесь я?

[VVN59]

Это был вопрос к реалдоку (см. ## 16 и 24).

[Kykycuk]

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

Выкладки не обязательно нужно печатать, выкладки можно просто выложить, не XX век ведь...

[realdoc]

Сообщение от VVN59 Это был вопрос к реалдоку (см. ## 16 и 24).

ааа.... Ответил в #23.

Сообщение от Kykycuk Выкладки не обязательно нужно печатать, выкладки можно просто выложить, не XX век ведь...

И именно потому что на дворе не XX век - бесплатно только птицы поют. Думаю кто мог и хотел - выложили, остальным не до этого - бизнес у всех, надо деньги зарабатывать, тут не до альтруизма.

[VVN59]

Извините, как-то пропустил Ваш ответ (#23).

Но в # 13 речь шла совсем не об этом. Вы, по моему, говорили о том, что - там, где плита без балок (читай - безбалочное перекрытие) проходит без поперечной ар-ры - там перекрытие по балкам (с такой-же толщиной плиты) - уже без попер-ной ар-ры - не пройдёт. Вот о чём шёл разговор. А Ваш пример - имеет к этому весьма отдалённое отношение.
(Я, по крайней мере, - именно так понял Ваше утверждение из #13).
Но если Вы слегка укажете (т.е. - добавите в #23 - НАГРУЗКИ (?)), то разговор (спор) можно будет продолжить.

Я так и думал, что Вы начнёте уменьшать высоту балок...
Балка сечением 400х400 (с учетом высоты плиты) при пролёте 6м - может считаться нормальной - только для ТЕОРЕТИКОВ (ярко выраженных) - с такими Я предпочитаю не спорить, так что - давайте прекратим этот (никому не нужный) спор, останемся при своих.

[frostyfrost]

VVN59, для случая с двумя балками, когда Q будет условно постоянная по полудлине балки/пролета перекрытия, могу предположить условие "2*0.5*b*h_01 < U*h_02". Условно считаем в этом случае, что Q передается через балки.

[eilukha]

Сообщение от frostyfrost условие "2*0.5*b*h_01 < U*h_02"

- это условие чего?

[frostyfrost]

Ну подойдем совсем в лоб. Имеем 4 балки с h_01, которые подходят к колонне. Имеем перекрытие с этой же колонной с h_02. Считаем условно вариант, когда Q у нас постоянная по полудлине пролета. Тогда можем получить условие 4*0.5*R_bt*b*h_01<(b+h_02)*4*h_02*R_bt. Зная толщину перекрытия, можем отсюда получить высоту для балок по эквивалентной несущей способности. Это если числами поиграться)))

[eilukha]

Понял.
Вот ещё мысль: поскольку плита около колонны растянута по всей своей высоте (являясь полкой тавровой балки), а воспринимать Q полностью растянутое сечение не может (т. к. оно пронизано насквозь трещинами), то и на продавливание её (полку/плиту) учитывать не следует.

[realdoc]

Сообщение от VVN59 Вы, по моему, говорили о том, что - там, где плита без балок (читай - безбалочное перекрытие) проходит без поперечной ар-ры - там перекрытие по балкам (с такой-же толщиной плиты) - уже без попер-ной ар-ры - не пройдёт. Вот о чём шёл разговор. А Ваш пример - имеет к этому весьма отдалённое отношение. (Я, по крайней мере, - именно так понял Ваше утверждение из #13). Но если Вы слегка укажете (т.е. - добавите в #23 - НАГРУЗКИ (?)), то разговор (спор) можно будет продолжить.

Да ладно - я специально не стал указывать нагрузки, чтобы Вы сами определили несущую способность и сравнили. У меня прикидочно получилось по балочной схеме что-то около 140кН, по плитной - 350кН. Ну возьмите 300кН нагрузку - сути это не изменит.

Сообщение от VVN59 Балка сечением 400х400 (с учетом высоты плиты) при пролёте 6м - может считаться нормальной - только для ТЕОРЕТИКОВ (ярко выраженных)

Ну да - 1/15 для балки это уже только для теоретиков. Но спасибо за теоретика. Ну возьмите 600мм высоту балки - сути это тоже не изменит.

Сообщение от frostyfrost для случая с двумя балками, когда Q будет условно постоянная по полудлине балки/пролета перекрытия, могу предположить условие "2*0.5*b*h_01 < U*h_02".

Совершенно верно.
В практических целях я думаю можно конечно принимать, что в предельной стадии произойдет и разрушение балок по поперечной силе и продавливание плиты вне зоны над балками с образованием единого контура продавливания по плите. Несущую способность здесь надо определять из минимума проекции наклонной трещины рассматривая несколько сечений - потому что с ростом "С" несущая способность по балкам будет уменьшаться, а по плите - расти. Но это конечно волюнтаризм - нормативных доказательств у меня нет.

[eilukha]

Сообщение от realdoc вне зоны над балками

- т. е. областях плиты неувлекаемых балкой в растяжение? Если да, то таких может не оказаться.

[realdoc]

Сообщение от eilukha т. е. областях плиты неувлекаемых балкой в растяжение? Если да, то таких может не оказаться.

Вам не угодишь :-)
В другом-то направлении плита работает как плита и сжатая зона у нее есть (при двух балках).

[frostyfrost]

Сообщение от realdoc Несущую способность здесь надо определять из минимума проекции наклонной трещины рассматривая несколько сечений - потому что с ростом "С" несущая способность по балкам будет уменьшаться, а по плите - расти.

Не факт, что будет расти. В том же ЕС2 была подгонка периметра контура продавливания таким образом, чтобы формулы по расчету балок и плит были одинаковыми на поперечную силу (это так по памяти)))). В текущей ситуации имеем при большей площади бетона меньшую несущую способность, что по мне есть недоработка норм.

[realdoc]

Сообщение от frostyfrost Не факт, что будет расти.

Если полагать справедливой формулу на продавливание вообще, то с ростом длины контур будет расти - факт. Не падать это точно.

Сообщение от frostyfrost В том же ЕС2 была подгонка периметра контура продавливания таким образом, чтобы формулы по расчету балок и плит были одинаковыми на поперечную силу (это так по памяти))))

Может быть - я тоже самое почти и предлагаю - находить из минимума суммы несущей способности балок и плиты.

Сообщение от frostyfrost В текущей ситуации имеем при большей площади бетона меньшую несущую способность, что по мне есть недоработка норм.

Такой случай не описать простыми формулами аля МЭ деленное на перевернутое МЭ (M/W). А если написать что-нибудь типа "находить с учетом неупругих деформаций бетона и арматуры в наклонном сечении, ограничивая предельные деформации бетона величиной...." то все проектировщики взвоют.

[VVN59]

С "чистыми" "теоретиками" - Я предпочитаю не общаться и (тем более) - не спорить - совершенно пустое дело.

PS
Чего и Всем Вам - желаю.