[fyzest]

Уважаемые инженеры хочется научится правильно анализировать МКЭ расчет железобетонных конструкций. Интересует вопрос как правильно проанализировать результаты которые выдает лира или другая расчетная программа в зонах примыкания плиты к колоннам (пилонам) которые смоделированы стержнем без АЖТ в месте примыкания. Понятно что в этих местах возникают всплески и показывается завышеное значение армирования, но на сколько оно завышено? На сколько процентов можно уменьшить площадь арматуры в этих местах (или на сколько диаметров можно принять арматуру меньше)?.

Ниже приведены результаты армирования в лире. Фундаментная плита на упругом основании высотой 400мм. Пилоны 1200х250мм (смоделирование стержнем). Размер конечного элемента плиты 0,5х0,5м. Можно видеть что как правило в четырех примыкающих конечных элементах плиты к стержню возникаю всплески. Вот собственно и вопрос как обработать полученую информацию, что бы правильно законструировать плиту не получив перерасход и не получив недостаточное армирование что еще хуже.

[qwert-dim]

1200x250 это не пилон, это уже стена и нужно моделировать оболочками. Лира всплески не показывает, а армирует элементы по усилиям в центре элемента.

[fyzest]

Сообщение от qwert-dim 1200x250 это не пилон, это уже стена и нужно моделировать оболочками. Лира всплески не показывает, а армирует элементы по усилиям в центре элемента.

По поводу того что лира армирует в центре элемента я знаю, но значения напряжний в этих приколонных элементах завышены (эти завышеные значения я обозначил как всплески) в следсвии чего и получаєтся большое армирование. А напряжения завышены потому что не учитывается тело колонны.

По поводу того что нужно оболочкой моделировать я согласен, просто эту схему делал не я. Мне нужно заармировать плиту. Но если бы там была условно колонна 400х400 то завышеное армирование в пите тоже возникало бы.

[qwert-dim]

Напряжения не завышены в элементах, так как лира не показывают максимальные усилия на элементе, а берет среднюю. Все зависит от размера конечного элемента. Чем больше размер конечного элемента, тем меньше армирование покажет в зоне колонн. Сделайте тестовую задачу опертую жестко плиту по двум сторонам с разными размерами конечных элементов и тогда все поймете.

[andreev.dm]

А еще лучше попросить того кто делал расчет задать АЖТ и всплески немного срезать

[fyzest]

Сообщение от qwert-dim Чем больше размер конечного элемента, тем меньше армирование покажет в зоне колонн.

Здесь я с вами согласен.

На сколько я знаю большинство людей делает шаг сетки 0,5х0,5 и для плит переркрытия, и для фундаментных плит, и для стен и не запаривается. На сколько правильно это?

Вы ведете к тому что нужно закладывать те максимальные диаметры которые показала лира???

[qwert-dim]

При сетке 0,5х0,5 м при толщине опоры 200 мм усилия получатся даже меньше если посчитать в ручную. Я же говорю проделайте тестовую задачу с разными сеткой и сравните с ручным расчетом. Да я виду к тому что не нужно особо думать, что у вас будет перерасход, как бы вы недоармировали. Армируйте по мозаикам и зоны сделайте пошире, чтобы полностью пилон захватить.

[UnAtom]

fyzest
Конкретно в показанном случае - армируй по расчёту и не морочь себе и людям голову. За такую расстановку арматуры ты всегда можешь ответить - "по расчёту" и к тебе почти никогда лишних вопросов от "специалистов" не будет. Только в этом случае могу порекомендовать не сильно унифицировать - вот здесь можно реально сэкономить, но дольше работать и труднее контролировать на стройке. Открою тебе секрет: больше всего арматуры в ж.б. конструкциях устанавливается не там, где она нужна по расчёту, а там, где она нафиг не нужна. Помня об этой мысли, ты будешь быстро и эффективно решать поставленные задачи, а не создавать себе и другим препятствия. А желание сэкономить приводит к нездоровому сну, как показывает практика.
Если хочешь разобраться с этим вопросом досконально и отдельно от жизни (правды все равно не найдёшь, потому как всё основано на теориях и отдалённых экспериментах "отцов"), то тогда слушай "специалистов с форума" ниже и выше моего сообщения
Удачи!
Offtop: П.С. Обрати внимание на эту тему Нубия-IV. Только не захлебнись потом от его инфы

[utrfm]

Просуммировать всю арматуру в надколонной полосе и ставить усреднённую на полосу

[engineer_a]

А для армирования безбалочных перекрытий именно в районе пилонов есть спецметоды расчета, но.... в британских нормах. Там учет усилий и т.п., так как просто всплески МКЭ это не всегда правильные величины.

[v.psk]

Как моделируется сопряжение? Какие усилия передаются?
Надфундаментная часть моделируется целиком?
По конструктиву - я бы сделал фон из д12, жёлтый добор закрылся бы скорее всего д12+д12
По сути вопроса - согласен с #7 - армируйте по мозаикам, зоны добора делайте пошире.

[fyzest]

Сообщение от v.psk Как моделируется сопряжение? Какие усилия передаются? Надфундаментная часть моделируется целиком?

Сопряжение моделируется стержнем (пилон 1200х250) который соеденяется в с пластинами плиты (фунд плита 400мм) без применения АЖТ.
Каркас здания в расчетной схеме смоделирован полностью

[nick.klochkov]

Сообщение от fyzest Сопряжение моделируется стержнем (пилон 1200х250) который соеденяется в с пластинами плиты

почему не оболочечными?
этот пилон - та же стена, только короткая)
да и результаты ее армирования и пф в месте сопряжения выглядят логичнее

[fyzest]

Сообщение от nick.klochkov почему не оболочечными? этот пилон - та же стена, только короткая)

Я уже писал выше, что расчет делал не я. Незнаю почему замоделировано стержнем, я бы тоже такой пилон моделировал бы оболочкой. Суть в том что схемы со стержнем без АЖТ иногда встречаются. Бывают схемы где колонны 300х300 и их точно нужно моделировать стержнем, но всплески на плитах в зоне колонн, что при колонне 300х300 смоделированой стержнем что при пилоне 1200х250 смоделированом стержнем возникать будут в обеих случаях. Поэтому создавал эту тему с целью разобратся как эти всплески обработать в голове что бы правильно законструировать плиту.

[nick.klochkov]

fyzest,
пардон, не прочитал, посмотрел только последний пост
чем вам ажт не нравятся? ведь они вводятся не случайно, как раз для того, чтобы убрать неопределенность при армировании в зонах возникновения всплесков/пиков
посоветовал бы связку сапфир (схема+граничные условия+нагрузки) - лира (расчет) - сапфир (результаты армирования, редактирование)
при построении в сапфире ввел бы ажт (там все это без проблем, на автомате)

судя по вашей схеме, она довольно простая и решается без особых проблем
еще раз хочется повторить пилон такого размера замоделирован неправильно (хотя бы 1:3) и поэтому разбирать его в качестве примера некорректно

[Нубий-IV]

Сообщение от fyzest показывается завышеное значение армирования

А вот не факт. Как минимум, тут работают и завышающие , и занижающие факторы.

1. Завышающий фактор.
   Теоретически под сосредоточенной силой - бесконечный момент. И с приближением к оси колонны идет логарифмический рост момента. Если смотреть момент в программах, которые умеют вычислять усилия в узлах элементов (Скад, Старк), то при каждом удвоении сетки пиковый момент будет увеличиваться на некоторую величину, но собственно бесконечность никогда не покажет. А с удалением от оси момент резко падает, размываясь на бОльшую ширину.
   
   А в Лире, где усилия вычисляются в центре, элемент, попавший углом на колонну, усредняет бесконечный завышенный момент с более-менее достоверными моментами на удалении от оси. Будет сетка мелкая - победит бесконечность, и будет очевидно завышенное армирование. Будет сетка грубая - победят близкие к нулю моменты на удалении, и армирование будет заниженное.
2. Занижающий фактор.
   Поскольку конечный элемент интерполирует моменты линейно, для воспроизведения криволинейных эпюр нужно набрать достаточное количество элементов. Пример в числах - в теме Пожелания к STARK ES, ПРУСК, СпИн и т.д., Пост #159.
   
   На мозаике в шапке - разбивка пролетов на 6 элементов. Если бы опоры были не точечными - это дало бы недооценку армирования процентов на 40. А тут, если повезет - бесконечность проценты отобьет.
3. Занижающий фактор.
   Выдача усилий исключительно в центре тяжести элемента - исключительно вредная идея (см. тот же пост #159, разница Скад - Лира). Видимо, в Лире засели теоретики-вредители. Не дотянулся проклятый Сталин!
   
   Видел отмазки в стиле "выберем размер элемента так, чтобы центр попал на грань стены/колонны, и получится нужное усилие". В литературе тоже часто используют расчет моментов по оси, а потом армируют по моменту на грани (в том же Байкове - пример расчета ригеля в многоэтажном каркасе). Простой пример: балка пролетом 4м но в осях - 6м. Если сделать расчет по фактическому пролету - будет один ответ, сделать расчет в осях и взять момент по грани - совершенно другой (занижение в 2.7 раза).
   
   Брать усилие в центре - это то же самое, и чем грубее сетка, тем сильнее занижение усилия.

[nick.klochkov]

Нубий-IV,
ваши доводы еще раз подтверждают, что лучше ввести ажт)

[Нубий-IV]

Сообщение от nick.klochkov лучше ввести ажт

Смотря каким местом расчет делать. Официальных, единственно правильных, методик не видел. Возможны варианты:

1. По методике из старых книг.
   Например, Дорфман А.Э. Левонтин Л.Н. “Проектирование безбалочных бескапительных перекрытий”. 1975, стр.14,15.
   Методика допускает сильное перераспределение моментов. Надопорный момент в ней - всего на 50% больше среднего. Чтобы воспроизвести такой расчет в МКЭ, не нужны АЖТ - достаточно построить сечение и усреднить моменты (или арматуру) на половине пролета.
   
   На регулярной сетке его легко проверить - суммарные моменты на опоре и в пролете должны быть qL^2/12 и qL^2/24 (или чуть другие, но в сумме давать qL^2/8). Например, Старк умеет показывать суммарное усилие по сечению, и усилия выводит в узлах - в нем сумма хорошо стыкуется с ручным контролем. А вот на схеме из шапки - с грубой сеткой, да еще в Лире, есть подозрение, что суммарные моменты будут занижены, вместе с арматурой. Шесть элементов на пролет я даже в Старке не рискую брать.
   
   Минус метода в том, что он занижает моменты в колоннах, чем мельче сетка - тем меньше моменты (известный глюк МКЭ на стыке плит и стержней).
2. По пособию Минстроя.
   2017-60. Плоские безбалочные железобетонные перекрытия. Правила проектирования
   
   Тут вставлены АЖТ и расчетный момент берется в Лире, по центру элемента. То есть прикол №1 - это усилие не по грани колонны, а немного сбоку, на полшишечки пол-элемента. Прикол №2 в том, что АЖТ - само по себе концентратор, и с измельчением сетки в его углах тоже появляются бесконечные моменты, так что элемент, с которого взяли усилия, тоже показывает некоторое случайное число, потому что лежит одним углом на бесконечности. Но это не помешало авторам далее привести ручной счет, полностью совпавший с машинным.
   
   В общем, смело берем максимум с изополей, и считаем его правильным. Там, где Дорфман обошелся d12AII, по современной методике нужны d16A500 с капителью при сходных пролетах и нагрузках.
3. По СП 14.13330.2018, п. 6.8.12
   Ширина осреднения - тройная ширина колонны. Это позволит при сейсмике назначить армирование чуть меньше, чем без нее . АЖТ не упоминают, значит, можно и просто увеличенную жесткость в пятне колонны использовать. Например, Старк при подсчете суммарного момента элементы в АЖТ игнорирует (формально в них действительно нулевые усилия), а с увеличенной жесткостью все показывает правильно. Зато АЖТ при создании схемы создаются автоматически, а повышение жесткости придется вручную делать. В общем, нет в жизни счастья, лишь выбор из нескольких сортов навоза.

[UnAtom]

Сообщение от nick.klochkov Нубий-IV, ваши доводы еще раз подтверждают, что лучше ввести ажт)

Доводы Нубий-IV этого не подтверждают). Не выдавайте желаемое за действительное.

На мой взгляд, усилия в плитах надо верифицировать по усилиям в стержнях (так сказать, искать "Аналитическое решение"), или по другому программному комплексу, умеющему определять пиковые моменты не в ц.т. КЭ. В ЛИРЕ (-САПР) обещают "победить" это "центрирование" в ближайших версиях. Но усилия это полдела, другая половина это подбор армирования в плитах по теории Карпенко, которая не всегда бъётся с СП-шной. А если учитывать ещё и неравномерность опор под плитой, то в разных программных комплексах, реализующих эту теорию (SCAD vs ЛИРА), ещё и разные результаты будут.

Сообщение от Нубий-IV Видел отмазки в стиле "выберем размер элемента так, чтобы центр попал на грань стены/колонны, и получится нужное усилие".

Я тоже рекомендую этот приём Сетку в местах опор (стен, колонн) уменьшать в 2 раза минимум.

Ну и напоследок следует упомянуть, так сказать, протяженную работу плит в двух направлениях. То есть для расчёта многопролётных плит опёртых на 2 стороны или консолей нужно быть предельно острожным и использовать все приёмы повышающие точность (читай армирование). А вот для безбалочных многопролётных во все строны плит можно и похулиганить. Обычно, многие армируют приопорные участки в верхней зоне по максимальному (или близко к максимальному) значению подобранной по трещиностойкости арматуры, увиденной в одном-двух КЭ. А арматуру "размазывают" на достаточно большое пятно по длине. В итоге (при гипотетическом достижении реальных усилий в плитах, равных расчётным показателям), усилия просто перераспределятся с более нагруженных участков на менее нагруженные (+ часть "убежит" в пролёт). Ну, в общем, придумав себе такую теорию, можно спокойно армировать указанные конструкции по любой методике предложенной выше (здесь должен боавить: "но с небольшой подстраховкой в виде увеличенного от "расчётного показателя" армирования в пролётах"). Ну и я уже молчу про то, что любые проблемы (читай трещины) в опорных зонах обычно "закрываются" конструкцией пола и их отследить весьма не просто.

[nick.klochkov]

Сообщение от UnAtom Не выдавайте желаемое за действительное.

и не пытаюсь)
просто говорю о том, что с применением ажт, т.к. оно исключает в виду бесконечной жесткости неопределенность в зоне контура колонн, можно без особых проблем исключить эту манипуляцию со сгущением сетки и применить регулярную - хоть прямоугольную, хоть треугольную, хоть адаптированную прямоугольную
потом мы проектируем, а не пишем научный труд), и все эти усложнения с "верификацией" излишни
связка сапфир-лира-сапфир вполне с необходимой для практики точностью решает эту проблему

[UnAtom]

Сообщение от nick.klochkov просто говорю о том, что с применением ажт, т.к. оно исключает в виду бесконечной жесткости неопределенность в зоне контура колонн, можно без особых проблем исключить эту манипуляцию со сгущением сетки и применить регулярную - хоть прямоугольную, хоть треугольную, хоть адаптированную прямоугольную

Тут Нубий-IV распинается об известных (немногим) проблемах, а вы как-будто о них не читаете. АЖТ кардинально не решает проблемы с точностью определения усилий/армирования, оно лишь исключает придуманные разработчиками пики моментов на опорах. Вот Нубий-IV почти всегда строит свои выводы на основании численных экспериментов и в его подход я верю. Другое дело, как близко его выводы в итоге будут к реальности - сказать сложно, ибо масса других факторов будут влиять на точность (к-ты надёжности, качество строительных работ, материалов, характер и величина нагрузок и др.). Попробуйте тоже проделать часть экспериментов (если до этого не делали), и посмотрите на результаты.
В итоге самый важный момент во всём этом будет - что принять за истину!?
Моё мнение озвучено в #19 - делайте что хотите, только в пролёт арматурку чуток поболее заложите.

[tigra-18]

Сообщение от UnAtom делайте что хотите, только в пролёт арматурку чуток поболее заложите.

- как раз в пролете практически и не бывает никаких проблем, часто армирование вообще по минимальному проценту достаточно, а в приопорных зонах(и в пятне колонны) и какая-нибудь 16 шагом 100 вылезает.

Сообщение от UnAtom с точностью определения усилий

- как я понял, на курсах по ING+, для всех этих новомодных гибридных и т.д. элементов, формулы перевода перемещений в напряжения, а потом напряжений в усилия, получены эмпирическим путем(методом подбора), в стандартных условия они точны, но чем более нестандартны условия(разность примыкающих жесткостей, отношения размеров и т.д.) тем больше они косячат в итоговом результате. И как-раз с точность определения усилий в приопорных зонах есть (надеюсь только пока нерешаемые) проблемы.

Сообщение от UnAtom Вот Нубий-IV почти всегда строит свои выводы на основании численных экспериментов и в его подход я верю.

- я бы предложил ему провести следующий численный эксперимент - замоделить стык перекрытия(например толщиной 200 мм) с колонной(например 400х400) телами и показать что получится, как располагаются напряжения в теле узла. Как-то непонятно мне какой значимый момент может быть в перекрытие которой находится внутри тела колонны.

[UnAtom]

Сообщение от tigra-18 как раз в пролете практически и не бывает никаких проблем, часто армирование вообще по минимальному проценту достаточно, а в приопорных зонах(и в пятне колонны) и какая-нибудь 16 шагом 100 вылезает.

Всё в стат.неопределимых конструкциях взаимозависимо. Вы можете с высокой долей уверенности ответить на вопрос: "В верхней приопорной зоне безбалочных плит перекрытия вы закладываете арматуры больше или меньше, чем нужно на самом деле - согласно "точному" расчёту"? Я - нет. И если предполагать худший вариант - "меньше", то неучётенные усилия должны куда-то перераспределиться! Куда? Правильно: в стороны и в пролёт (ну или в пластику)!
Не хотел этого, но добавлю ещё один "камень преткновения", еще более путающий "правильный" расчёт:
СП 63.13330.2018

п.8.1.46 ... При действии момента Мloc 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.

Нубий-IV - Как вы понимаете этот пункт?

[SergeyKonstr]

Сообщение от UnAtom п.8.1.46 ... При действии момента Мloc 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.

Offtop: Метод заменяющих рам. Расчет узлового соединения плоской плиты и условного ригеля (по прочности узла сопряжения ригеля и колонны).

[UnAtom]

Сообщение от SergeyKonstr Метод заменяющих рам. Расчет узлового соединения плоской плиты и условного ригеля (по прочности узла сопряжения ригеля и колонны).

То есть, если следовать приведенным из вашего сообщения "Рекомендациям...", вдобавок к основному МКЭ расчёту, сечение плиты равное bef*h (где bef - часть расчётного периметра контура продавливания) должно проверяться на усилие Mf, равное или более Mloc/2. И полученная (читай, проверяемая) при этом арматура должна быть установлена по указанной выше расчётной ширине плиты bef? И только после этого можно манипулировать с остальной надопорной арматурой?

[mainevent100]

ох уж эти поиски истины... ) поддерживаю UnAtom

Сообщение от UnAtom Вы можете с высокой долей уверенности ответить на вопрос: "В верхней приопорной зоне безбалочных плит перекрытия вы закладываете арматуры больше или меньше, чем нужно на самом деле - согласно "точному" расчёту"?

предполагаю, что обычно, в опорных зонах арматуры ставят (получается по расчету) больше, чем требуется.

[SergeyKonstr]

Сообщение от UnAtom То есть, если следовать приведенным из вашего сообщения "Рекомендациям...", вдобавок к основному МКЭ расчёту, сечение плиты равное bef*h (где bef - часть расчётного периметра контура продавливания) должно проверяться на усилие Mf, равное или более Mloc/2. И полученная (читай, проверяемая) при этом арматура должна быть установлена по указанной выше расчётной ширине плиты bef? И только после этого можно манипулировать с остальной надопорной арматурой? *

Да. Нормы хотят чтобы арматура, полученная из расчета на изгиб на половину локального момента была поставлена в пределах ширины равной 2*hпл+размер колонны. Этим, они считают, обеспечивается прочность узла стыковки колонны с плоской плитой. Остальная арматура, что получается из расчета на изгиб условного ригеля, устанавливается за пределами этой зоны. Я, правда, такого не встречал и не разу так не делал, хотя стараюсь более арматуры ставить у колонны.

[UnAtom]

Сообщение от SergeyKonstr Этим, они считают, обеспечивается прочность узла стыковки колонны с плоской плитой.

То есть прочность узла определяется проверкой на полный момент действующий сверху и снизу колоны, при этом половина которого воспринимается наклонным сечением (проверка на продавливание), а половина нормальным (проверка плиты как балки bef*h).
Вопрос трещиностойкости или расчёта по II г.п.с. при этом, я так понял, не учитывается? То есть тут как с продавливанием - либо несёт, либо нет! Как вы думаете?

Сообщение от SergeyKonstr Остальная арматура, что получается из расчета на изгиб условного ригеля, устанавливается за пределами этой зоны.

Я понял этот момент так: При конструировании надо установить арматуру, которая получается из расчёт по прочности и трещиностойкости в приопорной зоне из расчёта плиты в МКЭ (с любыми манипуляциями), а потом то, что установлено в зоне контура продавливания проверить ещё и на Mloc/2.

Сообщение от SergeyKonstr Я, правда, такого не встречал и не разу так не делал, хотя стараюсь более арматуры ставить у колонны

Ну это часто у нас в проектировании так...

Сообщение от SergeyKonstr Нормы хотят чтобы арматура, полученная из расчета на изгиб на половину локального момента была поставлена в пределах ширины равной 2*hпл+размер колонны.

Вот здесь давайте добъём вопрос величины bef, чтоб было мне и другим читающим понятно до конца.
Согласно "Рекомендациям..." при центральном опирании плиты на колонну:
bef=b1+b2. При этом на рисунке 3.а, на который идёт ссылка, b1=c1+h0, b2=c2+h0 где с1 и с2 длина и ширина колонны. Момент показан на рисунке в одном направлении.
Отсюда я делаю выводы, что bef=c1+h0+c2+h0=2h0+c1+c2. Так?
Здесь возникает у меня два непонятных момента:
1. Как быть если Моменты действуют в двух направлениях (Mx и My)?
2. Как устанавливать (или проверять) арматуру по ширине bef, если одна из граней (b1) расположена вдоль действия момента?

[Нубий-IV]

Сообщение от nick.klochkov мы проектируем, а не пишем научный труд), и все эти усложнения с "верификацией" излишни

Теорема: Не будет Verification - будет Vary Fecation. Доказательство:

Безбалочное перекрытие толщиной 200мм. B25, А400. Колонны 600x600 шагом 6x6м. Полная нагрузка - 15кПа.

Задаю участок вокруг колонны в четверть пролета в обе стороны (примерно через нулевые моменты) - т.е. квадрат 3x3м. По контуру дополнительно задам распределенную нагрузку 30 кН/м (средняя поперечная сила по разрезу). Для такого участка легко определить расчетный момент над колонной - это просто консоль.

M = (15кПа * 3м) 1.5м ^2 / 2 + 2 * 30кН/м * 1.5м ^2 / 2 + 3м * 30кН/м * 1.5м = 253кНм.
As = 253кНм / (0.8 * 0.150м) / 35кН/см2 = 60см2.

Это суммарный момент и суммарное армирование на всю ширину участка (3м). Старые книги, пособие Минстроя и указания СП14 по-разному распределяют эту арматуру по ширине. Независимо от того, как перераспределятся усилия, меньше арматуры в сумме брать нельзя, иначе она просто не уравновесит момент от нагрузки.

Дальше - результаты расчета в Старке. Размеры сетки заданы исходя из разбивки пролета на:

• 6 элементов - так сделано на картинках в шапке темы
• 8 элементов - минимум, при котором Старк дает погрешность по моментам на опоре в 5% (правда, при опирании по всей ширине, а не при точечном)
• 10 элементов - минимум, при котором Старк дает погрешность по поперечной силе на опоре в 5%
• 20 элементов - так разбита сетка в пособии Минстроя, два элемента по ширине колонны
• 40 элементов - контрольное удвоение сетки

Расчет сделан в трех вариантах:

• Без АЖТ
• С АЖТ. Такие схемы Старк генерирует автоматически.
• С повышением жесткости пятна колонны в 10раз вместо АЖТ. В Старке есть альтернативный способ автогенерации стыка - "статическая гипотеза", но она не работает в новом решателе, так что тут все сделано вручную.

Результаты:

При любой сетке - от грубой до сверхмелкой - суммарный момент верный с достаточной точностью.

Элементы, попавшие внутрь АЖТ, не изгибаются, и усилия в них нулевые. Из-за этого на сечениях провалы, а суммарный момент вполовину меньше при любой сетке. Можно включить показ реакций в опорах, выписать усилия в вершинах АЖТ, привести их к центру и получить правильный ответ, но это лишняя ручная работа.

На грубых сетках привирает в запас, на мелких дает правильный ответ. На сетке обычного размера (8-10 элементов на пролет) годится как простой способ "накинуть чуток арматуры". Минус в том, что в Старке он не полностью автоматический, надо создать схему с АЖТ, изолировать следы колонн, переназначить жесткости и АЖТ удалить. Как вариант, можно сгустить сетку вокруг колонны, но это опять вручную. Еще забавно, что момент внутри колонны (130кНм) равен моменту на остальной ширине плиты (60кНм + 60кНм) - возможно, это объяснение требования п 6.8.12 СП14 о пропуске 50% арматуры через зону колонны.

При любой сетке армирование правильное.

Сообщение от nick.klochkov можно без особых проблем исключить эту манипуляцию со сгущением сетки и применить регулярную - хоть прямоугольную, хоть треугольную, хоть адаптированную прямоугольную

Сообщение от nick.klochkov связка сапфир-лира-сапфир вполне с необходимой для практики точностью решает эту проблему

Во вложении - FEA для Старка и SLI для Лиры. Как получить такое же армирование в Лире на первых трех слева сетках?

[Нубий-IV]

Сообщение от tigra-18 на курсах по ING+

А формулки по элементам на курсах не показывали? У Старка в справке - только ссылки на диссертации, которых нет в свободном доступе.

Например, в элементах Скада или Лиры понятно, откуда усилия берутся, про это в любых книгах по МКЭ пишут. Например, можно взять один элемент (1x1м, t200, B25), закрепить его жестко во всех узлах и задать смещение одного узла вверх. Элемент интерполирует перемещение ω полиномом, его легко подобрать. А дальше по формулам из учебника по теории пластин находятся напряжения - дифференцированием прогибов.

Забавно, что изгибающий и крутящий момент Скад по-честному считает во всех четырех узлах и в центре, а поперечную силу - только по центру, в углах выводит фальшивые значения; наверное, перед Лирой стесняется. Лира показывает в центре точно такие же значения - значит, там такие же элементы, и значения в узлах не вычисляются только из вредности. А вот у Старку ничего не стыдно показывать, зато значения в узлах совсем другие, и откуда они берутся - без формул непонятно.

Кому интересно - во вложении FEA для Старк, SPR для Скада, SLI для лиры и WXMX для Максимы.

Сообщение от tigra-18 чем более нестандартны условия(разность примыкающих жесткостей, отношения размеров и т.д.) тем больше они косячат в итоговом результате

Это не гибридные элементы, это так МКЭ работает. Элементы интерполируют усилия простыми формулами, и чтобы получить сложную итоговую эпюру, надо взять достаточно элементов. Для консоли с силой на конце хватит одного элемента, потому итоговая эпюра прямолинейная, под нее эпюру даже в одном элементе подогнать можно. А плиту возле АЖТ придется разбивать мелко, потому что логарифмическую бесконечность одним полиномом точно не обвести.

Вообще самое понятное объяснение МКЭ видел в книге "Конечные элементы и аппроксимация. Зенкевич О., Морган К." В местной библиотеке ее нет, но в интернете есть. Там просто и доходчиво объясняют, как изобрести МКЭ с нуля. Всего полторы сотни страниц, и примеры, которые можно решать на бумажке. В других книгах обсуждают уже готовые формулы без объяснений, откуда они взялись, и матричные формулы длиной в страницу осилят только те, кто сел свою программу писать.

Сообщение от tigra-18 замоделить стык перекрытия(например толщиной 200 мм) с колонной(например 400х400) телами и показать что получится

Старк изополя по 3D-элементам не строит, только оцифровки. Показать можно разве что картинки такого вида:

В любом случае это просто слегка поменяет распределение напряжений по высоте сечения с треугольного на криволинейное, что соответствует некоторому изменению изгибной жесткости в оболочечной модели. А несущую способность с учетом трещин и чего-там-еще-в-бетоне-есть все равно поймать не получится. То есть смысл такого расчета мне не ясен.

[tigra-18]

Сообщение от Нубий-IV А формулки по элементам на курсах не показывали?

- я в теорию не сильно вдавался(абстрактное мышление у меня не очень развито, по-этому эти сведения посчитал излишними), но помню что для базовых элементов - точка, линия, 4-х и 3-х узловая пластина эти формулы были, для остальных, в т.ч. гибридных, преподаватели их не выдали(или не знали) и я т.д. это коммерческая тайна и нигде их не приведут.

Сообщение от Нубий-IV Старк изополя по 3D-элементам не строит, только оцифровки. Показать можно разве что картинки такого вида

- я предполагал, что вы сделаете несколько срезов - по грани колонны и по ее центру, на основе своих знаний сможете пересчитать напряжения в элементах в привычные значения моментов, поперечных сил и сравнить с картиной усилий в плите при использовании плоских оболочек. Теоретически с первой часть, в Лире я могу поразвлекаться, а на вторую часть у меня знаний(и пониманий) не хватает. Целью данного расчета, мне видится подтверждение(или не подтверждение), что методика моделирования точечного опирания безбалочного перекрытия на колонны в актуальных, на территории РФ программах дает, правильное армирование. Приведенный вами пример - колонна 600*600 по сетке 6000*6000 под перекрытие толщиной 200, даже с нагрузкой 15 кПа как-то не очень реалистична. И насчитанное теоретическое армирование 60 см2(примерно 10 д28), если запихать в проекцию колонны и если еще учесть арматуру от продавливания, то для бетона не останется места. А если взять по грани, в вашем примере, то там что-то около теоретическое армирование 24 см2 (примерно 10 д18), тоже конечно не айс, но места для бетона больше остается.

Offtop: Кстати в тестах все прекрасно, а в реальности влияние сетки КЭ, например разбивка на 400*400 и 500*500, или учащение разбивки в пилонах относительно перекрытия, как-то очень значительно на армирование в энтих точках сингулярности и при одинаковой нагрузке армирование может в разы отличаться, что часто вызывает непонимание(и возмущение по необходимости переделки уже разработанных чертежей).

[Poreth]

Сообщение от Нубий-IV Как получить такое же армирование в Лире на первых трех слева сетках?

А можно чуть подробнее что надо получить в Лире то?
Близкие к ручным результатам цифры при заведомо огромных размерах КЭ?

[DMSskop]

Есть же тема https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=86844 , там условия для корректных размеров сетки.

[Itoshii]

Из практического интереса решил сравнить моменты и армирование в конструкции "бесконечной" неразрезной балки выполненной слева стержневыми кэ, справа оболочками в SCAD 21.1.

Понятно, что балка неразрезная и моменты будут на крайних опорах большими, а к середине уменьшаться до среднего значения. Схему в виде рисунка прикладываю.
Ширина балки и плиты 6 м. Толщина/высота плиты 200 мм. В25, А500С. Нагрузка 9 кПа на плиту и 9*6=54 кН/м на балку.
Моменты на средних опорах подустаканились (на 3 опоре М=165 кН*м, на 4ой опоре с края 171 кН*м) и для анализа беру именно средние опоры (4 опору и среднее).
Узел опирания выполнил стержневым кэ просто в узел плиты (2 места), далее делал паука из стержневых кэ и АЖТ (выявил разницу между ними не более 2%). Паук по контуру колонн. Колонны 400х400. Пролёты 6 м.
По верху колонн делал шарниры в плоскости пролетов.
Сделал 2 расчётные схемы с размером кэ 400 мм и 200 мм.

Анализировал усреднённые моменты в середине кэ оболочек.

Согласен, что эксперимент не чистый, схема грубая и плохая. Но она же всегда такая будет в расчётах...

Выводы:
1) При моделировании плит оболочками в SCAD очень серьёзно теряется опорный момент, а вслед за ним и армирование.
При моделировании кэ размерами 400 мм не хватает 15-20% от момента, при моделировании 200 мм не хватает 6-15%.
Потери арматуры не выявилось только в схеме с размером кэ 200 мм и стыком колонны и плиты стержень в узел без паука АЖТ.
Потерю моментов ещё можно списать на анализ центров кэ и усреднение моментов.
Но потерю армирования ничем не восполнишь.
Почему не падают все здания в РФ построенные за эти 30 лет. Арматура подбирается по ширине трещин и до прочности ещё обычно как раз запас 30-40%. Видимо просто трещины у колонн раскрываются сильнее, чем в расчёте, там лежит пол и трещины никто не видит. А по прочности на изгиб есть запас который и используется.

Численно
Опорный момент в балке 162 кН*м, арматура 44 см2 А500С (на рисунке неправильно его показал, извините). Потом сделал ещё третью схему только с балками стержнями с теми же пролетами и теперь взял момент с неё. Это правильнее.
400 мм кэ, колонна просто в узел в оболочки. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=144,4 кН*м, разница М 89% от балки, а армирование 86% от балочного.
400 мм кэ, паук ажт. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=134,5 кН*м, разница М 83% от балки, а армирование 82% от балочного.
200 мм кэ, колонна просто в узел в оболочки. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=160 кН*м, разница М 99% от балки, а армирование 104% от балочного.
200 мм кэ, паук ажт. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=145 кН*м, разница М 90% от балки, а армирование 82% от балочного.

Выделил то, как я обычно моделирую эти узлы стыка плит и колонн (пауком АЖТ по контуру колонн). Получается везде недокладывал 18% арматуры. Это очень страшно.

Нубий-IV, получается, что надо переармировать на 20% по сравнению с пятном в SCAD 21.1.
Но как это объяснить начальству и заказчикам теперь. Моделирование узла стыка общепринято...

[Grim]

Надо же, сравнить мягкое с теплым и делать выводы про переармирование и недоармирование!

[eilukha]

Сообщение от Itoshii и до прочности ещё обычно как раз запас 30-40%

- недогруз по прочности обычно 50 %.

[Нубий-IV]

Сообщение от UnAtom Нубий-IV - Как вы понимаете этот пункт?

Никак не понимаю. Особенно в сочетании с требованием принимать M/W не более 0.5 N/A (почему не 2 и не 1.5?). Сначала момент делится на изгибный и продавливающий, затем часть продавливающего куда-то выбрасывается. Чем воспринимается выброшенный кусок? Кручением? В изополях моментов плиты вообще никакого понижения момента от колонны не происходит - значит, подобранную по ним арматуру надо не увеличивать, а уменьшать на Mloc / 2? Никак не учитываю этот пункт, потому что нельзя выполнить то, не знаю что. Пока не появится учебник или руководство с примерами расчета - и не надеюсь понять. Я себя вообще в последнее время шаманом называю. Думаю, так и должна называться моя должность в должностной инструкции. "Прошу выделить средства на обновление бубна до версии 2020.R3 в связи с вступление в силу актуализированных сводов заветов высших жрецов".

Сообщение от tigra-18 насчитанное теоретическое армирование 60 см2

Это сумма на всю плиту, на три метра ширины. 20 см2/м - в среднем d16-100. А пролеты, толщины и нагрузка взяты из книги Дорфмана, только что колонну вместо 300x300 взял 600x600, чтобы глюки вокруг АЖТ стали заметнее.

Сообщение от tigra-18 Целью данного расчета, мне видится подтверждение(или не подтверждение), что методика моделирования точечного опирания безбалочного перекрытия на колонны в актуальных, на территории РФ программах дает, правильное армирование.

Это ж надо с экспериментами сравнивать, а у нас ими никто не занимается. В лучшем случае можно с той же книгой Дорфмана свериться, там результаты испытаний приведены. Моделирование стыка в 3D где-то на форуме было, и статьи в журналах попадались. Пускай таким ученые развлекаются, им, может, эта схема про проекцию трещины что подскажет, или про соотношение между изгибающим и продавливающим моментами. Что там интересного для инженера, кроме героической битвы с концентраторами напряжений по углам - не понятно.

Сообщение от tigra-18 учащение разбивки в пилонах относительно перекрытия, как-то очень значительно на армирование в этих точках сингулярности и при одинаковой нагрузке армирование может в разы отличаться

А сумма по сечению - постоянна, и совпадает с ручным счетом. Видимо, по ней и надо ориентироваться. И помнить, что если возле АЖТ недостаточно мелкая сетка - момент будет занижен.

Сообщение от Poreth Близкие к ручным результатам цифры при заведомо огромных размерах КЭ?

Это был ответ на пост с утверждением, что сетка неважна, и Лира справится. А густота сетки в шапке темы - именно такая, "заведомо огромная". Вот Старк на такой сетке абсолютно точный ответ выдал, потому что в узлах арматуру подбирает. С Лирой не работал, и мне интересно, как Лировцы в таких случаях выкручиваются. Вопрос темы же звучит "как прочитать мозаику армирования с грубой сетки".

Сообщение от Itoshii Из практического интереса решил сравнить моменты и армирование в конструкции "бесконечной" неразрезной балки выполненной слева стержневыми кэ, справа оболочками в SCAD 21.1.

То же в Старке:
Разбивка - 8 элементов на пролет, для Старка нормально (в Скаде лучше брать побольше).

Сумма моментов соответствует нагрузке:
ql^2/8 = (9*6)*6^2/8 = 243кНм.
Mопорный + Mпролетный = 176 + 67 = 243кНм.
Что балкой моделировать, что оболочкой - результат один.

Усилия - узловые, если брать по центру тяжести, будет ошибка:

[tigra-18]

Сообщение от Нубий-IV как прочитать мозаику армирования с грубой сетки

- вообще- то вопрос звучит по другому - "Как анализировать результаты армирования в зоне колонн". Так-то можно, по словам одного форумчанина, "как дурачок из танка" забабахать в пятно колонны арматуры по МКЭ расчету и потом наблюдать свое творение либо в БСК либо в "Опять обрушение". А хотелось бы выполнить работу как инженер, с пониманием и возможно потверждением, где можно на картинку с МКЭ расчета можно забить, а где не стоит.

----- добавлено через ~17 мин. -----
Offtop: Еще непонятно - зачем грубую сетку, пережиток когда машинное время дорого стоило и его нужно было экономить, тащить в современную практику? или все-таки мелкая сетка, за исключением точек сингулярности, приносит больше вреда чем пользы?

[Itoshii]

Сообщение от Нубий-IV Усилия - узловые, если брать по центру тяжести, будет ошибка: Суммарный опорный момент по центру тяжести - 123 кНм (-30%)

Нубий, это всё прекрасно звучит пока не осознаешь, что сам по себе скад и армирование в этих узлах тоже считает неправильно. Видимо, армирование считается по усреднённым моментам из центра кэ.
Из справки скада.

Так как в нормах (за исключением СП 63.13330) не оговорена процедура проверки арматуры в элементах оболочек, плит и т. п., то в комплексе SCAD для этого использована методика, предложенная Н.И. Карпенко [3]. На данной методике основаны и рекомендации СП 63.13330. Основные положения этой методики приведены в разделе Основные принципы подбора арматуры в конечных элементах плиты и оболочки. Следует отметить, что они соот*вет*ствуют общим положениям расчета плоскостных конструкций, приведенным в п. 1.38 СНиП [6].

Изополя усилий в пластинах При использовании конечно-элементного подхода в пе*ре*мещениях вычисление напряжений связано с рядом проблем. Локальный поэлементный подсчет напряжений при*водит к полям напряжений, имеющим разрывы на межэлементных границах (рис. 1). Для получения уз*ло*вых напряжений в этих случаях прибегают к тому или иному методу усреднения вкладов напряжений отдельных элементов в их общий узел (усреднение по звезде элементов узла). В программе предусмотрено, что для каждого из ко*неч*ных элементов эти усилия вычисляются в серединах (в центре тяжести) и в точках примыкания к узлам расчетной схемы. Затем для узла вычисляется среднее арифметическое значение указанных усилий по точкам при*мыкания всех элементов, сходящихся в узле и определяющих рассматриваемое усилие, при условии, что та*кие элементы расположены примерно в одной плоскости. Само понятие «примерно в одной плоскости» регулируется значением «параметра пологости», который по умолчанию принимается равным 0,95 (это есть коси**нус угла между нормалями к смежным элементам, равного примерно 18°), но может быть заменено пользователем. Именно по указанным среднеарифметическим значениям строятся изополя или изолинии, эти же значения выдаются на экран при соответствующей настройке режима выдачи результатов. По поводу сказанного следует заметить, что осреднение имеет смысл для так называемых регулярных узлов, где не следует ожидать скачкообразного изменения усилий. Тогда оно дает значение, при*ближающееся к ожидаемому «плавному» решению (рис. 2, а). Для тех случаев, когда в узле ожидается появление скачка значений внутренних усилий (рис. 2, б), осреднение значений такой скачок сглаживает, что может привести к недоразумениям. Следовательно, в тех случаях, когда в узле при*ложено сосредоточенное воздействие, или же там наложена связь, или, наконец, в районе узла происходит скачкообразное изменение жесткости, к выдаваемым узловым значениям следует от*нестись с осторожностью. ... В упомянутых случаях можно проверить себя выдачей подробных данных о напряженно-дефор*ми*ро*ванном со*стоя*нии элементов, т. е. при настройке пара*метров гра*фической среды назначить вывод значений силовых факторов в узлах пластин. ... Но программа предоставляет и другие возможности. Если нажать правую клавишу мыши на кнопке , то появится многостраничное диалоговое окно Настройка фильтров отображения информации. На странице Оцифровка изолиний/изополей в группе Выводить можно выбрать следующие опции: Среднее значение; Минимальное значение; Максимальное значение; Невязку. Описанная выше процедура осреднения используется по умолчанию. Опция Среднее значение описана выше. При выборе опций Минимальное/Максимальное значение при построении изополей и изолиний в качестве значения фактора в узле используются соответственно минимальные/максимальные значения выбранного фактора из значений фактора в элементах, примыкающих к узлу. Опция Невязка приводит к отрисовке изополей и изолиний, для которых значение в узле равно разности максимального и минимального значений фактора в примыкающих элементах. Это позволяет оценить ошибку осреднения.

Оболочка Подбор выполняется с учетом следующих силовых факторов, вычисленных в центре элемента: ноpмальные напpяжения — Nx, Ny (только в оболочках); касательные напpяжения — Txy (только в оболочках); кpутящий момент — Mxy; пеpеpезывающие силы — Qx, Qy; изгибающие моменты — Mx, My. В pезультате pаботы модуля вычисляются площади веpхней и нижней продольной аpматуpы, а также площади и шаги поперечной аpматуpы. На рис. 1 для сечений элемента железобетонной оболочки приведено pаспо*ложение и идентификация веpхней и нижней продольной аpматуpы, а также поперечной арматуры.

Если я читаю правильно, то Мх и Му это моменты из центра кэ. Да и по результатам армирования тоже ясно виден этот недобор арматуры.

Общепринятым является размер кэ 400-500 мм и моделирование стыка колонна-плита, когда контур колонны задаёт размеры окружающим кэ. То есть для колонны 400х400 мм кэ вокруг принято моделировать 8 кэ размерами 400х400 мм.
100% моих зданий сделаны с запасом не более 5% по этому опорному моменту.
Это караул.
В скаде можно изменять отображение моментов в узлах и в центре (среднее, невязка, макс., мин.). Но модуль армирования всегда будет брать для расчёта только среднее значение с ошибкой от невязки.

Значит общепринятое моделирование узлов стыка колонн и плит в скаде неправильное. Надо изменять это моделирование с увеличением, армирования на 20%.

Нубий, вам вообще этот узел интересен ?
Или нет сил бороться с традициями на местах ?

Также тут интересно мнение СергеяКонстр. Что вы скажите про эти результаты моделирования стыка колонна-плита в скаде ? Как делаете сами ?



************** Обновление ********************

Сделал второй расчёт.
Квадрат 6х6 м плита 200 мм В25 А500С стоящая на одной колонне по центру. Нагрузка те же 9 кПа на плиту и 54 кН/м на балку. Данная расчёт уже самый что ни на есть чистый и идеальный.
Результаты ещё более шокирующие.


Балка (идеальная образец сколько должно быть)
Моп=243 кН*м
Верхнее армирование 70,1 см2 А500С

Разница % дана не по величинам у опоры, а по усреднённым величинам кН*м и см2 по всей ширине плиты.
Оболочки 500х500 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=49,7 кН*м/м разница 76,3%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 12,2 см2/м разница 65,3%

Оболочки 400х400 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=54 кН*м/м разница 78,1%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 13 см2/м разница 68,8%

Оболочки 300х300 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=61 кН*м/м разница 80,3%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 16,8 см2/м разница 73,5%

Оболочки 200х200 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=67,9 кН*м/м разница 82,6%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 18 см2/м разница 77%

Оболочки 100х100 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=71,8 кН*м/м разница 90,4%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 21,35 см2/м разница 79,6%

Дальнейшее уменьшение сетки до 50 мм увеличивает армирование на 2%, что уже в рамках недостатка 20% совершенно не требуется.
Уменьшением сетки момент и армирование не добрать.
Необходимо изыскивать другие методы моделирования узла стыка колонна-плита.

Во всех вариантах моделирования узла как ни делай есть большая недопустимая погрешность момента и армирования не в запас.
При наиболее частом виде моделирования колонн 400х400 мм вокруг такими же кэ погрешность такая что будет недоложено арматуры 32%.
При уменьшении сетки у колонны до 100 мм погрешность момента не хватает 10%, армирования недоложено 20%.
Как ни делай всё плохо.
На этом фоне все остальные темы данной ветки форума как-то меркнут...


Причём невязкой результатов по справке скада этот недостаток М и армирования необъяснить. В узле моменты средние и максимальные одинаковы.
Что именно ворует момент и арматуру не ясно.

[Нубий-IV]

Сообщение от Itoshii Видимо, армирование считается по усреднённым моментам из центра кэ.

Это легко проверить. Задаю один конечный элемент 1x1м, с одной стороны жестко защемляю два узла, с другой - задаю вертикальную нагрузку 40кН. Получается консоль, с моментом в заделке 40кНм (As = 6.6см2), а в середине - 20кНм (As = 3.2 см2). В пересчете на 6м ширины это 240 кНм и 40 см2.

Момент и арматура у Старка явно взяты по узлам в заделке. У меня Скад - только демка, арматуру я не могу посмотреть. Но если Скад армирует по узлам - получится 6.5см2, по центру - 3.2см; моменты-то на изополях он точно в узлах умеет получать. Схемка - во вложении, без армирования.

Сообщение от Itoshii Балка (идеальная образец сколько должно быть) Моп=243 кН*м Верхнее армирование 70,1 см2 А500С

Что-то арматуры многовато.

Усилие в арматуре Ns = M / (0.8 * h0) = 243 / (0.8 * 0.150) = 2000 кН
Площадь арматуры As = Ns / Rs = 2000 / 43.5 = 46 см2.

Процент армирования 46/(15*600) = 0.5% - сильно меньше 2%, плечо можно брать 0.95. Вторая итерация:

Ns = 243 / (0.95 * 0.150) = 1700 кН
As = 1700 / 43.5 = 39 см2.

Ровно столько же подбирает Старк.

[Нубий-IV]

Еще несколько интересных фактов из жизни АЖТ в схеме Поста #29.

Минстроевское пособие определяет моменты возле грани колонны. Чему равны моменты по грани на разных сетках? Теоретически должно быть:
M = (15кПа * 3м) 1.2м ^2 / 2 + 2 * 30кН/м * 1.2м ^2 / 2 + 3м * 30кН/м * 1.2м = 184кНм.

• Схема без АЖТ опять точна на любой сетке.
• АЖТ на грубой сетке врет, причем не в запас.
  
  Чтобы свести погрешность до приличной величины, надо нашинковать сетку настолько мелко, как никто никогда не делает.
• Десятикратное повышение жесткости следа работает намного лучше, чем АЖТ. Но разбивку сетки возле колонны лучше иметь в половину ширины.

Кроме того, интересно, куда девается суммарный момент по оси колонны. Теоретический - 253 кНм.

В схеме с АЖТ по плитам: 76 кНм.
Суммарный момент в узлах АЖТ на грани колонны: 31.51 + 16.60 + 31.51 = 80 кНм
Суммарный момент от вертикальных усилий в узлах АЖТ: (199.10 - 75.69 + 199.10) * 0.300 = 97 кНм.
Итого: 76 + 80 + 97 = 253 кНм.

Выводы:

1. Момент по грани колонны в схеме с АЖТ определяется с большой погрешностью из-за концентраторов в узлах. Для использования Минстроевской методики сетку надо бить вдвое-вчетверо мельче, чем сам Минстрой, иначе потеряется арматура.
2. Момент по оси колонны в схеме с АЖТ никуда не пропадает, просто он передается через само АЖТ, и на изополях не виден. К армированию, снятому с изополей, в таких схемах надо добавлять арматуру от момента в АЖТ, посчитанную вручную.

[Нубий-IV]

Нашел, на какой сетке АЖТ дает правильный ответ:

Какая из расчетных программ умеет фрактальные сетки генерировать? На той АЖТ и надо использовать.

[Itoshii]

Сообщение от Нубий-IV Это легко проверить. Задаю один конечный элемент 1x1м, с одной стороны жестко защемляю два узла, с другой - задаю вертикальную нагрузку 40кН. Получается консоль, с моментом в заделке 40кНм (As = 6.6см2), а в середине - 20кНм (As = 3.2 см2). В пересчете на 6м ширины это 240 кНм и 40 см2.

Проверил.
Да скад моменты показывает разные от 0 до 40 кН*м, но арматуру насчитал строго по центральному моменту 3,33 см2/м.
Получается SCAD 21.1 считает армирование не по моментам в узлах кэ, а только по центру кэ.

В прошлом расчёте при сетке 100х100 начали не проходить кэ плиты у углов колонны по поперечной силе. А при бОльшей сетке эти кэ проходили. Значит и Q для армирования тоже берется из центра кэ.

При этом обычно у опор укладывается дополнительное армирование шириной больше пика. Можно подумать что есть приличный запас армирования у опоры.
Однако ведь и момент по параболе изменяется только вдоль балок и плит. А поперек (по ширине дополнительного армирования) момент изменяется не так значительно.
Например армируем традиционно смоделированный узел с кэ 400х400 мм.
Из модели в посте 39 верхнее армирование 13 см2/м.
Фоновая 12 А500С шаг 200 мм это 5,65 см2/м + дополнительная 16 А500С шаг 200 мм 10,06 см2/м = 15,65 см2/м на ширине 2 м. 15,65/13=1,2 = 20% запаса.
Далее от колонны момент уже 7,5-9,6 см2/м. Фоновая 12 А500С шаг 200 мм это 5,65 см2/м + дополнительная 12 А500С шаг 200 мм 5,65 см2/м = 11,3 см2/м на ширине 0,8*2=1,6 м. 11,3/9,6=17% запаса.
Итого запаса получается если детально по кэ смотреть (15,65-13)*1,2+(15,65-11,3)*0,8+(11,3-9,6)*0,8+(11,3-7,5)*0,8=11,06 см2.
Итого надо 70,1 см2 по всей ширине плиты 6 м, есть 5,65*6+5,65*1,6+10,06*2=63,06 см2 то есть для всего сечения плиты шириной 6 м армирования не хватает 70,1/63,06=1,11=11% не в запас. То есть со случайным переармированием традиционного узла на 20% всё равно не хватает 11% по всему сечению плиты шириной 6 м.
А локально у колонны запас по арматуре составит в среднем случайно по сортаменту 17-20% если моделировать кэ 400х400 мм.
Хотя уже понятно, что при моделировании 100х100 мм армирование у опоры максимальное 21,35 см2/м. 21,35/13=1,64 = 64% не в запас. Так какой же тут запас если какое хочу армирование такое и получаю. И эти 64% явно эти случайные! 20% от сортамента не перекроет. А ведь и при 100х100 арматуры по предыдущим расчётам в целом по всему сечению не хватало.

[Poreth]

h0=15 см в подборе арматуры? Плита 20 см. так?

ЛИРА-САПР для одного эл-та не дает распределение напряжение. Для метрового КЭ закрепленного с одной стороны Мх=2 тм/м (что логично для ЛИРЫ - для середины ж считает) Требуемую верхнюю арматуру - As,тр=5,19 см (3,89 - прочность, 5,19 - трещиностойкость). ЛИРА учебная.

Сообщение от Нубий-IV M = (15кПа * 3м) 1.5м ^2 / 2 + 2 * 30кН/м * 1.5м ^2 / 2 + 3м * 30кН/м * 1.5м = 253кНм. As = 253кНм / (0.8 * 0.150м) / 35кН/см2 = 60см2. Это суммарный момент и суммарное армирование на всю ширину участка (3м).

Полученное значение момента будет соответствовать только точке опирания плиты на колонну. Чем дальше от нее - тем момент будет снижаться. Полученное армирование - так же соответствует этой точке. Поясни пожалуйста, что такое суммарный момент и почему он тут равен пиковому точечному значению? Почему суммарное армирование опять же равно требуемому в одной точке?

[Нубий-IV]

Сообщение от Itoshii для всего сечения плиты шириной 6 м армирования не хватает 70,1/63,06=1,11=11% не в запас.

Опять не понял, почему требуется 70см2? Балочный момент 234кНм - требуется 40 см2 арматуры. Принятое армирование - в запас в 1.5 раза (если верить старым книгам, у Минстроя другое мнение).

Сообщение от Poreth что такое суммарный момент и почему он тут равен пиковому точечному значению

Не пиковому. Теоретический суммарный равен суммарному в Старке. Старк, если строить сечения по изополям, показывает не только эпюру по сечению, но и площадь эпюры - удобно проверять моменты в плитах, или усреднять арматуру. На скриншотах это значения A+ и A-. Провел линию поперек плиты - увидел суммарный момент. Вручную посчитан момент на всю ширину плиты - 3м, M = 253кНм, в Старке трехметровое сечение показало сумму 253кНм - значит, точности сетки хватает и армирование будет правильное.

Сообщение от Poreth Чем дальше от нее - тем момент будет снижаться.

Это самый интересный вопрос темы, который так и останется без ответа.

У Дорфмана суммарный момент раскидывается так: 75% - в надопорную зону, 25% - в пролетную.

Если бы момент был постоянным по ширине, было бы 50% / 50%. То есть опорный момент на (75-50)/50 = 50% больше среднего, а опорный - на (50-25)/50 = 50% меньше среднего.

Для моего примера это значит: средний момент M = 253кНм / 3м = 84 кНм/м. Опорный момент M = 84*1.5 = 126 кНм/м ( As = 32.5 см2/м ). Пролетный момент M = 84/2 = 42 кНм/м ( As = 8.6 см2/м). Получается фон d12-200, дополнительно: в пролете d10-200, над колонной d28-200 (на половине ширины плиты).

У Минстроя подход другой. Берем максимум с изополей моментов, M = 239 кНм/м. Получаем, что высота сжатой зоны больше предельной. Вывод - плита не проходит по прочности на изгиб, нужна капитель толщиной 250мм. При общей толщине плиты 450мм высота сжатой зоны - меньше 0.7ξR. Подозреваю, что экспертиза теперь будет ссылаться на Минстроевское пособие, а не на Дорфмана, и никаких больше плоских плит на сетке 6x6.

[Itoshii]

Нубий-IV, так вы считаете по прочности, а я по трещиностойкости считал при 0,3 (0,4) мм.

Нубий-IV, прошу вас посчитать в ваших программах квадрат 6х6 м плиты 200 мм В25 арматура А500С на нагрузку 9 кПа. По центру колонна 400х400 мм, по краям ничего нет (консоли во все стороны).
Узел стыка колонна-плита традиционный, 9 кэ размером 400х400 мм с пауком АЖТ в центральном кэ. У вас получится, по идее, меньше арматуры, чем должно быть...
Для сравнения можете рядом сделать такую же балку (колонна с 2 консолями, буквой Т) на 54 кН/м. Получите эти 70 см2 армирования по верхней грани для трещиностокости.
По идее теоретически суммарный момент на ширину 6 м должен составить Моп=243 кН*м, верхнее армирование 70,1 см2 А500С.
Но ведь по балке не видно распределение арматуры и момента по ширине сечения...

Интересно сколько у вас в вашем старке получится момент и арматура в плите у колонны (по которой вы расставляете арматуру).
И прошу также привести пример, как вы её расставляете. То есть решить сколько класть арматуры и ширину добора.

А я параллельно посчитаю ваш пример в скаде. Но прошу указать ваш пример: геометрию, бетон, нагрузку и т.п.

[Нубий-IV]

Сообщение от Itoshii так вы считаете по прочности, а я по трещиностойкости считал при 0,3 (0,4) мм.

Ширина раскрытия трещины - это разность деформаций бетона и арматуры на длине между соседними трещинами. Момент на всей этой длине, как я понимаю, должен быть примерно постоянным. А в этой задаче шаг трещин - 40см. Половина шага попадает внутрь колонны, где изгиб должен резко уйти в ноль вместе с разностью деформаций. Половина шага - снаружи, но момент возле концентратора резко убывает.

Подозреваю, что в формулу для раскрытия трещины надо подставлять не пиковое, а среднее значение напряжений на расчетной длине, и оно как минимум в два раза меньше пикового. То есть проверку трещиностойкости по пиковому моменту делать бессмысленно. Должна же у нас, конструкторов, быть более серьезная отмазка, чем просто "замажем трещины полом, и никто не увидит".

Сообщение от Itoshii Узел стыка колонна-плита традиционный, 9 кэ размером 400х400 мм с пауком АЖТ в центральном кэ.

Для Старка такой стык - нетрадиционный в худшем смысле этого слова. Старк либо ставит колонну в угловое пересечение элементов (если генерация АЖТ выключена), либо создает квадратный след колонны 2x2 элемента с АЖТ во всех 9 узлах (если генерация АЖТ включена), либо в том же квадрате делает автоматическое повышение жесткости элементов (если включена статическая гипотеза вместо АЖТ).

Как и следовало ожидать, размещение элементов не углом, а серединой на максимум срезает пиковое значение момента. Суммарный момент получается на четверть меньше, и вместе с ним уменьшается армирование - всего 33см2 по прочности и 46см2 по трещиностойкости. Арматуру раскладываю по методике из старых книг - усредняя значение на половине шага колонн (провожу сечение длиной 3м и делю A+ на L+, получаю среднее по участку). То есть дополнительное армирование - на ширине 6м / 2 = 3м.

Размер элемента 750мм (восьмая часть пролета, родной для Старка размер). Суммарный момент - точный, значит, и армирование будет точным. Всего 42см2 по прочности и 58см2 по трещиностойкости. Армирование по предыдущей (неточной) схеме обеспечит прочность, и, возможно, трещиностойкость (если считать, что трещины на пике надо уполовинивать).

Так выглядит автоматическое уточнение сетки возле колонны в Старке, если при генерации схемы стоит галочка "создавать след колонн". Поскольку АЖТ требует лишнего ручного добавления арматуры, все посчитано со статической гипотезой. Суммарный момент на 6% меньше теоретического, вместе с армированием. Если из проекта удалить автоматически созданные статические гипотезы, и повысить жесткость следа в 10раз - момент с совпадет с теоретическим, а армирование - со схемой без АЖТ.

Поскольку требуется снимать моменты по грани колонны, сетку использую уточненную. Сначала в нанокаде создаю участок с повышенной точностью разбивки вокруг колонны, экспортирую его в Старк. После автоматической генерации схемы дополнительно уточняю сетку в узлах через "Делить 4-узловые пластины произвольно / Y-деление". На какой ширине надо укладывать дополнительное армирования - я из пособия не понял. Может, невнимательно читал (словами не написано, и дан хитрый разрез по оси колонны, на котором указано просто "шагом 200"). Но чисто по суммарной площади хватает положить арматуру только на ширине колонны - 40см, все остальное пойдет в запас. Самое главное - при армировании 31см2/м высота сжатой зоны ξ = (Rs As) / (Rb b h0) = (43.5кН/см2 * 31см2) / (14500кПа * 1м * 0.15м) = 0.62 > 0.7ξR. По пособию тут надо влепить капитель.

Во вложении файлы FEA, для старчан и старчанок. Схему со статической гипотезой просчитывать разреженным решателем, во фронтальный эту фишку не взяли.

[Нубий-IV]

Сообщение от UnAtom АЖТ кардинально не решает проблемы

Схема в защиту АЖТ, а то совсем я его обидел тестами. Моменты в колоннах при различной густоте сетки по сравнению с балочной схемой.

Если никак не моделировать повышение жесткости следа - получаются заниженные моменты в колоннах, уменьшающиеся с дроблением сетки. А с АЖТ (или аналогами) момент не зависит от сетки, и не занижен.

Недобор 25%...50% - это перебор! Кто за свои колонны беспокоится - должен действовать жестко!

Во вложении - схемы FEA для Старка и SLI для Лиры.

[UnAtom]

Сообщение от Нубий-IV Ширина раскрытия трещины - это разность деформаций бетона и арматуры на длине между соседними трещинами. Момент на всей этой длине, как я понимаю, должен быть примерно постоянным. А в этой задаче шаг трещин - 40см. Половина шага попадает внутрь колонны, где изгиб должен резко уйти в ноль вместе с разностью деформаций. Половина шага - снаружи, но момент возле концентратора резко убывает. ... Подозреваю, что в формулу для раскрытия трещины надо подставлять не пиковое, а среднее значение напряжений на расчетной длине, и оно как минимум в два раза меньше пикового. То есть проверку трещиностойкости по пиковому моменту делать бессмысленно. Должна же у нас, конструкторов, быть более серьезная отмазка, чем просто "замажем трещины полом, и никто не увидит".

Мысль хорошая и логичная! Но боюсь не проканает...так как Момент для расчёта трещиностойкости по нормам на до брать в расчётном сечении! Ввиду отсутствия рисунков в нормах относительно приопорной зоны для плит, предполагается, что расчётное сечение это сечение на опоре с максимальным моментом, на который подбирается арматура по I г.п.с. Кроме этого, есть случаи когда надо считать с теми же проблемами не только плиту перекрытия, но и плиту покрытия. И если в перекрытии первая "опорная" трещина действительно может возникать на расстоянии где-то от h0/2 до 2h0 (Лоскутов Илья где-то в сообщениях писал про это наблюдение при обследованиях), то в покрытии всё немного хуже (см. картинку ниже - источник - SergeyKonstr)

----- добавлено через ~4 ч. -----

Сообщение от Нубий-IV Недобор 25%...50% - это перебор! Кто за свои колонны беспокоится - должен действовать жестко!

Это хорошо, что вы обратили внимание на это! Следовательно, неучёт пятна опирания плиты на колонну приводит к недоармированию последних! И чем массивнее в сечении колонна, тем ярче этот "эффект". Хотя этот эффект будет опасен в основном для крайних колонн, где от жесткости узла будет зависеть усилия в элементах. Но в этом случае ожидается перераспределение усилий на горизонтальные элементы, однако увидеть его можно только задавая редуцированные жесткости (учитывающие наличие трещин и фактическое армирование).

[Itoshii]

Нубий-IV, спасибо.

Если принимать Старк за истину, то в скаде моделируя узел традиционным путём надо умножать пик армирования на 2 (13 см2/м *2 как раз примерно = 27 см2/м).
И тогда, может быть в типовом случае перекрытия 200 мм можно как-то приблизиться.
Караул и беспредел.

При моделировании сгущения сетки у стыка заметил любопытные особенности:
1) При заданных нагрузках и геометрии и традиционном моделировании узла не удалось смоделировать стык в программе SCAD вообще никак для опредления каких-то разумных усилий-армирования.
2) При сгущении сетки до 100х100 мм у колонны начала выявляться концентрация момента за углом колонны. Наиболее напряжённая область вне сечения колонны.
К несчастью, при этом SCAD отказался считать 100 мм кэ как непроходящие по Q. То есть при всё желании дальше 200х200 мм не разбить кэ, СКАД просто отказывается считать армирование.
Анализируя моменты можно увидеть, что момент в схеме составит 85 кН*м (при реальном около 106 кН*м по старку).
В дальнейшем разбивая кэ до 50 мм можно увидеть 95 кН*м.
Разбивая до 25 мм можно увидеть 100 кН*м.
При этом критерием качества изополей моментов в мкэ можно считать показанную концентрацию напряжений у углов колонны. Когда она появляется и становится резко в 2 и более раз отличаться от середины колонны, реальный момент уже близко.
То есть, в отсутствии старка, можно рекомендовать анализировать усилия при сгущении сетки до минимально возможного и армирование назначать по наанализированному моменту. Беда в том, что при 100 разных колоннах так делать не будешь...
3) По Q эти кэ 100х100 и меньше не просто так не прошли. Также узел не прошёл по продавливанию по бетону (по бетону Кисп=1,05, можно заармировать поперечной арматурой 6 А240 шагом 100 мм).
В том же пособии рекомендовали не обращать внимание на скачки Q у опор из-за погрешности МКЭ. Но, видимо, не всегда это возможно игнорировать.

Нашёл ещё мнение Министерства (НИИЖБ)...
Методическое пособие ПЛОСКИЕ БЕЗБАЛОЧНЫЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ПЕРЕКРЫТИЯ. ПРАВИЛА ПРОЕКТИРОВАНИЯ Москва 2017 г.
Настоящее Пособие разработано в развитие СП 63.13330.2012.«СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции» в части применения припроектировании плоских безбалочных железобетонных перекрытий.
Пособие разработано авторским коллективом сотрудников Центрапроектирования и экспертизы НИИЖБ им. А.А.Гвоздева в составе: д.т.н. И.Н. Тихонов, к.т.н.М.М.Козелков, к.т.н. В.З.Мешков, инж А.В.Луговой, инж. Болотов П.А.

2.1.1.3 ... Наиболее напряженными местами безбалочных перекрытий являются надопорные зоны колонн и пилонов. Здесь происходит концентрация как изгибающих моментов, так и поперечных сил. Поэтому очень важно правильно оценить напряженно-деформированное состояние этой зоны с тем, чтобы,с одной стороны,обеспечить необходимую прочность, с другой стороны не допустить излишних запасов, так как неоправданное переармирование этой зоны приведет к трудностям ее бетонирования, плохим сцеплением арматуры с бетоном, а следовательно, к ослаблению этой зоны. При построении конечно-элементной расчетной модели перекрытия размеры и конфигурацию конечных элементов следует задавать исходя из возможностей применяемых конкретных расчетных программ и принимать такими, чтобы была обеспечена необходимая точность определения усилий по площади плит с учетом общего числа конечных элементов в расчетной схеме, влияющего на продолжительность расчета. Размеры и конфигурацию конечных элементов следует задавать так,чтобы размеры конечных элементов были соизмеримы с размерами сечения колонн. В этом случае сечения колонн можно «вписать» в конечно-элементную сетку, используя абсолютно-жесткое тело, конфигурация которого соответствует сечению колонны. ... В особо ответственных случаях следует прибегнуть к приемам фрагментации и исследовать напряженно-деформированное состояние узла на основе детального создания трехмерной модели узла с контролем получаемых результатов ручными способами расчета, основываясь на правилах строительной механики. стр. 16

Противоречивое мнение. В одном месте пишут что моделировать традиционно, а дальше пишут "сами анализируйте как хотите".


Знаю множество ценителей скада и точности расчётов, которые наскрёбывают лишние 0,1 см2 арматуры и говорят, что это глобальный запас...

[Нубий-IV]

Еще надо разобраться с молочным моментом - Mloc. Все тесты выше - для схем с нулевым изгибом колонн, в них арматура передает момент с плиты по одну сторону от колонны на плиту по другую сторону. Может, такую арматуру и можно размазывать по ширине. А сосредоточенный момент из колонны в плиту должен на небольшой ширине передаваться.

Тестовая схема - та же плита 6x6м, толщиной 200мм. Но теперь она шарнирно оперта по двум краям, а в центре приложен сосредоточенный момент 50кНм, по 25кНм на верхнюю и нижнюю колонны. Суммарный момент со всей ширине плиты по оси (с одной стороны от колонны) 25 кНм, по грани колонны - 23.3 кНм.

Схема антисимметричная. По одну сторону от колонны момент положительный, по другую - отрицательный, в среднем на оси - ноль. Чтобы в сечении не получались нулевые усилия, Старк позволяет задать для разных частей плиты разные плоскости осреднения, и на стыке показывать в узле два значения сразу - положительное и отрицательное, а не усреднять их в ноль (армирование тоже будет правильное). Скад в такой задаче покажет нули на оси. У Лиры мозаика будет разных знаков, но это не пиковые значения.

Варианты схем: без АЖТ, три версии АЖТ (по умолчанию, с уточненной сеткой, с уточненной сеткой и дополнительной разбивкой в углах), с повышением жесткости следа в 10 раз.

Результаты:

Схемы с АЖТ при расчете по оси не работают, требуется вручную снимать усилия внутри АЖТ и считать армирование. В схемах без АЖТ суммарный момент по ширине правильный - 25 кНм. Если не задавать повышение жесткости следа, момент сильнее размазывается в стороны, и на приведенной ширине остается 60% суммарного. С повышенной жесткостью следа момент на условной ширине практически равен Mloc / 2.

Так подбирают армирование в пособии Минстроя. Схема с дефолтным АЖТ грубовата, и занижает суммарный момент по ширине на 30%; остальные схемы достаточно точные. А по грани момент падает практически в 2 раза по сравнению с осевым, и равен Mloc / 4.

Вывод:

В зависимости от способа моделирования МКЭ дает два варианта учета Mloc, отличающихся друг от друга в 2 раза.

• При расчете по оси Mloc делится пополам - не на прогиб и продавливание, а на момент слева и справа.
• При расчете по грани - каждая половина Mloc делится еще на две - по грани колонны и по остальной ширине; на остальную ширину она, видимо, попадает как раз за счет работы на сдвиг по двум другим боковым граням колонны.

В зависимости от того, как читать п.8.1.46, половину Mloc, учитываемую в расчете на изгиб, можно приложить только с одной стороны колонны, или раскидать на две стороны - это даст совпадение с первым или втором способом моделирования соответственно.

Кто знает, где посмотреть численный пример "правильного расчета по СП", чтобы было видно, как учитывают этот момент?

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Кто знает, где посмотреть численный пример "правильного расчета по СП", чтобы было видно, как учитывают этот момент?

Считать нужно так (максимально приближенно к реальности, исключая случайное влияние всплесков):
1. Нужно считать поэтажные реакции от плит, которые передаются на колонны (делаются группы по всем колоннам и групы узлов, где колонны соединяются) - плиты в эти группы не добавляются.
2. Полученные реакции колонн (сосредоточенные нагрузки от стержней) нужно размазывать по плоскости продавливания вокруг стержней. Нагрузка от N- будет равномерно распределенной, от M - линейно - распределенной (такая зд трапеция получается). Таким образом, кК опорным узлам прикладывается самоуравновешенная система сил - нагрузки на узлы и распределенные нагрузки на зону продавливания.
3. Армирование в плите считается обычным способом и размазывается на грузовую полосу.
4. Дополнительно надколонная арматура считается на продавливание, принимая момент как половину от момента, полученного в п.1 (но берутся стержни только в зоне продавливания - без грузовой полосы).

Насколько я знаю, такой расчет пока ни в одном расчетном комплексе не реализован.

Плюсы - считать можно плиты любой ширины, включая толстые фундаментные.

[Нубий-IV]

Учитывать Mloc/2 при расчете на продавливание в автомате может Старк. Достаточно ткнуть в узел пересечения плиты с колонной. И продавливающая сила как разность N в колоннах, и момент, автоматически деленный пополам, в расчет пойдут без лишней ручной возни.

Вопрос у меня другой: как учесть вторую половину Mloc, которая изгибная. Вижу как минимум два способа прочитать требование норм:

• Поставить всю арматуру (Mloc/2) / 0.8h0 дополнительно к верхней арматуре в плите. Это если считать, что такая половинка прикладывается к плите с каждой стороны колонны.
  
• Поделить эту арматуру между двумя половинками плиты - с одной и с другой стороны от колонны. Тут дополнительного армирования в два раза меньше получается, но часть уходит в нижнее армирование.
  

Из словесных описаний в СП, минстроевском пособии и руководстве НИИЖБ не могу понять, какой вариант имели ввиду авторы. Может, вообще третий вариант.

[UnAtom]

Сообщение от Нубий-IV Кто знает, где посмотреть численный пример "правильного расчета по СП", чтобы было видно, как учитывают этот момент?

Ну в упомянутом вами "Методическом пособии к безбалочным перекрытиям" в конце есть пример расчёта с определением Mloc и там по сути, если брать директивно по нормам (напр. в Пособии к СП 52-101-2003, стр. 141), Mloc в плите это половина моментов в сечении колонн над и под плитой. Не в плите - а в колоннах! ВСЁ!
Однако, если обратить внимание, то почему-то про проверку плиты на Mloc упоминается в связке с Методом заменяющих рам. (см. рисунок ниже из "Рекомендаций по проектированию жб монолитных каркасов с плоскими перекрытиями"). А "момент" из Рекомендаций может не совпадать с "моментом" из численного расчёта из МКЭ, о чём в "Методическом пособии..." также говорит таблица в самом конце.
Здесь правильным (читай, эталонным) будет, на мой взгляд, численный эксперимент с "твердотелым" моделированием колонн и плиты перекрытия. Там нужно "снять" моменты и считать с них Mloc и собственно колонны. В ЛИРЕ-САПР 2020 появился очень интересный инструмент - "Стержневые аналоги", с помощью которых можно получить усилия с плоских или твердотелых элементов в "аналоговых" стержнях:

Нажмите для просмотра

https://www.youtube.com/watch?v=1xFnP9IkiWQ

[nickname2019]

Сообщение от UnAtom "Mloc в плите это половина моментов в сечении колонн над и под плитой. Не в плите - а в колоннах!"

- поправочка для уточнения, "Mloc в плите это половина РАЗНИЦЫ моментов в сечении колонн над и под плитой", этот же момент численно равен, но противоположен по знаку моменту в узле плиты (от приходящих в этот узел плитных КЭ), в котором плита опирается на эту колонну. Т.е. это самоуравновешивающиеся силы. Просто проще создать группу с колоннами, чем группы элементов перекрытий без колонн.

Сообщение от UnAtom Здесь правильным (читай, эталонным) будет, на мой взгляд, численный эксперимент с "твердотелым" моделированием колонн и плиты перекрытия. Там нужно "снять" моменты и считать с них Mloc и собственно колонны.

Я пробовал, не пойдет. В зоне опирания колонны понятие момент теряет смысл, так как гипотеза плоских сечений не соблюдается, эпюры напряжений перестают быть линейными, в произвольном сечении при попытке просуммировать напряжения кроме M появляется N. Т.е. это уже не теория изгиба плит (появляется N).
Но если N и M распределять от колонны по плите линейно по зоне продавливания и сравнивать максимальные напряжения от изгиба в элементах плиты в плоской и 3д модели - сходимость решения будет весьма хорошей даже при сгущении сетки - т.е. сетку сгущаем, а скачков усилий не наблюдается.

Таким образом, при подборе армирования в плите на изгиб думать о Mloc вообще не нужно, но потом обязательно проверить надколонную арматуру в плите на Mloc/2 (после размазывания). Может пару-тройку стержней дополнительно положить сверху на колонну.

[tigra-18]

Сообщение от nickname2019 В зоне опирания колонны понятие момент теряет смысл

- имхо - а какой момент в плите может быть внутри пятна колонны? В покрытие еще наверное есть вероятность каких-то значимых величин моментов, а в перекрытии и если габарит колонны раза в 2 больше толщины перекрытия, то на мой, не сильно образованный взгляд, основной вид напряжений в плите от сжатия. Как-то нетрадиционное предложение с увеличением жесткости внутри пятна колонны себя неплохо показывает.

Сообщение от nickname2019 Но если N и M распределять от колонны по плите линейно по зоне продавливания

- разговор незаметно перешел от анализа продольного армирования к поперечному армированию от продавливания, или это сильно взаимовлияющие расчеты

Сообщение от nickname2019 Я пробовал, не пойдет.

- пробовали что? Если стык колонны с перекрытием как набор 3д тел(пирамидок и призм), то чисто из любопытства было бы неплохо посмотреть картинку напряжений в элементах по граням колонны и в ее примерной середине, по обоим осям симметрии, характер их изменения.

[nickname2019]

Сообщение от tigra-18 - имхо - а какой момент в плите может быть внутри пятна колонны?

Я же сказал, что понятие "момент" теряет смысл в зоне продавливания. Внутри пятна колонны действуют растягивающие напряжения в уровне верхней зоны плиты.

Сообщение от tigra-18 - разговор незаметно перешел от анализа продольного армирования к поперечному армированию от продавливания, или это сильно взаимовлияющие расчеты

Просто продольную надколонную арматуру нужно дополнительно проверить на Mloc/2, кроме подбора по моменту (исходя из необходимости передать часть момента на колонну).

Сообщение от tigra-18 пробовали что? Если стык колонны с перекрытием как набор 3д тел(пирамидок и призм), то чисто из любопытства было бы неплохо посмотреть картинку напряжений в элементах по граням колонны и в ее примерной середине, по обоим осям симметрии, характер их изменения.

Считал давно, поищу. Под рукой нет.

[UnAtom]

Сообщение от nickname2019 - поправочка для уточнения, "Mloc в плите это половина РАЗНИЦЫ моментов в сечении колонн над и под плитой", этот же момент численно равен, но противоположен по знаку моменту в узле плиты (от приходящих в этот узел плитных КЭ), в котором плита опирается на эту колонну. Т.е. это самоуравновешивающиеся силы. Просто проще создать группу с колоннами, чем группы элементов перекрытий без колонн.

Это не совсем так. В колоннах (в основном над плитой) момент имеет целый ряд источников, начиная от горизонтальных нагрузок (ветер, сейсмика) и заканчивая моментом, пришедшим от нагрузок на вышерасположенных этажах. В СП не сказано, что момент Mloc должен формироваться лишь примыкающим к колоннам перекрытием.

Сообщение от nickname2019 Я пробовал, не пойдет. В зоне опирания колонны понятие момент теряет смысл, так как гипотеза плоских сечений не соблюдается, эпюры напряжений перестают быть линейными, в произвольном сечении при попытке просуммировать напряжения кроме M появляется N. Т.е. это уже не теория изгиба плит (появляется N). Но если N и M распределять от колонны по плите линейно по зоне продавливания и сравнивать максимальные напряжения от изгиба в элементах плиты в плоской и 3д модели - сходимость решения будет весьма хорошей даже при сгущении сетки - т.е. сетку сгущаем, а скачков усилий не наблюдается.

возможно, Вы плохо пробовали. Я не даром дал ссылку Youtube на инструментарий, позволяющий вытащить "правильный" момент в колонне. Вы посмотрели это видео, прежде чем писать свой комментарий?

[nickname2019]

Сообщение от UnAtom В СП не сказано, что момент Mloc должен формироваться лишь примыкающим к колоннам перекрытием.

В СП пояснений не делается, но это так. Но Вы, можете попробовать. Независимо от внешних нагрузок момент (силы) от перекрытий в уровне этажа равны разности моментов (усилий) в колонне сверху и снизу - это следствие уравнений условий равновесия узла.

Сообщение от UnAtom возможно, Вы плохо пробовали. Я не даром дал ссылку Youtube на инструментарий, позволяющий вытащить "правильный" момент в колонне. Вы посмотрели это видео, прежде чем писать свой комментарий?

Я разобрался с этим вопросом лет 10 назад. СП тогда еще не выходило. Смотреть видос времени нет. Просто я знаю теорию, а теория говорит - если гипотеза плоских сечений не соблюдается - значит теория изгиба пластин не работает. "Притянуть" теорию изгиба пластин к расчету приколонных зон можно, как я указал выше, размазывая усилия по зоне продавливания - тогда будет "правильный момент", максимальные напряжения от которого в приколонной зоне будут совпадать (очень близки) с максимальным напряжением в "три дэ". Тестировал я этот подход на толстых плитах фундаментов, и ростверки всегда так считаю.
Приколонные зоны я считаю как все "в запас".
Мне можно не верить, я не настаиваю.

P.S. Вложил пример расчета ростверка- реакция колонны "размазана" на зону продавливания. Ростверки заменены реакциями, размазанными по площади свай. Система сил - самоуравновешенная.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 4. Дополнительно надколонная арматура считается на продавливание

- тут ошибки нет?

[Нубий-IV]

Сообщение от UnAtom Ну в упомянутом вами "Методическом пособии к безбалочным перекрытиям" в конце есть пример расчёта с определением Mloc

Моя версия (1993 года - это где "изгиб, ня!" в п.3.5.2) состоит из 45 страниц обрывается на рис.14. Судя по оглавлению, дальше ничего быть и не должно. Численных примеров там нет, только формулы. Буквально читая этот пункт, в задаче из поста #51 я из суммарного момента в колоннах (50 кНм) должен взять половину (25 кНм), и на эффективной ширине добавить 25 кНм / (0.8*0.15м) / 43.5кН/см2 = 4.8 см2 арматуры. Такой подход соответствует балочному расчету, когда сосредоточенный момент раскидывается на плиту слева и справа, потому и пополам.

Такой же результат можно снять с изополей в Старке, если разделить плиту на две плоскости усреднения - полностью автоматически, без ручной работы.

Но в СП сказано про деление момента на изгибающий и продавливающий, а в балочной схеме поперечная сила не дает дополнительных моментов в узле, потому что плечо у нее нулевое. Ненулевой момент будет только при учете размеров колонны, например, через АЖТ.

Тут суммарный момент поделился примерно поровну на сдвиг и изгиб. Но изгибная половина, в свою очередь, тоже делится на две стороны плиты, и дополнительная арматура будет равна 12.5 кНм / (0.8*0.15м) / 43.5кН/см2 = 2.4 см2, в два раза меньше, чем по пособию. Эта добавка тоже получается на изополях автоматически, если снимать армирование по грани колонны, а не по оси. Но, если считать правильным армирование по грани, то и суммарное армирование получится меньше на десяток-другой процентов, потому что это не пик.

В пособии к СП 52-101-2003 тоже пример не к изгибу, а к продавливанию. Вот без числового примера и не могу понять какой должен быть момент в расчете, словесные описания как минимум двусмысленные.

[nickname2019]

Сообщение от eilukha - тут ошибки нет?

Да, пожалуй лучше надо было бы написать "8.1.46 Дополнительно надколонная арматура считается на Mloc/2 в соответствии с п.8.1.46 СП 63.13330.2018".

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от Нубий-IV В пособии к СП 52-101-2003 тоже пример не к изгибу, а к продавливанию. Вот без числового примера и не могу понять какой должен быть момент в расчете, словесные описания как минимум двусмысленные.

Можете прислать:
1. Размеры колонны (по X и по Y)
2. Момент на колонну от перекрытий относительно оси X
3. Момент на колонну от перекрытий относительно оси Y
4. Толщину плиты перекрытия

Я попробую схему в течении дня сделать для иллюстрации, чего я сказать хотел и как получить "правильный" момент.

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 Можете прислать:

Если есть любой уже готовый расчет - сойдет и он. Я не конкретную конструкцию считаю, а гоняю тестовые задачи. Если безразлично - можно проверить схему из поста 51:
- Колонна 400x400.
- Момент только в одном направлении, 50кНм.
- Толщина плиты 200мм.

[UnAtom]

В общем посчитал я тестовую задачу для понимания остроты проблемы используя 3d элементы и "Стержневые аналоги" из инструментария ЛИРЫ-САПР.
Написал какое-то количество рассуждений на основе анализа и сравнения с пластинчатыми вариантами. В общем всё приводить не буду, напишу только то, что волновало участников ветки:

1. Наиболее надежным и соответствующим по усилиям в колоннах 3D варианту (вернее «Стержневому аналогу») является вариант моделирования плиты с использованием классических оболочечных элементов, при котором зона колонны выделяется АЖТ (причем учитывающим также толщину перекрытия). В этом случае момент в колоннах получился больше примерно на 10% чем в варианте со «Стержневыми аналогами». При этом стоит отметить, что в варианте без АЖТ усилия получились меньше примерно на те же 10%. Не драматично, короче.
2. Обнаружен небольшой запас в схемах при определении моментов в колоннах, равный +3-10% (в зависимости от толщины примыкающей плиты перекрытия), который образовывается из-за неучёта фактической высоты колонны, равной расстоянию от пола нижележащей плиты до потолка вышерасположенной плиты, в сравнении с высотой, обычно задаваемой в расчётной схеме, равной высоте этажа, то есть от пола до пола.
3. Влияние моделирования (учёт АЖТ и 3D-аналог) обнаруживает факт отсутствия 100%-го равновесия усилий в узле сопряжения колонн и плиты, то есть присутствует разница моментов в колоннах и примыкающей плите – в колоннах момент получается больше примерно на 15%. Возможно, в другой расчётной схеме этот процент будет другим.
4. Теперь по армированию. Самое, пожалуй, главное - невозможно оценивать правильность расчёта армирования без этапа конструирования. Потому как фактически установленная арматура в плите очень зависит от сортамента, общепринятого шага установки, равного 100-200мм, и может отличаться от требуемой по расчёту от -5% до +35%. А с учётом принятого при конструировании «пятна армирования», то есть участка, на котором конструктор установит требуемую по расчёту арматуру, отличия могут быть +100% и более. И это настолько важно, что остальные сравнения теряют всякий практический смысл, переходя в разряд бесполезно сотрясающих воздух рассуждений.

Если немного закрыть глаза на указанное мною в пункте 4, то я всё же сделаю вывод, что получаемое по расчёту армирование плит, моделируемых в РП с использованием оболочек с АЖТ (и даже при сетках более 0,3х0,3м без АЖТ), в надопорной зоне будет заниженным по отношению к расчётному.

Offtop: П.С. Дальнейшие поиски истины в этом направлении считаю более не уместными ввиду пункта 4.

[Нубий-IV]

Сообщение от UnAtom может отличаться от требуемой по расчёту от -5% до +35%.

А если два разных метода расчета дают отличие между собой 20%?

Задачка из Минстроевской методички. Безбалочное перекрытие толщиной 200мм. B25, A500. Колонны 400x400 по сетке 6x7.2м. Постоянная 8.945 кПа, временная 2.40 кПа. Схемы для Старка - во вложении.

Судя по сумме опорного и пролетного моментов, густота сетки достаточна.

Сечения взяты там, где их можно взять при таком способе моделирования. Пролетное - на оси. Надопорное - по грани колонны; я его провел по-минстроевски, через середину примыкающего элемента.

Для учета Mloc плиты порезаны на отдельные плоскости осреднения, слева и справа от колонны. Сечения взяты по оси, на левой плоскости - там, где момент от колонны добавляется к моменту в плите.

Расчет без АЖТ дает 71.1 см2 суммарной арматуры, с АЖТ - 57.3см2 , на 20% меньше. Потерялись 13.8см2, или 13.8см2 * 43.5кН/см2 * 0.8 * 0.15м = 72 кНм. Подозреваю, что это не ошибка МКЭ. Момент по грани должен быть меньше пикового за счет сброса части момента в продавливание (не локального от колонны, а именно изгибного в плите). При увеличении сечения колонны (в многоэтажных зданиях) эффект должен быть еще сильнее. А вот есть ли этот эффект в реальности? Если да - то балочный расчет работает в запас. Если нет - то схемы с АЖТ принципиально врут (это не считая занижения усилий на неправильной сетке).

Сообщение от UnAtom посчитал я тестовую задачу

Кстати, как быть в этой задаче с Mloc? Плита тут настолько узкая, что ее можно считать балкой - тогда Mloc пополам делиться не будет.

[UnAtom]

Сообщение от Нубий-IV А если два разных метода расчета дают отличие между собой 20%?

Надо использовать метод, который даёт большие значения (читай более надёжные) в рассматриваемом сечении. И если по одному методу большие значения в плите, а по другому в колонне, то надо использовать оба метода для конструирования. Ну либо (то чем вы сейчас занимаетесь, надеюсь) найти оптимальный универсальный "огибающий" метод, дающий максимальные значения по всем расчётным сечениям

Сообщение от Нубий-IV Кстати, как быть в этой задаче с Mloc? Плита тут настолько узкая, что ее можно считать балкой - тогда Mloc пополам делиться не будет.

Повторюсь. Mloc - по СП это усилия в колоннах! Плита может быть и шире и пролётов может быть больше. Но вопрос с Mloc (повторюсь) обсуждается бок о бок с "Методом заменяющих рам", где плита представляется тоже балкой. Здесь можно вспомнить и пункт 6.8.12 из СП 14.13330.2018 (Изм.1), на мой взгляд так надо конструировать и без сейсмики. Далее посмотрите моё сообщение #28 из этой темы, ответьте на вопросы в конце (хоть я задавал их и SergeyKonstr). Источник (повторю) "Рекомендаций по проектированию железобетонных монолитных каркасов с плоскими перекрытиями, 1993г".

Вы в своих сообщениях выкладываете усилия и подобранную площадь арматуры, но попробуйте законструировать любую надопорную зону плиты, в которой вы насчитали см2, учитывая, разумеется, все принципы простоты армирования, унификации, сортамента и шага. А потом сравните то, что вы наконструировали с тем, что получилось по расчёту. В одном из видеодокладов, посвященных обязательному расчёту уникальных зданий в 2-х программных комплексах "умный дядька" сказал (пишу по памяти): "При сравнении полученных результатов в двух программных комплексах, важно не то, насколько полученные в них результаты отличаются друг от друга, важно то, насколько эти результаты отличаются от фактической несущей способности рассматриваемого конкретного элемента".

[nickname2019]

Выкладываю тестовые файлы, иллюстрирующих подбор арматуры в надколонной зоне путем "размазывания" опорных реакций колонн на площадь зоны продавливания.

Исходный файл.SPR - результаты армирования при моделировании сечения колонны "толстыми" КЭ (аналогично АЖТ).

Распределенные реакции опор .SPR - результаты армирования при "размазывании" опорных реакций колонн на зону продавливания.

Размазывание происходит следующим образом:
На зону продавливания прикладывается распределенная трапециевидная нагрузка, имитирующая реакцию колонн (N и M), а для компенсации этой дополнительной нагрузки на узел опирания стержня колонны на зону продавливания прикладывается момент противоположного знака и сила противоположного знака.
Таким образом, в зоне продавливания дополнительно прикладывается самоуравновешенная система сил.

В каждом из файлов - результаты расчета системы при разной густоте сетки (размеры КЭ - 200 мм, 100 мм, 50 мм).

Дополнительно к этому расчету необходимо проверка надопорной арматуры на Mloc (вручную).

Параметры схемы - плита 2000х6000х200(толщина)мм, опирающаяся краями на колонны сечением 400х400 мм, высотой 3,5 м.
Зона продавливания у колонн принята размером 570х740 мм. Нагрузка на плиту - 1 т/м2.

Момент от плиты на колонну составляет 4,489 тм, 4,483 тм и 4,48 тм (при разной густоте сетки).
Вертикальная сила от плиты на колонну - 6 т.

Момент и продольная сила приводятся к трапециевидной нагрузке по зоне продавливания.

P.S. Я не призываю всех считать опорные зоны таким образом, материал носит исследовательский характер, для лучшего понимания сути проблемы. На практике армировать зоны колонн призываю по максимальным всплескам, ибо надежнее.

[Нубий-IV]

Сообщение от UnAtom (то чем вы сейчас занимаетесь, надеюсь) найти оптимальный универсальный "огибающий" метод

Не, я просто пытаюсь понять, что в СП написано. Только не выходит что-то ничего. А для огибающих вариацию моделей придумали, понадобится обогнуть - обогну что надо.

Сообщение от UnAtom Mloc - по СП это усилия в колоннах!

Но передаются-то они на плиту. И восьмой абзац п.8.1.46 СП63.2018 требует этот момент учесть в плите. Но без примера непонятно как. Может, кто в журналах пример видел, чтоб не гадать?

Сообщение от UnAtom посмотрите моё сообщение #28 из этой темы

Так я ж и там ничего не понимаю. Что значит "потом то, что установлено в зоне контура продавливания проверить ещё и на Mloc/2"? Что днем в плите действуют одни усилия, а ночью они уходят, и приходит Mloc/2? Почему Mloc не учитывается при подборе арматуры, и как его учесть потом отдельно от арматуры?

Сообщение от UnAtom Mloc (повторюсь) обсуждается бок о бок с "Методом заменяющих рам", где плита представляется тоже балкой

В балочной схеме момент делится пополам потому, что балок у колонны две, а не из-за продавливания. А для крайней колонны момент делиться пополам не будет, потому что балка только с одной стороны. То есть для крайней колонны балочная и плитная схема покажут арматуру, отличающуюся в два раза, если буквально читать СП. В средних колоннах-то Mloc намного меньше балочного ql2/12, а в крайней колонне только Mloc и действует. Отсюда и вопрос у меня про эту конкретную схему - в ней разница сильнее всего заметна.

Сообщение от UnAtom сравните то, что вы наконструировали с тем, что получилось по расчёту

Шаг-то будет фиксированный, а диаметры можно брать разные. И два разных расчета покажут разные диаметры, с отличием на шаг-другой по сортаменту в средних колоннах и на три-четыре шага в крайних.

Сообщение от UnAtom важно не то, насколько полученные в них результаты отличаются друг от друга, важно то, насколько эти результаты отличаются от фактической несущей способности

Он, наверное, математик из бородатого анекдота про абсолютно точный и абсолютно бесполезный ответ. Вот такие люди и придумывают конечные элементы с армированием в центре. Инженер бы дал практический совет - хотя бы насчитать что попало, а потом в два раза запаса накинуть.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Что значит "потом то, что установлено в зоне контура продавливания проверить ещё и на Mloc/2"? Что днем в плите действуют одни усилия, а ночью они уходят, и приходит Mloc/2? Почему Mloc не учитывается при подборе арматуры, и как его учесть потом отдельно от арматуры?

На самом деле, момент Mloc действует в плите и учитывается при "стандартном" подборе арматуры в плите (например, по максимальному плитному моменту у АЖТ). В плите Mloc распределяется по разным концам от колонны не в соотношении 50% на 50%, а как расчет показал.

Сообщение от Нубий-IV В балочной схеме момент делится пополам потому, что балок у колонны две, а не из-за продавливания.

Mloc/2 на самом деле учитывает влияние момента на величину усилия продавливания, что получено анализом экспериментальных данных (считать такие вещи в нелинейной постановке в ансисе у нас не очень любят, и, имхо, не умеют). Наличие "балок" роли не играет. Для справки - в зоне продавливания возникает область трехмерного сжатия, что дает большое упрочнение бетона, поэтому реальный запас на продавливание (по сравнению с расчетным) должен быть очень серьезным (по крайней мере, для нижних этажей).

Сообщение от Нубий-IV А для крайней колонны момент делиться пополам не будет, потому что балка только с одной стороны.

Нет. Mloc/2 - это "продавливательный" момент, учитывает роль момента при продавливании. На самом деле, при армировании плиты арматура над колонной уже будет подобрана с "запасом". Если использовать "размазывание арматуры" - то, соотвественно, над колонной нужно оставить арматуру на полный момент, передающийся на колонну.

Т.е. надколонную арматуру считать нужно на два случая:
1. На изгиб по моментам в КЭ-модели
2. На продавливание на Mloc/2 - обычно арматуры из п.1 должно быть уже достаточно для этого

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 Выкладываю тестовые файлы

А результат-то какой? Сколько арматуры в штуках? У меня скад вообще только демка, я разве что исходные данные посмотреть могу.

Главное, чего я не понял - почему нагрузка распределена за пределами колонны и зачем вообще такое делать.

Чтобы не возиться с моментами в колоннах, пример со средней колонной при тех же параметрах. Балочный момент (1т/м2 * 2м) * 6м * 6м / 12 = 6 тм. Опорная реакция (1т/м2 * 2м) * 6м = 12т. Размазанная по площади колонны, дает нагрузку 12т / (0.4м * 0.4м) = 75 т/м2. Момент на оси колонны от этой нагрузки (75т/м2 * 0.4м) * 0.2м * 0.2м / 2 = 0.6тм. То есть балочный момент за счет дополнительных нагрузок уменьшится, и станет 6-0.6 = 5.4 тм, на 10% меньше.

Если размазывать на бОльшую площадь, зацепляя h0 - падение будет сильнее. Нагрузка 12т / (0.8м * 0.8м) = 18.75 т/м2. Момент на оси колонны (18.75т/м2 * 0.8м) * 0.4м * 0.4м / 2 = 1.2тм. Балочный момент 6-1.2 = 4.8тм, на 20% меньше.

Слева направо: без отпора, с отпором в габаритах колонны, с отпором за пределами колонны

То есть при дополнительной работе по расчету и вводу нагрузок я получаю падение армирования против балочного расчета. Или предполагается просмотр армирования по грани колонны? Но на него такой фокус вообще должен влиять очень слабо - разница в моментах по грани в этих схемах 5%.

Допускаю, что эффект разгрузки плиты колонной существует. На него указывает армирование, которое по грани колонны получается меньше, чем по оси. И когда колонна превращается сначала в пилон, а потом в стену, эффект становится совсем очевидным. Но поверить, что колонна 400x400 на сетке 6*7.2м способна разгрузить плиту на 20% (такая разница получается между схемами с АЖТ и без АЖТ по Минстроевской методичке), что-то не могу. Даже если бы там была сплошная стена, то за счет уменьшения пролета было бы 1 - (6.8^2) / (7.2^2) = 10%.

Сообщение от nickname2019 Mloc действует в плите и учитывается при "стандартном" подборе арматуры в плите (например, по максимальному плитному моменту у АЖТ)

Тест в задаче из поста 51 показал, что при АЖТ "автоматически" учитывается не Mloc/2, а Mloc/4. Половинка получается только в Старке без учета АЖТ и с группами осреднения - но в такой схеме нет сброса части момента в продавливание. Вот я и хожу по кругу в этих указаниях из СП - они с МКЭ не стыкуются. Может, они вообще для ручного счета в запас сформулированы.

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV размазывать на бОльшую площадь, зацепляя h0

- можно провести аналогию с тавровый сечением (с растянутой полкой)?

[Нубий-IV]

Соглашусь с тавровым сечением, когда делается проверка плиты на изгиб на ширине Bcol + 2*h0, как в восьмом абзаце п.8.1.46 СП63.2018, хотя и там вряд ли имели ввиду учет дополнительной высоты колонны ниже плиты. Но тут вертикальная реакция колонны распределена за пределами колонны (Это схема из поста 67)

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV п.8.1.46

- там про продавливание (на которое продольная арматура не влияет). А я про учёт продольной арматуры (при проверке на изгиб) за пределами ширины полки тавра (в нашем случае ширины колонны).

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV А результат-то какой? Сколько арматуры в штуках? У меня скад вообще только демка, я разве что исходные данные посмотреть могу.

Прикладываю расчеты:
Поля и армирование плит.dwg - полученные поля армирования и раскладка арматуры для распределенной нагрузки от опорных реакций и при сосредоточенной (аналог АЖТ).

Момент Mloc, передаваемый на колонну Mloc=3,979 тм.
В зависимости от разных шагов сетки и моделирования опирания на колонну, надопорная арматура получилась разной от d10 с шагом 100 до d10 с шагом 200 + d16 с шагом 200 (с учетом основной и дополнительной арматуры).
Но даже при минимальной арматуре диаметром 10 с общим шагом 100 мм расчет надопорной арматуры на Mloc/2=1,99 тм проходит - см. файл "Расчет надопорной арматуры.rtf" (ширину полосы брал равной ширине колонны).

Что интересно - обычный расчет с аналогом АЖТ (по всплеску при шаге сетки 200 мм) дает в надколонной области требуемую арматуру d10 с шагом 100 мм, что соответствует "уточненному" расчету (с размазыванием опорной реакции и шагом сетки 100 мм) по фактически принятому армированию.

Если брать случай суперуточненного расчета (с размазываением опорных реакций и шагом сетки в 50 мм) - то по всплеску армирование получилось d10Ш200+d12Ш200 мм, но если размазать эту площадь по ширине границы продавливания- выйдем на те же d10Ш200 на колонной.

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 от d10 с шагом 100 до d10 с шагом 200 + d16 с шагом 200

Не могу получить такой же ответ. Я суммирую площадь арматуры на мозаике по сечению, умножаю ее на размер элемента, и получаю требуемое суммарное армирование.

Считаю, что фоновая арматура лежит шагом 200, и на ширине 2000 помещается 9 стержней. Доборная арматура - на ширине колонны плюс толщина плиты в каждую сторону, 400 + 2*200 = 800мм, в зоне действия Mloc, помещается 5 стержней. Для размера КЭ в 50мм (наиболее точная сетка) получаю:

• При сосредоточенных реакциях - фоновая d10-200 (9шт) + доборная d10-200 (5шт)
  На всю ширину b=2000мм. Требуется 10.3см2. Факт 9d10 + 5d10 = 11.0см2.
  На приколонный участок b=800мм. Требуется 6.3см2. Факт 4d10 + 5d10 = 7.1см2.
• При распределенных реакциях - фоновая d10-200 (9шт) + доборная d8-200 (5шт)
  На всю ширину b=2000мм. Требуется 9.2см2. Факт 9d10 + 5d8 = 9.6см2.
  На приколонный участок b=800мм. Требуется 5.4см2. Факт 4d10 + 5d8 = 5.6см2.

Что еще интереснее, если эту задачу рассчитывать как балочную, под момент 4тм потребуется всего 7.05 см2 арматуры - т.е. достаточно d8-200 (9шт) + доборная d8-200 (5шт), 7.04см2. Подозреваю, это в Скаде (как и в Старке) срабатывает условие прочности 8.100 из СП63.2018 для плитных элементов, где к изгибающему моменту подмешивают момент второго направления и крутящий момент, отчего арматура возрастает. Численный пример приводил в теме Из-за чего в безбалочной железобетонной плите перекрытия возникает крутящий момент?.

А если расчетный пролет балки уменьшить с 5.6 до 5.2м, момент упадет до 4*(5.2/5.6)^2 = 3.45 тм, а армирование - до 6.0 см2, еще чуть-чуть, и доборную можно было бы скинуть до d6. Будь ширина плиты 3м, и колонны сверху и снизу, минус шаг по сортаменту получился бы.

[Нубий-IV]

Та же схема в Старке. Чтобы совпали моменты в колоннах со Скадом, пришлось чуть подкрутить жесткость колонн.

• При расчете по оси (Осторожный подход. Аналог балочной схемы. Mloc учитывается полностью. Это один из способов прочитать указания СП) - фоновая d10-200 (9шт) + доборная d12-200 (5шт)
  На всю ширину b=2000мм. Требуется 11.6см2. Факт 9d10 + 5d12 = 12.7см2.
  На приколонный участок b=800мм. Требуется 8.0см2. Факт 4d10 + 5d12 = 8.8см2.
• При расчете по грани (Беззаботный подход. Как у Минстроя. Учитывается Mloc/2) - фоновая d10-200 (9шт) + доборная d10-200 (4шт)
  На всю ширину b=2000мм. Требуется 7.3см2. Факт 9d10 + 4d10 = 10.2см2.
  На приколонный участок b=800мм. Требуется 6.0см2. Факт 4d10 + 4d10 = 6.3см2.

Если задать АЖТ на всю ширину плиты, моменты Mr станут распределяться по ширине равномерно, моменты второго направления Ms уменьшатся, как положено, до μ*Mr, и перестанут всерьез влиять на армирование, а крутящие моменты пропадут совсем. Армирование теперь совпадает с ручным счетом - т.е. получается поменьше, чем в оболочках.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Не могу получить такой же ответ. Я суммирую площадь арматуры на мозаике по сечению, умножаю ее на размер элемента, и получаю требуемое суммарное армирование... При сосредоточенных реакциях - фоновая d10-200 (9шт) + доборная d10-200 (5шт) На всю ширину b=2000мм. Требуется 10.3см2. Факт 9d10 + 5d10 = 11.0см2. На приколонный участок b=800мм. Требуется 6.3см2. Факт 4d10 + 5d10 = 7.1см2. При распределенных реакциях - фоновая d10-200 (9шт) + доборная d8-200 (5шт) На всю ширину b=2000мм. Требуется 9.2см2. Факт 9d10 + 5d8 = 9.6см2. На приколонный участок b=800мм. Требуется 5.4см2. Факт 4d10 + 5d8 = 5.6см2.

Я не рассматривал арматуру d8 в качестве доборной, т.е. у нас был разный номенклатурный ряд (моя номенклатура по доборной арматуре - см. вложение).

Сообщение от Нубий-IV Подозреваю, это в Скаде (как и в Старке) срабатывает условие прочности 8.100 из СП63.2018 для плитных элементов, где к изгибающему моменту подмешивают момент второго направления и крутящий момент, отчего арматура возрастает

Вероятнее всего, старке и скаде просто разные алгоритмы подбора арматуры, которые дает погрешности порядка одного диаметра туда-сюда - там ведь не по формуле подбирается, а подбором. А подбор можно по всякому вести. Условие (8.100) - плохое условие и не обязательное, влияние разных факторов трудно учесть. А крутящие моменты в нормальной плите вообще существенного влияния не должны оказывать на прочность.

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 у нас был разный номенклатурный ряд.

Скорее, разная методика. d10-200 + d16-200, как я понял, принято из-за того, что в одном конечном элементе появился пик 12.72 см2/м?

В сумме это дает на всю ширину 9d10 + 5d16 = 17.1см2, что при требуемых в ручном счете то ли 7, то ли 6 см2 обеспечивает почти трехкратный запас. Я же принимал армирование по требуемой суммарной арматуре, с минимальным превышением. Как минимум, суммарная арматура - стабильная величина на любой сетке (кроме совсем грубой, где начинают теряться пики), а максимум в концентраторе можно насчитать вообще любой. Я тоже люблю накинуть запасов, но интересно все-таки, какое значение официально минимальное.

Сообщение от nickname2019 Вероятнее всего, старке и скаде просто разные алгоритмы подбора арматуры

Не доводилось в Скаде считать бетон, только металлокаркасы. Но, насколько помню, бабочку на изополях армирования плиты, опертой по контуру, Скад в последних версиях тоже показывал - то есть либо впрямую формулу 8.100 учитывал, либо какую-то похожую. Это легко проверить, схемка простая. Если так - то Скад тоже накидывает арматуру в углах-концентраторах за счет того, что там Mx практически равен My, и добавляется кручение приличной величины.

Я для Старка специально две схемы привел - с концентраторами, и с размазанным АЖТ, где концентрации нет. Арматура подскочила с 7.0 до 11.6 см2 - в 1.7раза. Для Старка тесты с одиночными конечными элементами точно показывают, что при появлении крутящих и вторых изгибающих моментов армирование растет.

А ясности с Mloc лично мне и эта схема не добавила. Для обеспечения прочности участка 200x800 под момент Mloc / 2 = 4тм / 2 = 2тм арматуры-то требуется всего 3.5 см2. Для этого даже тех фоновых пяти d10 хватает, без всякого добора. В чем смысл этой проверки, если только не считать, что для крайних колонн Mloc должен браться целиком? В СП-то картинка с иллюстрацией к п.8.1.46 - с центральной колонной. И в НИИЖБовском пособии доля момента зависела от того, крайняя колонна или центральная. Короче, как говорил инженер Станиславский, "че за хню вы тут насчитали" "не верю"!

[nick.klochkov]

"... ах, оставьте ненужные споры ...")))
интересно, у тс появилась ясность после всего этого?)

[Ильнур]

Может не совсем в тему, но вот старый проект показали - армирование перекрытия у колонны, все вроде по канонам, но что-то вся поперечка где-то в стороне от колонны...нормальное армирование, на первый взляд?

[Tyhig]

Ильнур,
1) надо тщательно вручную в автокаде прорисовать пирамиду продавливания по 45 градусов на разрезе. Посчитать число стержней попадающих в эту пирамиду. Сделать выводы о работе тех стержней, которые задевают грань пирамиды только краем или сварным швом (в смысле исключить из расчёта).
2) АРБАТ это число стержней считает неверно, размазывая строго по СП 63. Строго - считать неверно, это (имхо) дырка СП 63.
3) Если что у меня есть калькулятор в екселе в даунлоаде по никнейму. Там всё не так сложно...
4) Вообще, учёт поперечной арматуры даёт по СП 63 многократный запас прочности узлу на продавливание. Ничем не ограниченный сверху при применении например, 40 мм арматуры. что очевидно неправильно, нереально.
С годами пришёл к мысли, что надо ещё и проверять анкеровку поперечных стержней на смятие бетона под сварным швом и продольным стержнем. Такие методики расчёта вроде были в Руководстве по жб. или Технологии армирования. Если соврал, то можно пытаться просто от себя принять 3 ширины стержня на смятие, ведь больше по СП 63 на смятие площадь не принимается.
Если посчитать вот так на смятие, то окажется, что при поперечке 12 мм А400С продольный стержень 12 мм А400С сминает бетон В25 площадью 3*0,012^2 - 11 раз.
Если учитывать вовлечённость более длинного куска продольного стержня, то Кисп можно снизить и до 2-3, наверное.
В принципе, в МКЭ в трехмерных телах можно даже получить упругое пятно смятия под продольным стержнем. В общем ограничения есть, чтобы кто ни говорил. Их надо учитывать.
Думаю (сам ещё не считал), что поперечка в реальности увеличит прочность узла в 2-2,5 раза, не более.


А так. Да, армирование нормальное.
Далековато, но и пирамида там тоже не сразу близко, а на h0 вдаль от колонны.

Стрёмно другое. Окончание поперечки слишком близко к колонне. Вот там надо пересчитать.
Но может и пройти.

[ingt]

Сообщение от Ильнур поперечка где-то в стороне от колонны

См. рис. 8.13 СП 63, там указаны все ограничения.

Сообщение от Ильнур нормальное армирование, на первый взляд?

Нет.

[Tyhig]

Сообщение от ingt Нет.

Там не дальше трети h0 от колонны вроде бы. Вот как раз треть на рисунке. Делали формально по снипу. Что там отклонения на стройке будут - автору рисунка безразлично.
Но тут признаюсь и сам так рисую. Отклонения запасом поперечки делаю. Если прямо на колонну поперечку поставить, то там колонны видно не будет. Бетон не пройдёт. Капут настанет. Узел на арматуре будет висеть.

[Ильнур]

Как всегда, правда где-то в середине.
В моих чертежах вот такого "просвета" вокруг колонны не бывает, вернее он не такой яркий.
С учетом того что толщина плиты 250 мм при пролетах 6х6 м, сойдет. Правильно?

[ingt]

Сообщение от Ильнур правда где-то в середине

Между чем и чем?

[v.psk]

Емнип немного не так, первый шаг от грани колонны от ho/2 до ho/3.
Я обычно ставлю в середине диапазона, чтобы был допуск на монтаж.
Тем более если поперечеа варится в обьемный каркас перед монтажом.

[Tyhig]

Сообщение от Ильнур С учетом того что толщина плиты 250 мм при пролетах 6х6 м, сойдет. Правильно?

Неправильно. Это вероятно парковка, паркинг ?
Считать надо каждый узел. С учётом проёмов в периметре продавливания, эксцентриситетов от сечения пирамиды продавливания и т.п. Всякое может быть.

Поперечку обычно просто так не делают. Это акт отчаяния, когда заказчик против капителей.

[v.psk]

Так чтобы понять сойдёт или нет размеры нужны.
А если поперечка не требуется то сойдёт как угодно.

[ingt]

При уменьшении зазора меньше правильного будет снижение прочности?

[v.psk]

Вероятно что будет. Если первый шаг меньше ho/3 и например не включается в работу (я не знаю чем другим может быть обосновано ограничение), то следующий рабочий стержень будет на расстоянии до 2/3ho, что может быть много.

----- добавлено через ~3 мин. -----
Кстати, если ничего не поменялось допускается шаг ho/2

----- добавлено через ~4 мин. -----
Тогда до следующего стержня чуть ли не почти 5/6 ho ( пришлось вспомнить сложение простых дробей)

[ingt]

Даже приварка поперечки к горизонтальным стержням не поможет?

[Svarog]

Здравствуйте. Конструктивные требования прописаны жестко в СП не просто так. Первые стержни обязательно должны попадать в диапазон h0/3 ... h0/2, причем с учетом монтажа (но тут мы в обязательном порядке прописываем более жесткие требования и контроль). В расчет можно включать только стрежни попавшие в зону h0 от колонны, а конструктивно армировать не менее 1,5h0. Как видите, величины напрямую связаны с толщиной перекрытия и при тонких плитах выдержать все эти расстояния становится трудно. Получается, что в зоне колонны и так много арматуры, а тут еще поперечка густая - становится очень важно насколько качественно провибрируют бетон, как подберут подвижность бетона и т.д.

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур .нормальное армирование, на первый взляд?

зеленым показана теоретическая линия продавливания.
т.к. расстояние "1" слишком маленькое, а расстояние "2" больше нужного минимального, то в работу включится только один первый стержень.
Если посчитано с этим условием, то тогда вероятно можно считать, что все ОК.
Ну и естественно и обязательно контроль сварных швов с испытаниями.
Offtop: а так конечно, сделан на от....сь

[Бахил]

Сообщение от Svarog диапазон h0/3 ... h0/2

От 70 до 110. "Визуально"... Привязка где? По масштабу - нормально всё.

[yarrus77]

Сообщение от maks-ufa Ну и естественно и обязательно контроль сварных швов с испытаниями.

я думаю если эти чертежи распечатать, то на стройке нихрена не увидят. Смешано все в одну кучу, и продольное и поперечное.
Плита из В25 толщиной 250 мм несет почти 55т, без поперечки.
конструктивные требования должны быть выполнены иначе расчеты не легитимны.
Поперечную арматуру в плитах в зоне продавливания в направлении, перпендикулярном сторонам расчетного контура, устанавливают с шагом не более ho/3 и не далее 300 мм. Стержни, ближайшие к контуру грузовой площади, располагают не ближе ho/3 и не далее ho/2 от этого контура. При этом ширина зоны постановки поперечной арматуры (от контура грузовой площади) должна быть не менее 1,5ho.
Расстояния между стержнями поперечной арматуры в направлении, параллельном сторонам расчетного контура, принимают не более 1/4 длины соответствующей стороны расчетного контура.

[maks-ufa]

Сообщение от yarrus77 конструктивные требования должны быть выполнены иначе расчеты не легитимны.

смотря сколько стержней в расчет включать. Голословное утверждение не видя расчет

[Poreth]

А мне не нравится анкеровка поперечки. Считай почти по середине приварили. Стержни поперечки просто выдернутся не успев начать работать.

[yarrus77]

Сообщение от maks-ufa смотря сколько стержней в расчет включать. Голословное утверждение не видя расчет

расположение крайних стрержней (первого от колонны и последнего) должны выполняться. Если нет, то прочность в месте начала трещины с любой стороны не будет обеспечена. А там сколько стержней потом не включай....

[Tyhig]

Offtop:

Сообщение от Poreth Стержни поперечки просто выдернутся не успев начать работать.

Глаз здравого смысла.
В пустыне вопиющий...
Хорошо, что сейчас не объявляют колдунами и не забрасывают камнями, ну если прав.
Нас пока двое, но будем держаться, крепиться и бить большинство. У меня богатый опыт. Правда, больный.

[v.psk]

откуда 55т без поперечки....
ну допустим колонна 400х400, центральная, h0=20см, периметр контура 60*4=240см, Rbt = 10,5кг/см2, тогда 20*240*10,5/2=25200кг.
Ну если все центрально или небольшой вклад моментов то теоретически до 50 тонн.

[yarrus77]

Сообщение от v.psk тогда 20*240*10,5/2=25200кг.

а откуда деление на 2? U=240 см уже по средней линии.
Но можно и побольше сделать, периметр тоже вырастет.

[v.psk]

А моменты?)) я ж писал выше про моменты

[Komplanar]

Интересно, почему людям нравится городить вот такой вот лес вместо хотя бы минимальных капителей?.. Оно даже на чертеже выглядит лесом, а вживую будет выглядеть как "- Петрович, бетон в эту арматуру не лезет! - Упихивайте ногами!!!"

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar Интересно, почему людям нравится городить вот такой вот лес вместо хотя бы минимальных капителей?.. Оно даже на чертеже выглядит лесом, а вживую будет выглядеть как "- Петрович, бетон в эту арматуру не лезет! - Упихивайте ногами!!!"

Я с таким сталкивался. Бывало городили такую хрень, когда бетона по расчету хватало, но на пределе. И поэтому ставили так же как попало каркасы, типа все равно в запас))) Хотя организация была очень крупная и застройщик серьезный))

[yarrus77]

Сообщение от v.psk А моменты?)) я ж писал выше про моменты

нечего в верхнее перекрытие заделывать колонны

[Ильнур]

Сообщение от ingt Между чем и чем?

П.81:

Да, армирование нормальное.

П.82:

Нет.

Между "Да" и "Нет".

Это вероятно парковка, паркинг ?

Невереоятно. Не паркинг и даже не парковка (в чом разница ...). Это кровля одноэтажного магазина, в Тобольске, где нормативный снег 150...ну пара чиллеров.

Сообщение от maks-ufa ...Если посчитано с этим условием...

Рачетов не предоставили, это чертежи с "Р" в штампе. Причем там же маркировка комплекта КР. КР стадии Р. Эфир струит зефир.
Вот как наверчено:

[ingt]

h0 на продавливание 149 мм? Проходит при такой h0 на продавливание?

[Tyhig]

Ильнур, в Тобольске суровые проектировщики.
Я бы взял покрытие толщиной 200 мм и меня б за это ещё б трахнули раз десять до толщины 180 мм...
Не, ну может они бульдозером снег убирают. Или вообще не убирают. Может заказчик бывший пгс. "Щас себе", - думает такой, - "сделаю крышу толщиной 1 м от ядерной войны оберегаться". И тут на тебе - Ильнур на пути.
Может там колонны держат покрытие, покрытие держит стены, стены держат фундаменты стен, те пол, на полу оборудование и люди + склад. Тогда и мало будет. Мы ж отсюда не видим всей картины. Этак можно каждого идиотом обозвать.

А ещё вполне вероятно, что там бетона нет хорошего. Слышал в Сибири с этим проблемы. Я б тогда тоже 250 мм бахнул - пару раз обжёгшись.
Это в крупных городах по 10 БРУ и т.п. А там могут и цемент делать плохой и бетон и строители плохие... И это априори, аксиома. А нам отсюда не знамо.

[v.psk]

Сообщение от Tyhig Я бы взял покрытие толщиной 200 мм и меня б за это ещё б трахнули раз десять до толщины 180 мм...

почему бы нет, с капителью 350)

Сообщение от Ильнур Вот как наверчено:

Углы надо проверить, тем более если что-то по периметру опирается.

[Ильнур]

Сообщение от Tyhig ... Или вообще не убирают. ... ещё вполне вероятно, что там бетона нет хорошего. ...

Что за детские фантазии Снеговая нагрузка рассчитывается без расчета на "убирать" - нет таких пунктов/формул/схем в СП20. Нет там так же схем "снег в шахматном порядке", как тут некоторые страдают. Ну а бетон - в проекте бетон конкретный, и вообще это проектировали совсем не Тобольские суровые, а стандартные проектировщики из среднерусской равнины.

Углы надо проверить, тем более если что-то по периметру опирается.

Парапетик. Но стеновое заполнение ниже - из кирпича. Т.е. по периметру никто никогда никуда не провалится в случае если "трескнет".

Сообщение от maks-ufa зеленым показана теоретическая линия продавливания

Я и говорю - линия так, а армирование хрен знает где и чорт знает как косвенно - почему нельзя армировать зону (пирамиду) продавливния самым естественным образом ?
Мы же не писаем лежа...

[v.psk]

Сообщение от Ильнур продавливния самым естественным образом

Не принято, видимо удобнее ортогональнно

[Ильнур]

Сообщение от v.psk Не принято, видимо удобнее ортогональнно

Да неудобно...плохо суется поперечка при такой политике. Это же известный гемор.
Угол пирамиды, к слову:

[Tyhig]

Там пролёт 5 м. и Снега почти нет. Куда там капители. 350 мм это уже автомобили сверху и пожарные машины.
Надо бы посчитать каждый узел на продавливание и убрать эти поперечные каркасы. И толщину 250 мм убрать. И предысторию выяснить откуда 250 мм, чтобы не лопухнуться. Вдруг там ракеты будут садиться.

[Komplanar]

Сообщение от Ильнур в Тобольске, где нормативный снег 150

Тобольск 4 снеговой район, 200кг нормативки, плюс 1,4 расчетный.
Что, впрочем, тоже не должно давать 250мм перекрытия... Если только это не пристроенный магазин со сносом снега с более высокого здания.

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Угол пирамиды, к слову:

Во всех других источниках угол принимается 45 град, т.к. наиболее худший, т.к. меньше поперечки захватывает. Лучше его придерживаться

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Ильнур почему нельзя армировать зону (пирамиду) продавливния самым естественным образом ?

можно, но так сложнее сделать унифицированные каркасы

[v.psk]

Сообщение от Tyhig Там пролёт 5 м. и Снега почти нет. Куда там капители. 350 мм это уже автомобили сверху и пожарные машины. Надо бы посчитать каждый узел на продавливание и убрать эти поперечные каркасы.

В любом случае оставить конструкиивно.

Сообщение от Ильнур . Т.е. по периметру никто никогда никуда не провалится в случае если "трескнет".

Расчетный контур продавливания для углов много меньше.

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Рачетов не предоставили, это чертежи с "Р" в штампе.

Раз нет расчетов, сложно судить. У нас бывало ставили в запас, хоть по расчету проходило по бетону, но впритык, поэтому городили как попало, как в вашем случае. Я был против этого, но главный говорил - сойдет и так))
нашел ваш случай в литературе, хотя и так понятно было)):

[ingt]

Сообщение от maks-ufa Миниатюры

Почему 2 вариант недопустим?

[v.psk]

И что такое h? Которое меньше 700мм

[maks-ufa]

Сообщение от ingt Почему 2 вариант недопустим?

потому, что как и на чертеже Ильнура, поперечная арматура анкерится не в створе фоновой арматуры, а гораздо ниже/выше

----- добавлено через 21 сек. -----

Сообщение от v.psk И что такое h? Которое меньше 700мм

высота плиты очевидно

[ingt]

Сообщение от maks-ufa поперечная арматура анкерится не в створе фоновой арматуры

Это про то же, что в п. 107?

[maks-ufa]

Сообщение от ingt Это про то же, что в п. 107?

не совсем понятно п. 107 чего?

[ingt]

Этой темы.

[maks-ufa]

Сообщение от ingt Это про то же, что в п. 107?

Не совсем. h0 (см. скрин из СП 63) для расчета по бетону берут как расстояние до оси фоновой арматуры. Если продольная арматура каркасов на продавливание не совпадает с фоновой, то это не значит, что h0 надо брать другое

[ingt]

Значит, просто что поперечки нет, т. к. нет ее анкеровки в уровне продольной арматуры? Несет только бетон?

[maks-ufa]

Сообщение от ingt Значит, просто что поперечки нет, т. к. нет ее анкеровки в уровне продольной арматуры? Несет только бетон?

При слишком больших отклонениях от этого - да.

[ingt]

"Остаточную" прочность такого армирования можно как-то оценить?

[Komplanar]

Поэтому вместо сварных недокаркасов (которые, кстати, практически невозможно сварить по всем правилам, если только контактная сварка на заводе) надо делать мини-капители (в размере контура продавливания), закладывать внизу сетку, симметричную верхней и связывать верхнюю и нижнюю сетку гнутыми шпильками. Наверное... Но гладкая арматура не обеспечит работу рассматриваемого сечения по всей длине... Впрочем, в армировании балок это никого не смущает.

[maks-ufa]

Сообщение от ingt "Остаточную" прочность такого армирования можно как-то оценить?

я не умею.
Вот нашел. см. скрин. Это не норматив, https://www.scielo.br/j/lajss/a/cQtq...Zb4f/?lang=en#. Про армирование на 4l указано, что держит на 70 % больше. Как понимаю, если обычное армирование держит до 1оо%, то значит понижение от 30% и больше, в зависимости от расстояния между продольными стержнями. Ну, зависимость конечно не линейная

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Komplanar закладывать внизу сетку, симметричную верхней и связывать верхнюю и нижнюю сетку гнутыми шпильками. Наверное..

в одной организации так и делали - абсолютно на всех объектах отказались от сварки, везде ставили шпильки. Но из А500С.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Komplanar Но гладкая арматура не обеспечит работу рассматриваемого сечения по всей длине...

Почему обязательно гладкую? Можно А500с

[Komplanar]

Сообщение от maks-ufa Почему обязательно гладкую? Можно А500с

А она по радиусу оправки пройдёт? Или там гнули по радиусу СП, а не просто вокруг арматуры? ИМХО, такое прокатит только с диаметрами 6-8, не больше.
UPD. 2,5d для гладкой и 5d для ребристой. Если вверху сетка из 20-ки, с реальным диаметром 22, то гладкую восьмёрку можно гнуть спокойно, для ребристой уже придётся извращаться с диаметром 30-40мм.
Впрочем, можно гнуть не вокруг стержня, а вокруг пересечения стержней, тогда 30мм набирается легко. Так же есть вариант сделать П-шки, с требуемым радиусом.
Либо расчётно принять, что гладкая арматура, удерживающая верхнюю и нижнюю сетки, работает от продавливания сечения. Чтобы появились наклонные трещины - сначала сетки должны разойтись, а этому препятствует гладкая арматура.

[mainevent100]

Сообщение от Komplanar такое прокатит только с диаметрами 6-8, не больше.

для стандартных плит толщиной 180-250 мм больше диаметр поперечки и не требуется, т.к. несущая способность арматуры ограничена.

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar Или там гнули по радиусу СП, а не просто вокруг арматуры?

По радиусу СП конечно. Там где не хватало, делали капители

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Угол пирамиды, к слову:

вот нашел по поводу угла

[Tyhig]

maks-ufa, а шпильки из а500с нормами можно делать ? Или строго запрещено ?

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig maks-ufa, а шпильки из а500с нормами можно делать ? Или строго запрещено ?

А почему возник такой вопрос?

[Tyhig]

Сообщение от maks-ufa А почему возник такой вопрос?

А почему бы ему не возникнуть ?

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig А почему бы ему не возникнуть ?

Ну не смешно)

[Komplanar]

Если буквально прочитать требования 10.3 об анкеровке поперечной арматуры,
"10.3.19 Поперечная арматура, предусмотренная для восприятия поперечных сил и крутящих моментов, должна иметь надежную анкеровку по концам путем приварки или охвата продольной арматуры, обеспечивающую равнопрочность соединений и поперечной арматуры."
то огибание поперечной арматурой по диаметру, превышающему диаметр продольной арматуры, не будет являться "надежным охватом". Почему? Потому что усилие в поперечной арматуре будет передаваться не непосредственно на продольную арматуру, а через бетон, для корректной работы которого (для восприятия усилия под углом) оговорено уже не 5d, а, ЕМНИП, 10d. Т.е. из-за радиуса огибания арматуры большим, чем радиус продольной арматуры, усилие будет не только стягивать стержни продольной арматуры, но и норовить сдвинуть их вбок. Для случая с Ф10 АI и Ф8 А500 картина становится ещё более удручающей - 25 и 40мм.
Таким образом, я вынужден прийти к выводу, что гладкая арматура ф8, загнутая вокруг стержня Ф20 основной сетки, и работающая на h0 160-200, будет более правильным решением, чем ребристая арматура ф6, загнутая вокруг стержня ф20 по диаметру 30мм - в том числе и потому, что чисто технически выполнить загиб верхнего узла (нижний загиб шпильки можно сделать на станке) по требуемому диаметру существенно более трудоёмко.
Offtop: P.S. Пока мы тут умствуем, они варят каркасы ручной сваркой на стройках...

[Tyhig]

Сообщение от maks-ufa Ну не смешно)

Вообще не смешно. СП 70 табл. 10.1, пособие к старому СНиПу лохматого года, указание о -10% для AIII.

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar "10.3.19 Поперечная арматура, предусмотренная для восприятия поперечных сил и крутящих моментов, должна иметь надежную анкеровку по концам путем приварки или охвата продольной арматуры, обеспечивающую равнопрочность соединений и поперечной арматуры."

Ну если буквально, то эту фразу изменили (Анкеровка осуществляется путем приварки к продольной арматуре, охвата продольной арматуры или с помощью анкерных устройств на концах стержней. ) благодаря этому можно "законно" применять HILTI))

Сообщение от Komplanar Почему? Потому что усилие в поперечной арматуре будет передаваться не непосредственно на продольную арматуру, а через бетон

Посмотрите скрин. Почему шпилька из А500 не будет работать? Имеете ввиду, что она начнет сминать бетона, пытаясь выпрямиться? Ну это вряд ли...

Сообщение от Komplanar Offtop: P.S. Пока мы тут умствуем, они варят каркасы ручной сваркой на стройках...

Варить то не запрещено, прямого запрета нет. Дело в том, что тогда надо провести испытания такого соединения, замерить валик и на каждом соединении потом этот размер валика соблюдать)). что не реально
А так, каркасы сваренные контактной сваркой и имеющие сертификат на испытание на срез - на стройке на авторском надзоре рассыпались под ногами. Поэтому шпильки лучше всего.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Tyhig Вообще не смешно. СП 70 табл. 10.1, пособие к старому СНиПу лохматого года, указание о -10% для AIII.

Какая связь арматуры AIII и А500? AIII нельзя было гнуть на 180 град, а А500 можно.

[ingt]

Сообщение от maks-ufa вот нашел по поводу угла

При снижении угла прочность по бетону на продавливание растет?

[maks-ufa]

Сообщение от ingt При снижении угла прочность по бетону на продавливание растет?

Не знаю, именно так можно ли перефразировать. В статье же говорится, что при близко расположенных опорах линия продавливания фактически соединяет край опоры и колонны, и угол получается меньше. А также при таком близком расположении несущая способность увеличивается до 2-х раз.

[ingt]

Сообщение от maks-ufa А также при таком близком расположении несущая способность увеличивается до 2-х раз.

Это при увеличении угла более 45 гр., то же самое есть в пособии по ростверкам (в формулах). А при снижении менее 45 гр? Выложили же в связи с возможностью снижения угла?

[maks-ufa]

Сообщение от ingt А при снижении менее 45 гр? Выложили же в связи с возможностью снижения угла?

там в формуле не фигурирует угол, только расстояние от грани колонны до опоры. Он получается уже по факту, при испытании

[Tyhig]

maks-ufa, как можно ? Это где написано, что можно ?
Чего, вот так как на рисунке можно ?

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig maks-ufa, как можно ? Это где написано, что можно ? Чего, вот так как на рисунке можно ?

А где написано, что нельзя? пример приведите из норм! Тогда перестанем использовать А500))

[Tyhig]

Сообщение от maks-ufa пример приведите из норм!

Вон же, написал.

[maks-ufa]

Где написано про А500?

[Tyhig]

Сообщение от maks-ufa Где написано про А500?

СП 70

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig СП 70

советую протрезветь, потом писать

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar "10.3.19 Поперечная арматура, предусмотренная для восприятия поперечных сил и крутящих моментов, должна иметь надежную анкеровку по концам путем приварки или охвата продольной арматуры, обеспечивающую равнопрочность соединений и поперечной арматуры."

Немного покопал в этом направлении. Вы и правы и не совсем. В общем НИИЖБ не рекомендует использовать шпильки периодического профиля, из-за невозможности полного охвата продольной арматуры, а также не рекомендует использовать шпильки диаметром выше 10 мм (при загибе на 180 град).
Но можно провести дополнительные испытания арматуры на загиб при радиусе оправки равным 3d, и тогда получится почти как у А240.
Если же использовать хомуты вместо шпилек, то тогда все Ок.

[Komplanar]

О, интереснейшие цифры по поводу прочности бетона при передаче усилия в гнутом стержне. Чую, они теперь будут много где всплывать... Потому как единственная ранее существующая цифра - это диаметр гнутья периодики 10d из Пособия по конструированию из узлов балок.

[v.psk]

Сообщение от maks-ufa советую протрезветь, потом писать

да он про свою любимую таблицу 10.4 из СП70.

[v.psk]

...шобнеискать

[Komplanar]

А арматуру А300 вообще реально найти? По идее, это оптимальный компромисс - гнётся как гладкая, но имеет ребра.

[v.psk]

Сообщение от Komplanar А арматуру А300 вообще реально найти? По идее, это оптимальный компромисс - гнётся как гладкая, но имеет ребра.

вроде емнип это та же гладкая но с витком (нет ребер)

[maks-ufa]

Сообщение от v.psk ...шобнеискать

А вспомнил. Я на этой таблице сделал пометку, что она не соответствует ГОСТам на арматуру и СП 63, и забыл про нее))

В ГОСТ 34028-2016:
5.7 Требования к изгибу и изгибу с разгибом
5.7.1 Испытание на изгиб проката класса А240 проводят в холодном состоянии на угол 180° вокруг оправки диаметром, равным .
5.7.2 Испытание на изгиб проката классов А400 и А500 проводят в состоянии поставки на угол 180°; проката классов А600 и Ап600 - на угол 90° вокруг оправки диаметром, указанным в таблице 6; проката классов А800 и А1000 - на угол 45° вокруг оправки диаметром, равным 5 .


Ну и в старом ГОСТ Р 52544—2006 на А500 тоже самое было:
5.5 Арматурный прокат должен выдерживать одно из следующих испытаний:
- на однократный изгиб в холодном состоянии до угла 180° вокруг оправки диаметром, равным 3dн;

А они с СП70 смешали в одну кучу А500 и А600.

[Tyhig]

Сообщение от maks-ufa и забыл про нее

То есть если есть две нормы ГОСТ и СНИП и одна говорит А=1, а вторая, что А=2, то надо брать не худшее требование, а то, которое больше нравится ?

Так а чем хомуты лучше шпилек ?
И там и там есть крюки с 135-180 градусов. Можно не больше 90 градусов.
И там в хомутах тоже надо охватывать стержень.
Да, можно вынести крюки за охватываемый стержень, как при кручении. Это удорожание. Ты так делаешь ?
По твоему новому письму можно испытывать и делать меньше диаметр оправки. Ты вживую глазами видел такие вот испытания ? Это не испытания по ГОСТ. По ГОСТ арматуру гнут с оправкой 3d... Это просто некие испытания. Которые делать необязательно и которые не подтверждены нормами.

Вот пункт СП 63 на который ссылается директор НИИЖБ Давидюк

10.3.33 При применении гнутой арматуры (отгибы, загибы концов стержней) минимальный диаметр загиба отдельного стержня должен быть таким, чтобы избежать разрушения или раскалывания бетона внутри загиба арматурного стержня и его разрушения в месте загиба. Должен быть не менее... Диаметр оправки может быть также установлен в соответствии со стандартами на арматуру конкретного вида.

Где тут написано, что можно испытывать и принимать диаметр оправки меньше, чем по нормам ?
"по вопросу 3 В соответствии с 10.3.33 диаметр оправки может быть изменён по результатам испытаний... Рекомендуется не рекомендуется..."
То есть директор НИИЖБ Давидюк нагло лжёт. СП возможности снизить диаметр оправки по результатам испытаний не содержит.


Я же почему сопротивляюсь.
Учёные сами не знают как надо гнуть. Ходят слухи, что последний ГОСТ писал не НИИЖБ. И будет сопротивляться этому 180 градусам и дальше. Якобы там уменьшится прочность стержня из-за микротрещин.

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig То есть если есть две нормы ГОСТ и СНИП и одна говорит А=1, а вторая, что А=2, то надо брать не худшее требование, а то, которое больше нравится ?

Потому что СП берет данные из ГОСТ, а не наоборот

Сообщение от Tyhig "по вопросу 3 В соответствии с 10.3.33 диаметр оправки может быть изменён по результатам испытаний... Рекомендуется не рекомендуется..." То есть директор НИИЖБ Давидюк нагло лжёт. СП возможности снизить диаметр оправки по результатам испытаний не содержит.

Ну где ты, а где он. Конечно я последую твоему совету))

[Komplanar]

Коварность СП 70 в том, что стройка ведется и принимается по нему. Стройнадзор может не знать СП 15, 16, 20, 63, но СП 70 они помнят наизусть.

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar Коварность СП 70 в том, что стройка ведется и принимается по нему. Стройнадзор может не знать СП 15, 16, 20, 63, но СП 70 они помнят наизусть.

Обычно в проекте пишем указания по диаметрам загиба арматуры, например такие (см. криншот). Как напишешь в общих данных, так и будут делать

[Tyhig]

У тебя в хомутах с последнего рисунка лапки под нагрузкой отгибаются. Их, такие, по русским нормам надо дополнительно армировать от отгибания. [/offtop]


Offtop: Споришь по лапкам, а Нубий там уже расчётные длины магически определяет.
Директор НИИЖБ не делает науку. И НИИЖБ уже не делает науку. Чего они там делают - тайна. Плохо переписывают старые руководства в новые методички.
Тут, конечно, понятно, что государство им денег не даёт. Но что будет, если им денег дать ? Лаборатории реактивного движения, в своё время, самоорганизовывались в подвалах из энтузиастов и через 30 лет мы полетели в космос. А куда полетят деньги, если дать их НИИЖБ ? Здесь на форуме есть только один человек связанный с этим институтом. Вот его лично я уважаю. Он там единственный, наверное, работает. К несчастью, не директором.

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig Здесь на форуме есть только один человек связанный с этим институтом.

Кому интересен твой оффтоп и кого ты тут уважаешь?
Хватит засерать все темы!!!

[Ильнур]

Сообщение от Komplanar Тобольск 4 снеговой район, 200кг нормативки, плюс 1,4 расчетный...

На листе ОД указано именно 150.

Сообщение от maks-ufa ...Лучше его придерживаться...

Придерживаться надо СП.

Сообщение от v.psk Расчетный контур продавливания для углов много меньше.

Это понятно даже мне, я говорю о другом - под плитой кирпичная стена шириной 250 мм, мощная, прианкеренная к колоннам...Вообще непонятно, нафига колоны по периметру...хрень всякую сооружают бездумно. Магазинчик с сортир монолитят как высотку.
В целом картина с армированием плиты в приколонной зоне плачевна - НДС там сложнейший, нормы пишут сурово и запутанно, в книгах пишут широкоформатно, проектировщики армируют на свой вкус и цвет, эксперты делают вид, что хорошо все понимают, и все это каким-то образом стоит и не трещит. Ну кроме случав когда свсем...
Вопрос разумного армирования этих мест к 2023 году не решен. Палец не просунуть в это место...

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Придерживаться надо СП.

Имеете ввиду СП70 или СП63? Если СП70 - то он противоречит СП63 и ГОСТу на арматуру. В СП70 с таблице собрали с одну строчку А500 и А600.

[v.psk]

Сообщение от Ильнур под плитой кирпичная стена шириной 250 мм, мощная, прианкеренная к колоннам

пересмотреть бы схему, сместить крайние колонны вглубь на 250... и армировать перекрытия проще и стену разрывать не надо

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa Имеете ввиду СП70 или СП63? ...

Разумеется СП63. СП 63 - это ого-го, не то что шухры-мухры СП70. Мы же про угол пирамиды...
Если серьезно, то СП70 - вторичнее, чем основопологающий СП63.
Раньше СП делились на группы - 1, 2, 3, 4, 5. СНиП ж/б был 2, а СНиП Несущие - 3.
1 - для начальников, 2 - для проектировщиков, 3 - для прорабов, 4 - для сметчиков, 5 - для снабженцев.
Нынче есть куча безсистемной взаимонебьющейся макулатуры.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от v.psk пересмотреть бы схему, сместить крайние колонны вглубь на 250... и армировать перекрытия проще и стену разрывать не надо

Не надо вообще колонн. Раз уж кирпичей привезли, каменщиков нашли, зделай кирпичный периметр. В середине зала - да, поставь пару ж/б колонн с капителями и отлей плиту 200 не более, по периметру на кирпич опирающуюся. Будет дешево, надежно и быстро.
А так - по-моему объект уже возводят. С руководства проектировщиков (автор КР канул в лету) Заказчик требует гарантийное письмо, что проект правильный и если что, понесет матответственность за последствия. В качестве примера Заказчик привел случай, когда после возведения ими чего-то побольше плиты начали прогибаться мощно, и им пришлость устроить стальные усиления колонн с устройством стальных безобразных капителей, итого на 40 млн. руб.
Объект был приостановлен на время пандемии. Видимо юридически сроки гарантий истекают, я не юрист.

[Tyhig]

maks-ufa, ты даже сам приложил письмо, что нельзя использовать А500С в шпильках и хомутах - нет плотного охвата.
А ведь сначала писал, что можно.
А уже после письма показал, что делаешь лапки неправильно, отгибающимися. Зачем ты так делаешь лапки вместо крюков, если по твоему 180 градусов можно ?
Так почему же тогда требующий того же СП 70 неверен ?
Только по твоему мнению ?

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Разумеется СП63. СП 63 - это ого-го, не то что шухры-мухры СП70

Так спор то был о противоречии СП70, а не СП63. Загибы делаем по СП63, но с возможностью уменьшить радиус гибки при соответствующих испытаниях (согласно ГОСТ и словам эксперта).

Сообщение от Ильнур Раньше СП делились на группы - 1, 2, 3, 4, 5. СНиП ж/б был 2, а СНиП Несущие - 3.

Согласен, еще застал часть из них. Было гораздо понятнее, какие нормативы для монтажников, какие для проектировщиков. Было проще

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от Tyhig maks-ufa, ты даже сам приложил письмо, что нельзя использовать А500С в шпильках и хомутах - нет плотного охвата. А ведь сначала писал, что можно.

Во-первых. Я нашел это письмо намного позже, чем были выполнены проекты и сказанное мною выше. Кстати крупнейшей строительной организацией в России. Не буду писать название))
Во-вторых, в контексте нашего спора о написанном в СП70 и его несоответствии всему остальному - это никакого отношения не имеет. Ты начинал спорить тупо о не возможности загиба на 180 град как такого? Так? Че ты тогда несешь тут про письмо?

Сообщение от Tyhig Зачем ты так делаешь лапки вместо крюков, если по твоему 180 градусов можно ?

Я не делаю лапки)) Это примечание о радиусе гиба! Формы хомутов и углы даются в ведомости деталей для конкретных хомутов

----- добавлено через ~11 мин. -----

Сообщение от Tyhig Так почему же тогда требующий того же СП 70 неверен ?

Там написаны радиусы гиба 6 и 7 диаметров для А500. Ты хоть раз в жизни виделл проект с такими радиусами? Нет! Тогда че ты тут защищаешь СП70, если там некорректно написано.Ты не разу не видел опечаток? Посмотри, например, СП16 до 1 имз. и после имз.4. Увидишь что разница как между СНИП I-23 и СП16

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур С руководства проектировщиков (автор КР канул в лету)

Хоть объект уже и возводится, но можно же пересчитать места продавливания? Вдруг там все ок, а арматура про запас? Ну а стенка по периметру она вряд ли спасет. Разве она она успеет включиться в работу?

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa Так спор то был о противоречии СП70

Этот спор меж Tyhig и Вами возник намного позже. Я отвечал на п.115:

Во всех других источниках угол принимается 45 град, т.к. наиболее худший, т.к. меньше поперечки захватывает. Лучше его придерживаться а не СП63.

можно же пересчитать места продавливания? Вдруг там все ок, а арматура про запас?

Зачем пересчетами заниматься? Это нужно всю коробку модельнуть, чтобы все усилия найти...щаз. На глаз там вообще не надо арматуры, плита 250, нагрузка - снежок 150, пролеты небольшие.

стенка по периметру она вряд ли спасет. Разве она она успеет включиться в работу?

Разумеется успеет - на стенку ляжет ВЕСЬ периметр плиты. Уже через пару дней как кладку поднимут и верхний зазор зачеканят раствором. В любом случае, не будут спецзазор делать меж верхом кладки и плитой, "чтобы плита прогнулась расчетно". А уж после устройства сттяжек-полов и по происшествии пары недель плита точно окажется на кладке. Все это армирование - итак излишнее из-за толщины плиты и малых нагузок, вообще окажется не задействованной.
И даже если оставят зазор пару сантимов, плита в пролете ляжет на кирпич. И даже если плита слезет с колонны, все просто ляжет на кирпич.
Наоборот, "расчеты" на то что плита не даванет на кладку - утопия. Для этого надо узел спетсиальный показать ТАК, чтобы это было понято и исполнено. На деле каменщик забьет зазоры раствором и аминь.
По теме - попытки заармировать красиво это место тщетны - то радиусы не те, то кого-то греть нельзя, кого-то не сваришь, кому-то места нет, кому-то яйца мешают, и т.д..

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Лучше его придерживаться а не СП63.

Теперь понял. Но у меня не было было упоминания про "а не СП63")), потому что в СП63 как раз таки и приведен угол 45 град.

Сообщение от maks-ufa Во всех других источниках угол принимается 45 град, т.к. наиболее худший, т.к. меньше поперечки захватывает. Лучше его придерживаться

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa ...не было было упоминания про "а не СП63"...

Это уже из п.169 попало, при формировании текста из фрагментов.
Если бы Tyhig не мешался тут со своей нездоровой болтовней, все было бы чище и конструктивней.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур вот старый проект показали - армирование перекрытия у колонны

Надо этому "показальщику" уши то оборвать. 5 страниц...

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Надо этому "показальщику" уши то оборвать. 5 страниц...

Показальщик - юридический автор проекта. А уши оборвать надо всем. В т.ч.тебе.

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar А арматуру А300 вообще реально найти? По идее, это оптимальный компромисс - гнётся как гладкая, но имеет ребра.

нет

[Ильнур]

Гнуть арматуру можно круто, если греть. То что оно термически реструктуиризуется и станет менее прочным, не значит, что она станет критически слабже.
Холодная гибка тоже вам не здесь - она тоже кое-что меняет в структуре, и какраз не в лучшую сторону.

[Svarog]

Сообщение от Ильнур Гнуть арматуру можно круто, если греть. То что оно термически реструктуиризуется и станет менее прочным, не значит, что она станет критически слабже. Холодная гибка тоже вам не здесь - она тоже кое-что меняет в структуре, и какраз не в лучшую сторону.

После такого нагрева вам придется доказывать ее характеристики - брать лабораторные пробы, потом куда-то пытаться ее причислить.Эксперты максимум согласятся, что вы получили А240 ... А400. Сцепление периодического профиля можно будет уже не рассматривать. Отсюда вопрос - почему сразу А240 не взять, и не заниматься ерундой?

[Alkor527]

Сообщение от Svarog После такого нагрева вам придется доказывать ее характеристики - брать лабораторные пробы, потом куда-то пытаться ее причислить.

Исключить термомеханически упрочненный арматурный прокат. Прописать в проекте применение только горячекатанного проката.

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур То что оно термически реструктуиризуется и станет менее прочным, не значит, что она станет критически слабже.

Как писали выше, укажите способ производства при заказе и можете греть. Хотя чтобы гнуть по меньшему радиусу, все равно придется испытания делать

Сообщение от Ильнур Холодная гибка тоже вам не здесь - она тоже кое-что меняет в структуре, и какраз не в лучшую сторону.

Но ведь испытания (заводская гарантия по ГОСТ) то она проходит, значит все Ок. Так же про разупрочнение мест сварки. Испытания (на стройке) есть - все Ок.

[Svarog]

Сообщение от Alkor527 Исключить термомеханически упрочненный арматурный прокат. Прописать в проекте применение только горячекатаного проката.

Почему только термомеханически упрочненную? Холодноупрочненная арматура теперь повсюду, ее так же греть не стоит. Речь шла о том, чтобы гнуть под маленьким радиусом арматуру с большим радиусом гиба, для этого предлагалось ее нагреть. С нагревом А400 еще можно будет что-то доказать, но сейчас повсеместно используют А500, она вся упрочненная (кстати с А400 так же не все просто). Вот и спрашивается - зачем?

[Alkor527]

Сообщение от Svarog Почему только термомеханически упрочненную

Вот

Сообщение от maks-ufa ТСН 102-00 ЖБК с арматурой классов А500С И А400С (2005) 7.1 Горячекатаная арматура классов А500С(гк) и А400С(гк) может подвергаться гнутью в холодном состоянии, а также с предварительным нагревом мест сгиба. Термомеханически упрочненная арматура классов А500С(тм) и А400С(тм), а также холоднодеформированная арматура класса А500С(хд) может подвергаться гнутью только в холодном состоянии. Так что, зависит какая у вас (гк) или (тм)

----- добавлено через 39 сек. -----

Сообщение от Svarog Речь шла о том, чтобы гнуть под маленьким радиусом арматуру с большим радиусом гиба, для этого предлагалось ее нагреть.

Так наверное делать не стоит

[Ziabz]

Не знаю насколько будет полезна информация, которой поделюсь. Вчера решил создать маткадовский файл, для расчета на продавливание. Красиво выводятся результаты.
Столкнулся с такими нюансами:
1)В Пособие к СП 63 на рисунках 3.46 и 3.47 высота сечения колонны - а1, ширина же- b1. Высота расчетного контура - "а", а ширина "b".
А вот в примерах 39 и 40 высоту сечения колонны обозначают буквой а, ширину буквой b. В одном из абзацев примера есть ссылка на пункт 3.2.72, под которым и находится рисунок 3.46.
2)Сами же примеры в Пособии в СП63, если сравнивать их с пособием, которое было выпущено в 2002 году из "НИИЖБ" - довольно скудны. В примерах с Пособия к СП63 не определены все случаи расчетов, так же там написаны общие формулы, над которыми еще нужно поработать , дабы бы получить требуемые для конкретных типов расчетов.
3)В обновленном СП63 пункт 8.1.49, правило 8.95 состоит из двух двух формул. Вторая формула, как по мне , довольно непонятная, возможно и неверная для всех вариантов. Скажем существует такой расчетный случай, где нормальная сила - копейки, а вот моменты присутствуют. В данном случае вторая формула правила 8.95 вводит инженеру непонятно какие ограничения.
Возможно там должно было быть написано немного по-другому? Например, вот так: Mx/Multx+My/Myult<0.5?

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz 3)В обновленном СП63 пункт 8.1.49, правило 8.95 состоит из двух двух формул. Вторая формула, как по мне , довольно непонятная, возможно и неверная для всех вариантов. Скажем существует такой расчетный случай, где нормальная сила - копейки, а вот моменты присутствуют. В данном случае вторая формула правила 8.95 вводит инженеру непонятно какие ограничения. Возможно там должно было быть написано немного по-другому? Например, вот так: Mx/Multx+My/Myult<0.5?

Она и раньше подразумевалась, а сейчас ее официально добавили

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Скажем существует такой расчетный случай, где нормальная сила - копейки, а вот моменты присутствуют.

Ну тогда и поперечная сила стремится к нулю и продавливания вообще не будет

[Ziabz]

К консоли приложили бы не узловой момент, а горизонтальное усилие, у вас была бы поперечка. А если все же желаем приложить узловой момент, взять не консоль, а к слову стойку на 2 ух опорах, приложить момент , и будет поперечная сила.

Давайте разберем другой пример, к слову имеется высока стена, к которой прикреплена консоль. На конце консоли 2 усилия, направленные по оси Х и У, так чтобы получалось 2 момента.
Получаем 2 момента, момент относительно оси Х и момент относительно оси У. Стену продавливают 2 момента и копеечное нормальное усилие.

Я конечно, возможно ошибаюсь, хотя если использовать данное правило, о котором говорилось выше, то из-за того, что нормальное усилие довольно малое, расчет ограничен. Продавливание будет с большим запасом, однако норма будет запрещать использовать величину моментов, полученных из расчетной схемы...

[Ильнур]

Сообщение от Svarog После такого нагрева вам придется доказывать ее характеристики

Этим должны заниматься не каждый-любой дурак-проектировщик, а специально обученные ученые.

Сообщение от Svarog вопрос - почему сразу А240 не взять, и не заниматься ерундой?

Чтобы таковой вопрос не возник, надо прочесть тему на ...цать постов обратно. Суть такая - гладкая хреново анкерится, а рифленая - зашибично. А вот гнуть - все наоборот. Короче, места в плите у колонны нет, чтобы "мягкой проволочкой" обойтись, а много усилий есть. Хилти варит за 100500 шекелей пластинчатые якоря. Кто-то еще что-то на пупке изворачивается...

Речь шла о том, чтобы гнуть под маленьким радиусом арматуру с большим радиусом гиба, для этого предлагалось ее нагреть.

Да, с нагревом можно гнуть круто. Вообще можно в узел завязать. А какая там прочность после этого, это вопрос вторичный. Понятно же, что прочность не обнуляется, а в некоторых случаях даже не снижается.

Сообщение от Alkor527 Так наверное делать не стоит

Почему? Религия не позволяет? Вот же:

7.1 Горячекатаная арматура классов А500С(гк) и А400С(гк) может подвергаться гнутью в холодном состоянии, а также с предварительным нагревом мест сгиба.

Наверно тут радиусы гибки при холодном и горячем разные, так?
Надо делать чугунные капители, и никому ничего не будет.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Суть такая - гладкая хреново анкерится, а рифленая - зашибично.

И куда ты её анкерить собрался? Это же поперечная.

----- добавлено через 52 сек. -----

Сообщение от Ильнур Наверно тут радиусы гибки при холодном и горячем разные, так?

С какого перепугу?

[Alkor527]

Сообщение от Ильнур Наверно тут радиусы гибки при холодном и горячем разные, так?

Сообщение от Бахил С какого перепугу?

Это видимо был сарказм.

Сообщение от Ильнур Почему? Религия не позволяет?

СП 63 не позволяет.

Анкеровка расчетной поперечки в тонких плитах не имеет простого решения, типа загнуть стержни с меньшим радиусом. А если он не дай бог в месте такого сгиба оборвется? Offtop: Все, в религию потянуло...

[Ильнур]

Сообщение от Бахил И куда ты её анкерить собрался? Это же поперечная.

Поперечная, как и продольная или диагональная или любой ориентасион арматур, анкеруется во бетон. Вот кулема, не знал что ли? И не я собираюсь анкерить, а ж/б-наука и нормы велять так зделать.

Сообщение от Бахил С какого перепугу?

Со структрного. Например возьми пластилиновый карандаш теплый и погни. А потом охлади в морозильнике и погни. Сразу почувствуешь разницу.

Сообщение от Alkor527СП 63 не позволяет.

В смысле в СП написано по-другому, чем тут:

7.1 Горячекатаная арматура классов А500С(гк) и А400С(гк) может подвергаться гнутью .... с предварительным нагревом...

[Alkor527]

Сообщение от Ильнур В смысле в СП написано по-другому, чем тут

В СП 63 нет ни слова про зависимость диаметра загиба от нагрева арматуры, просто установлены минимально допустимые диаметры оправки в зависимости от диаметра и профиля стержня (п.10.3.33).

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Поперечная, как и продольная или диагональная или любой ориентасион арматур, анкеруется во бетон.

Тут то нет, мы же анкерим за продольную, а продольная уже давит на бетон

Сообщение от Ильнур В смысле в СП написано по-другому, чем тут:

Так в ТСН 102-00 дано пояснение, какую можно гнуть нагревая, а какую нельзя. А про радиус гибки там ни слова нет. Его можно уменьшить только по предварительным испытаниям

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Ильнур Суть такая - гладкая хреново анкерится, а рифленая - зашибично.

Нам же важна вроде была не сама анкеровка, а то что у А500 расчетное сопротивление больше, чес у А240?
Иначе зачем вообще использовать А500?

[Alkor527]

В СП есть также фраза:

Диаметр оправки может быть также установлен в соответствии со стандартами на арматуру конкретного вида.

Но в этих "стандартах" (ГОСТах, СТО и пр.), на сколько я знаю, про возможность применения радиуса загиба менее чем указано в СП 63 не говорится.
Если выпустят такой стандарт и там будет указано, что можно нагреть и загнуть с радиусом = 0, то и разговор будет другой. А пока - НИЗЯ!

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz К консоли приложили бы не узловой момент, а горизонтальное усилие, у вас была бы поперечка. А если все же желаем приложить узловой момент, взять не консоль, а к слову стойку на 2 ух опорах, приложить момент , и будет поперечная сила.

Это имеете ввиду?
При наличии такого мы же и учтем эту дополнительную поперечную силу, а момент, он моментом и останется. Его будет брать продольная арматура, каким бы большим он не был.

----- добавлено через ~13 мин. -----

Сообщение от Alkor527 Но в этих "стандартах" (ГОСТах, СТО и пр.), на сколько я знаю, про возможность применения радиуса загиба менее чем указано в СП 63 не говорится. Если выпустят такой стандарт и там будет указано, что можно нагреть и загнуть с радиусом = 0, то и разговор будет другой. А пока - НИЗЯ!

СП 63 руководствуется взаимодествием арматуры с бетоном, а ГОСТу пофигу на бетон, он руководствуется возможностями самой стали.
А раз у нас арматура анкерится за арматуру, а не за бетон

[Ziabz]

Сообщение от maks-ufa Его будет брать продольная арматура, каким бы большим он не был.

Частично, так как площадь плиты огромная по сравнению с площадью стойки, которая к слову , горизонтально крепится к плите. Приложив момент к маленькой площади плиты, вы эту площадь можете продавить, так как ваша плита полностью ведь не включается в работу. Как мне определить участок плиты, который будет включаться в работу? Как определить контур поперечной продавливающей силы? Его можно определить по 8.93, однако - для момента в 1 ой плоскости, а вот когда добавляется момент еще и в другой плоскости, как у меня на картинке, тогда вводится ограничение, которое не дает возможность проанализировать
данную схему вручную, без использования компьютера. Снизу скинул картинку.

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa ...Нам же важна вроде была не сама анкеровка, а то что у А500 расчетное сопротивление больше, чем у А240?...

Я уже не помню, с чего вообще пошло обсуждение радиусов/рифлений. То ли рифление для анкеровки, то ли радиус для якорить за продольную, то ли еще что.
Армирование вот этого места - сплошная жопа какая-то, как не крути...

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Армирование вот этого места - сплошная жопа какая-то, как не крути...

Это верно. потому и до сих пор пишется куча диссертаций и статей на эту тему))

[Komplanar]

Да нет, принципиальный вопрос на самом деле в этой теме так и не был обсужден. А именно - можно ли для восприятия усилий продавливания в бетоне использовать гладкие хомуты-шпильки, или обязательно нужна ребристая арматура. Т.е. можно ли усилие продавливания повесить на верхнюю и нижнюю сетку, или усилие должен воспринимать непосредственно стержень, через ребра, и если да, то как правильно его заанкеровать? Всё дальнейшее гнутье ребристой арматуры пошло из предположения, что ребра нужны. То, что сварные каркасы от продавливания - фу, вроде бы все пришли к единому мнению.
В теме так же было небольшое ответвление, вызванное тем, что в некоторых случаях гнутый хомут из А500С может быть экономичнее/удобнее по расположению, чем в два раза больший по сечению хомут из А240.

[maks-ufa]

Сообщение от Komplanar Т.е. можно ли усилие продавливания повесить на верхнюю и нижнюю сетку, или усилие должен воспринимать непосредственно стержень, через ребра, и если да, то как правильно его заанкеровать?

Я тогда как-то неправильно понял, почему то тогда была мысль, что вам расчетного сопротивления не хватает для А240))
Почему не можем повесить на сетки поперечку? А так хоть с рифленую, хоть какую - у нас длины анкеровки никогда не хватит, только при использовании анкерования как у HILTI

[tigra-18]

Сообщение от maks-ufa Это верно. потому и до сих пор пишется куча диссертаций и статей на эту тему))

- евстественно, а как еще бабло грантов то пилить
имхо, вокруг стержня арматурного равного или большего сгибаемому можно гнуть с каким угодно радиусом, арматура не бетон - гнутый стержень быстрее потечет, чем стержень оправка начнет сминаться, да от одного сгиба арматура не портится.
- насчет гладкой или периодички, сдается мне - ученые, в железобетоне, мужи просто прогнулись под строительное лобби - для тонких плит сцепление этой арматуры в бетоне все-равно будет в рамках статистической погрешности, и кроме лапок, шайб и тп все остальное это просто продавленные хотелки застройщиков

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Komplanar вызванное тем, что в некоторых случаях гнутый хомут из А500С может быть экономичнее/удобнее по расположению, чем в два раза больший по сечению хомут из А240.

- еще СП 63 прямо разрешает использовать крестообразное армирование зон продавливания, явно более экономичное и удобное, но большинство почему-то упорно используют равномерную схему.

[maks-ufa]

Сообщение от tigra-18 арматура не бетон - гнутый стержень быстрее потечет, чем стержень оправка начнет сминаться,

Опасение было про смятие бетона под поперечным стержнем из-за большого радиуса загиба, а не смятия продольного, что подтвердил дядька из НИИЖБа

[Tyhig]

Ты же там уже главспец, наверное. Я просто не вижу смысла в защите опасных решений.
Отпусти ситуацию и просто делай хорошо.
Ты же пришёл в промку с багажом минимизации прочности из жилья. Но тут совсем другой мир. Одно на другое опасно.
Правды в нашем деле нет. Всё меняется с годами. Упираться надо по делу.

[Ziabz]

Сообщение от maks-ufa Сообщение от Komplanar Т.е. можно ли усилие продавливания повесить на верхнюю и нижнюю сетку, или усилие должен воспринимать непосредственно стержень, через ребра, и если да, то как правильно его заанкеровать? Я тогда как-то неправильно понял, почему то тогда была мысль, что вам расчетного сопротивления не хватает для А240)) Почему не можем повесить на сетки поперечку? А так хоть с рифленую, хоть какую - у нас длины анкеровки никогда не хватит, только при использовании анкерования как у HILTI

Если верить Еврокоду, то так, как на картинке ниже. Анкеровка поперечной арматуры отличается от анкеровки продольной.

[Бахил]

На самом деле всё до безобразия просто. И расчёт на продавливание и по наклонным сечениям по сути проверка главных растягивающих напряжений в пределах наклонной трещины. Если эти напряжения больше расчётного сопротивления, то нужны хомуты (поперечная ар-а). При этом они должны "работать" от продольной до продольной. Т.е. анкериться должны за пределами продольной.

[Alkor527]

Сообщение от Бахил При этом они должны "работать" от продольной до продольной. Т.е. анкериться должны за пределами продольной.

То что так будет "лучше работать" не значит, что поперечка из каркасов расположенных между верхней и нижней сетками вне закона.
Пойди докажи что анкеровка не обеспечена.
Просто надо стараться каркас конструировать так, чтобы поперечка была конструктивной, а не расчетной.

[maks-ufa]

Сообщение от Alkor527 Просто надо стараться каркас конструировать так, чтобы поперечка была конструктивной, а не расчетной.

Разве она бывает конструктивной? Либо расчетная либо ее вообще нет. Ну если не иметь ввиду стены, там шаг по сути конструктивно

[maks-ufa]

Сообщение от Бахил На самом деле всё до безобразия просто.

вроде просто, но вот в плане расчетов куча исследований говорит об обратном.

[Alkor527]

Сообщение от maks-ufa Разве она бывает конструктивной? Либо расчетная либо ее вообще нет.

Тоже спорный вопрос. Лично я в плитах перекрытий всегда поперечную арматуру делаю минимальную у колонн и торцевых участков стен, независимо от того нужна она там или нет. Т.к. приходят потом на построенный объект изменения по ОВ и ВК и начинается долбежка отверстий. Страшно жить...
По нормам, да, если не нужна по расчетам, можно не делать.

[maks-ufa]

Сообщение от Alkor527 Лично я в плитах перекрытий всегда поперечную арматуру делаю минимальную у колонн и торцевых участков стен, независимо от того нужна она там или нет

Ну так мы тоже делали, это не конструктивная, а запасная

[Alkor527]

Тихо вы... Главное чтобы заказчик не прознал что она запасная

[maks-ufa]

Сообщение от Alkor527 Тихо вы... Главное чтобы заказчик не прознал что она запасная

Не, главное, чтоб строители не узнали. Иначе они ее хуже будут монтировать

[nickname2019]

Сообщение от maks-ufa вроде просто, но вот в плане расчетов куча исследований говорит об обратном.

На самом деле, большинство исследователей не понимают о чем пишут и делаю неверные выводы.
Схема расчета на продаваливание по СП не обязана соответствовать реальному напряженному состоянию, но должна обеспечивать прочность, что она и делает.

Правильный ответы (с точки зрения иследований):

1. В зоне опирания колонн эпюра нормальных напряжений перестает быть линейной, понятие изгибающий момент из технической теории изгиба плит теряет смысл (гипотеза сохранения нормали к поверхности плиты не работает).
2. При суммировании эпюр нормальных напряжений (криволинейных) появляется не только "М" и некоторая "N", действующая в плоскости плиты (которая в целом самоуравновешивается).
3. Прочность бетона в зоне продавливания зависит от величины обжатия плитой и колонной - возникает трехмерное НДС.
4. Для оценки методики расчета - нужно делать 3д нелинейный расчет зоны продавливания с учетом всех компонент усилий с использованием теории трехмерной прочности бетона (Ansys и т.д.).
5. Возможно, что можно учесть "нагельный эффект" рабочей арматуры, который может помогать в работе на срез.

Если рассмотрение указанных факторов (п. 1...4) отсутствуют в исследовании зоны продавливания - это исследование нужно выбросить в мусор.

Одно из непониманий: У людей при экспериментах возникает текучесть верхней арматуры, потом происходит "продавливание" - это ни разу не продавливание, а разрушение узла вследствии изгиба и текучести надопорной арматуры.

[Ziabz]

сообщение к посту №207
Снижение несущей способности на продавливание происходит за счет уменьшения контактной поверхности колонны,а по другому и не может быть, почему это является недостатком? Это исходит из законов физики. Q=N/A - при одной и той же силе (или моменте, момент - пара сил), разные давления, чем меньше площадь - больше давление .

[Бахил]

Как говорят китайцы: "Неважно какого цвета кошка - лишь бы она ловила мышей".
Можно замоделировать узел сантиметровыми КЭ, скрупулёзно посчитать растягивающие напряжения и их направления...
Offtop: только от перечисления необходимых действий устать можно.
В конечном итоге получишь строго теоретическое армирование и увидишь, что оно не очень отличается от СНиПовского.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил На самом деле всё до безобразия просто....анкериться должны за пределами продольной.

Так вот, за пределами нет места...вообще шага продольных недостаточно даже, чтобы прицепить поперечку по расчету. Все очень сложно, больно и невыносимо.

Сообщение от Ziabz Анкеровка поперечной арматуры отличается от анкеровки продольной.

Эти отличия не принципиальные, а связаны с локальной ситуацией. Только если Бахил не модифицировал законы Ньютона применительно к поперечке. На деле все приемы анкеровки поперечки вполне могут быть употреблены и для продольной. Это я про якоря всякие...Вот не было бы продольной, поперечку все равно надо было бы цеплять за что-нить. Не получится как продольную анкерить например скобой на торце например. Потому что места нет. Поэтому за соломинки и цепляемся.

[Ziabz]

Снизу скинул модель работы поперечки. Если я не ошибаюсь, законы Ньютона не были модифицированы.

[tigra-18]

Сообщение от Ильнур Вот не было бы продольной, поперечку все равно надо было бы цеплять за что-нить.

- ну, вроде Хилти, не стесняются цепляться своими шпильками с обычными гайками и шайбами, непосредственно за бетон, да и в Европе вроде есть анкера с набалдашками на концах, цепляющиеся непосредственно за бетон

[maks-ufa]

Сообщение от tigra-18 - ну, вроде Хилти, не стесняются цепляться своими шпильками с обычными гайками и шайбами, непосредственно за бетон, да и в Европе вроде есть анкера с набалдашками на концах, цепляющиеся непосредственно за бетон

Ну и у нас СП 63 наконец-то дополнили фразой Анкеровка осуществляется путем приварки к продольной арматуре, охвата продольной арматуры или с помощью анкерных устройств на концах стержней.

[Ильнур]

Сообщение от Ziabz Снизу скинул модель работы поперечки. Если я не ошибаюсь, законы Ньютона не были модифицированы.

ПравЕльная поперечка :

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур ПравЕльная поперечка

Как в плитах КАП по ГОСТ 7741-55

[Ziabz]

Не понял на самом деле, зачем вы редактировали часть рисунка..., поперечная арматура показана на той же картинке, но ниже. Вы редактировали наклонные трещины, написав на них - правильное расположение поперечной арматуры...Почитайте внимательно пост №204,а потом посмотрите внимательней на картинку с поста №216

Балка работает как сталежезобетонная ферма. В примере балка шарнирно оперта, поперечная арматура растягивается, бетон сжимается, как диоганальная стойка.
Нижний пояс растягивается, растяжение передается продольной арматуре, а верхний - сжимается, сжимается бетон. Там законы Ньютона учтены

[Ильнур]

Сообщение от Ziabz Не понял на самом деле, зачем вы редактировали часть рисунка..., поперечная арматура показана на той же картинке, но ниже. Вы редактировали наклонные трещины, написав на них - правильное расположение поперечной арматуры...Почитайте внимательно...

Мы не редактировали тресчинки. Мы нанесли на тресчинки правЕльную поперечку. Не понял я на самом, деле, зачем Вы интерпретировали увиденные красные линии как тресчинки? Тресчинки от бога, их нельзя редактировать, даже нам. А арматура от глупых людей, постоянно надо редактировать.
Вы как-то повнимательнее вникайте в суть увиденного/прочтенного. А то получается как-то нехорошо даже... Берите пример с п.220.

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Балка работает как сталежезобетонная ферма.

Все верно. Арматура как раз ловит эти трещины. Вот ваша ферма, но с арматурой

[Ziabz]

А чем вам не нравится ферма с рисунка, который скинул я? В вашем случае стойка и диагонали фермы будут работать наоборот. Диагональ будет растягиваться, а стойка сжиматься. Принцип не изменится, балка будет работать как сталежезобетонная ферма. Оба варианта правильные.

Насчет редактирования тресщинок, скажу так: " после драки кулаками не машут"

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ziabz Не понял на самом деле, зачем вы редактировали часть рисунка..., ...Почитайте внимательно пост №204,а потом посмотрите внимательней на картинку с поста №21

Читаем внимательно пост №204: "расчёт на продавливание и по наклонным сечениям по сути проверка главных растягивающих напряжений в пределах наклонной трещины".
Главные растягивающие напряжения действуют поперек трещины и установка хомутов перпендикулярно трещине вполне логична.

[Ziabz]

наклонная поперечная арматура к тому же не всегда будет удачна, если будет эпюра знакопеременная эпюра, к слову

Ставя наклонную арматуру , надо еще хорошенько проанализировать схемку... А вот когда арматура установлена перпендикулярно продольной, там не нужно сильно загружать свою голову изучением расчетной схемы

[Ильнур]

Сообщение от Ziabz А чем вам не нравится ферма с рисунка, который скинул я?

Я по-японски не понимать, ферма там показана или что, хрен его знает, товарищ майор.

Насчет редактирования тресщинок, скажу так: " после драки кулаками не машут"

Кто редактировал тресчинки? Кто дрался и кулаками опосля махал? Как фамилии? Поймать и наказать. Насчет "кулаками после не машут" - пауэлл тоже помахал сначала пробиркой, а после заявил - "а теперь поздно".

... надо еще хорошенько проанализировать ....нужно сильно загружать свою голову изучением...

Вот этим должны заниматься специально обученные ученые, и выдать свежие практичные понятные легкоисполняемые схемы, без гемора, для практикующих железобетонщиков.

[Ziabz]

опять он начал тему засорять...пойду я отдыхать...

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ziabz Балка работает как сталежезобетонная ферма.

Каркасно стержневая модель - это всего лишь один из способов (попыток) представления работы железобетона и в чисто ферменном виде не всегда удачный.

[Tyhig]

СП 63 не содержит методов расчёта наклонной поперечной арматуры. В существующей модели наклонной трещины Q действует вертикально. На этом всё.
Может быть в будущем придумают способ расчёта. Или в еврокоде что-то есть.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ziabz наклонная поперечная арматура к тому же не всегда будет удачна......А вот когда арматура установлена перпендикулярно продольной, там не нужно сильно загружать свою голову изучением расчетной схемы

В некоторых случаях (например у коротких балок и консолей) в качестве "поперечной" арматурынаиболее эффективными могут быть и горизонтальные хомуты.

[Ziabz]

Она у вас всегда должна растягиваться, так как стойкой работающей на сжатие будет являться бетон. Это как представить себе крестовые связи. Если усилие направлено в одну сторону, работает одна связь, а если в противоположную, то другая. "Поперечная" наклонная, так как для удобства назовем ее в этой теме .
(Возможно не совсем удачное имя).

Если вы рассматриваете участок, который всегда растягивается в направлении наклона поперечной арматуры, тогда все нормально. "Прямая" поперечная удобна тем, что она во всех вариантах будет растягиваться.

[Ильнур]

Сообщение от Ziabz опять он начал тему засорять...пойду я отдыхать...

Кто он? Ты начал с искажения слова "армирование" - начал хрень толкать насчет "перериосвания" тресчин. Я же тебе конкретно написал, что это АРМИРОВАНИЕ. Не надо придуриваться.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от Tyhig ... На этом всё....

На этом какраз "все начинается снова". Не нужно из себя строить самого крутого железобетонщика РФ. В СП армирование зоны продавливания около колонн рассмотрено обобщенно и убого, описано туманно - см. хотя бы вопросы от проектировщикиов насчет деления на 2 хотя бы, и т..д..
Вот почему ты думаешь, что ты самый умный в ж/б, а остальные ВСЕ - идиоты? Если почитать твои посты, ты вообще неадекватный псих какой-то...

[Ziabz]

Я мб не то пособие по проектированию читаю, пособие по СП63 2015 года или есть более новое ? Не сравнить методику расчета 2002 года НИИЖБ с пособием по СП. В методике расчета 2002 года все разжевано. Читая пособие по СП 2015 года, я как минимум - запутался...

Могу выложить свои скромные мысли по расчету еврокода на продавливание для зданий. Для упрощения буду рассматривать плиту, которая не требует поперечного армирования. Если схема простая, то расчет довольно простой.
Сначала начнем с того, что называют простой схемой. Простой схемой называют конструкцию, в которой соседние пролеты не больше друг друга на 25% и Lateral stability (я бы перевел это так, горизонтальная жесткость здания, возможно не совсем удачно) по большому счету не зависит от крепления плит к колоннам, скорее всего имеется ввиду , что в конструкции есть вертикальные связи или вертикальные плиты (армированные стены, воспринимающие горизонтальные усилия), на которые в основном передаются горизонтальные силы.
Если схема простая:
1)Находят периметр продавливания (расчетный контур периметра продавливания отличается от расчетного контура периметра продавливания по СП). Периметр продавливания внутренней колонны больше периметра продавливания краевой, а периметр продавливания краевой больше периметра продавливания угловой.
2)В зависимости от расположения колонны, расчетную поперечную силу (приблизительно это разница нормальных к поперечному сечению усилий в колоннах "N1-N2" над и под плитой), умножают на коэффициент B(Бетта). Для угловых колонн он 1.5, для краевых 1.4, а для внутренних 1.15.
3)Умноженную на коэффициент "B" расчетную поперечную силу делят на произведение расчетного периметра продавливания к ho(ho называют d) и это сравнивается с допустимым напряжением на срез. Что касается допустимого напряжения на срез, есть допустимое минимальное напряжение на срез, а есть формула, в которой учитывается так же продольное армирование и напряженное состояние. Выбирают из двух значений максимальное.
Расчет до безумия прост.


Однако, если схема не является простой, тогда там большие ограничения для краевых и угловых колонн. Выдается общая формула для нахождения B(Бетта), в которой присутствует коэффициент Wi.
Выдается общая формула нахождения Wi, которая довольно "муторная". Не нашел пособий, в которых описано ее выведение для всех расчетных случаев .
Для расчетных случаев , когда момент действует от края плиты внутрь здания, общие формулы выведения коэффициента Wi выведены, а вот если момент действует противоположно (для краевых и угловых колонн, для внутренних колонн формула нахождения Wi выведена), тогда норма ссылается на общую формулу, нахождения которой осуществляется в МКЭ программах. Как по мне, это большие ограничения.

Краткое главное сравнение (всего лишь мое скромное мнение) . Довольно много чего можно сравнить, однако ограничений по схемам я не нашел в СП, вероятнее всего, формулы СП учитывают надежность всех схем.

[Tyhig]

Ильнур, это за КМ. Но, думаю, что подошла мера.

Чтобы вам писали крутые КЖ, надо их заинтересовать. Это непросто. Рекомендую, в будущем, слушаться ВПСК.

[maks-ufa]

Сообщение от Tyhig СП 63 не содержит методов расчёта наклонной поперечной арматуры.

СП 52-101-2003 тоже не содержит таковых, но пособие к нему содержит. Все же считали по пособию, не говорили, что СП 52-101-2003 не содержит, значит нельзя?

----- добавлено через ~39 мин. -----

Сообщение от Ziabz Не сравнить методику расчета 2002 года НИИЖБ с пособием по СП.

Вроде как пособие к СП63 такое же как и пособие к СП52, только формулы "перефразированы".

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Продавливание будет с большим запасом, однако норма будет запрещать использовать величину моментов, полученных из расчетной схемы...

Кстати, в пособии с СП52, а потом и в пособии к СП63 всегда смущало игнорирование этого правила как в примере №41
Там нормальная сила всего 15 тонн, но большие моменты и их никак не ограничивают.

[Ziabz]

Я о разработке методики расчета, я выложу ее, сравните с пособиями

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Я о разработке методики расчета

Я понял про что, но оно разве как то отличается в принципиальных вопросах от пособия к сп52? Тут отличие вроде как в рассмотрении дополнительных частных случаев и пояснение по применению жесткой арматуры?

[Ziabz]

Начнем сразу с грубых ошибок, которые в Пособии... В Примере 40 Хо определен - неверно. Проектант посмотрит на рисунок 3.49 и будет определять Хо, как минимум неверно для угловых и краевых вариантов!
Он Х называет Хо, потом при нахождении е0 находит Хо и отнимает от него Х, хотя в 3.189 он пишет формулу нахождения Хо...
C не соответствиями на рисунках, в обозначениях, Пособие запутывает проектанта, как не взорвется голова? Вместо того, чтобы для каждого расчетного случая грамотно все расписать,
как это сделано в разработке методики...

Теперь разберемся чего не хватает пособию, как минимум не хватает того, что перечислю ниже (немного утомился, возможно еще что-то упускаю):
1)нахождение расчетного периметра для 3ех главных случаев
2)нахождение моментов инерции и сопротивления для 3 ех главных случаев
3)нахождение Хо и Уо для угловых и краевых случаев

[Старый Дилетант]

Сообщение от Tyhig СП 63 не содержит методов расчёта наклонной поперечной арматуры. В существующей модели наклонной трещины Q действует вертикально.

И какие проблемы умножить допускаемое усилие в хомутах на синус, получив qsw.

[maks-ufa]

Сообщение от Старый Дилетант И какие проблемы умножить допускаемое усилие в хомутах на синус, получив qsw.

только по пособию СП52 надо еще на коэффициент 0,75 умножить Qs,inc = 0,75*Rsw*As,inc*sin(Фи)
Хотя в отчете НИИЖБа (2002) этого коэффициента нет

[Ильнур]

Сообщение от Tyhig Ильнур, это за КМ. Но, думаю, что подошла мера. Чтобы вам писали крутые КЖ, надо их заинтересовать. Это непросто. Рекомендую, в будущем, слушаться ВПСК.

Какой КМ, зачем чтобы писали, что за рекомендасион...

[maks-ufa]

Вот кстати под руку попался СТО_36554501_069_2022 Проектирование ЖБ плит против продавливания (2022)
(1 РАЗРАБОТАН И ВНЕСЕН лабораторией железобетонных конструкций и контроля качества НИИЖБ им. А.А. Гвоздева АО «НИЦ «Строительство» (канд. техн. наук А.Н. Болгов, А.З. Сокуров) при участии ООО «ПЕЙККО» (инженер И.Р. Тихонов).)
Тут такие рекомендации по арматуре шпилек.

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa ... рекомендации по арматуре шпилек.

Вот этот вариант такой, что заранее нагнутые закорючки можно легко фсунуть сверху куда угодно, и верх подвязать (или чуть догнуть удобной приспособой), чтобы обратно не выпал. Как бы легко исполнимо...с утра начал и до забора спокойно закончил.

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Как бы легко исполнимо...

Да, идеальный вариант.
Самое прикольное, что это пособие от НИИЖБа, в развитие Сп63.13330.2018(!!!) Того же НИИЖБа, представитель которого писал, что такие шпильки не желательны. Ну то письмо, а тут документ))

[DMSskop]

Сообщение от maks-ufa Вот кстати под руку попался СТО_36554501_069_2022 Проектирование ЖБ плит против продавливания (2022) (1 РАЗРАБОТАН И ВНЕСЕН лабораторией железобетонных конструкций и контроля качества НИИЖБ им. А.А. Гвоздева АО «НИЦ «Строительство» (канд. техн. наук А.Н. Болгов, А.З. Сокуров) при участии ООО «ПЕЙККО» (инженер И.Р. Тихонов).) Тут такие рекомендации по арматуре шпилек.

Можно полностью его посмотреть?

[maks-ufa]

Сообщение от DMSskop Можно полностью его посмотреть?

вот, пожалуйста

[Ziabz]

Пролистал мельком - переделанный еврокодовский расчет, я описывал еврокодовский расчет в посту №234.

Коэффициент B(бетта)<=1.5, в простых расчетных схемах, когда в рамах горизонтальная жесткость зданий в основном обеспечивается вертикальными связями или диафрагмами жесткости ,(приблизительно так диктует еврокод), а так же соседние пролеты рамы не больше друг друга на 25% . Это все - хорошо изученные схемы сооружений. Не нашел в вашем пособии ограничений по применению, не подскажите, где они?


А в нестандартных вариантах, если есть 2 больших момента и маленькая продавливающая сила, то B(бетта) может равняться и 100, может и 150?
Вся суть расчета заключается в том, что нужно узнать, насколько нужно увеличить поперечную силу, чтобы учесть влияние моментов.

так как В(бетта)<1.5, тогда ведется простой расчет с ограничениями. Если ведется простой расчет с ограничениями, то все формулы с определением Wi, формулу с определением В(бетта) можно взять и выбросить , так как коэффициент B(Бетта) для угловых колонн -1.5, для краевых - 1.4, а для внутренних -1.15.

Формулы для определения Wi и Бетты нужны для нестандартных схем, где Бетта может быть намного больше 1.5...

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Теперь разберемся чего не хватает пособию, как минимум не хватает того, что перечислю ниже (немного утомился, возможно еще что-то упускаю): 1)нахождение расчетного периметра для 3ех главных случаев 2)нахождение моментов инерции и сопротивления для 3 ех главных случаев 3)нахождение Хо и Уо для угловых и краевых случаев

Как раз, чего не хватало в пособии

[Ziabz]

там 2 разные методики , однако понял ваш сарказм...

еще упустил проемы, в выше скинутом пособии ничего не написано о проемах... Для них отдельное правило в Еврокоде.

[Ильнур]

Ж/б -зло. МК - добро.

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Не нашел в вашем пособии ограничений по применению, не подскажите, где они?

Ограничений по Бэта тут не нашел. Как понимаю, они адаптировали под наши ограничения по моменту в СП63.

Сообщение от Ziabz там 2 разные методики , однако понял ваш сарказм...

Да, теперь есть выбор. Но про сарказм - не понял.)) Реально же закрыли вопросы?

Сообщение от Ziabz еще упустил проемы, в выше скинутом пособии ничего не написано о проемах... Для них отдельное правило в Еврокоде.

вроде как и в СП63, даже чуть подробнее с картинкой: 5.1.5 При наличии вблизи площадки приложения нагрузки проемов или отверстий,
расположенных на расстоянии < 6h, часть расчетного периметра следует исключать согласно схеме на рисунке 4. Что еще про проемы можно добавить?
В СТО еще поменяли минимальный шаг вдоль контура, теперь он не зависит от длины контура, а от h0.
И уточнили шаг поперек контура в зависимости от толщины плиты.

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa ...Реально же закрыли вопросы?...

Все вопросы закрыли? Молодцы.

[maks-ufa]

Сообщение от Ильнур Ж/б -зло. МК - добро.

Ну нет. У нас основной СП63 2018 года почти не отличается от СП52 от 2003 года, а у вас каждый изм. в стопор приводит)) Да и тема про устойчивость и расчетные длины самая флудливая))

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Ильнур Все вопросы закрыли? Молодцы.

Ну можно сказать съели на этом собаку. Только не съели, а проглотили и она шевелится и норовит вылезти

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Все вопросы закрыли? Молодцы.

Offtop: Главное, чтобы тебя не "закрыли" после перепроектирования бомбоубежища.

[Ziabz]

Сообщение от maks-ufa Ограничений по Бэта тут не нашел. Как понимаю, они адаптировали под наши ограничения по моменту в СП63.

Я это понимаю по-другому, они неверно внедрили, не изучив сути темы и вопроса до конца...
Они ограничили "В", не ограничив расчетные схемы, это может привести к авариям...потому что , если нарушить условие его использования, значение реального коэффициента будет привышать его значение,
которым они ограничились...
Ничего не сказано о проемах...

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Я это понимаю по-другому, они неверно внедрили, не изучив сути темы и вопроса до конца...

Хорошо. Вот если посчитать пример приведенный в СТО в Арбате или Еxcel, коэф. нехватки получается 1.47. Если увеличить моменты, то ничего не изменится.
В СТО даже больше - 1,83.
У нас же СП63 итак ограничивал по максимальным моментам, как вы писали выше. Тут в СТО тоже самое. Правильно или нет, но тогда и СП63 в топку.

Сообщение от Ziabz Ничего не сказано о проемах...

Так и не понял, а что должно быть, кроме указанного уменьшения длины расчетного контура?

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa ...У нас основной СП63 2018 года почти не отличается от СП52 от 2003 года...

Вот я и говорю, прогресс в ж/б невозможен априори. Муть жуткая, не поддающаяся инженерной систематизации.

Сообщение от Бахил Главное, чтобы тебя не "закрыли" после перепроектирования бомбоубежища..

Какого перепроектирования которого бонбоубежища? "Закрыли" в связи с чем? Мне лично после любого проекта смогут разве что медаль присудить или премию выплатить. А вот почему тебя с твоими дифурами до сих пор не закрыли, непонятно.

Правильно или нет, но тогда и СП63 в топку

Не надо никого в топку. Ж/б как не опиши, все мимо будет. Не нужно шило на мыло. Любую норму бери и делай. Никто не обрушится и никого не посадят. Так было, и так будет. Руин нет.

[Ziabz]

Сообщение от maks-ufa Так и не понял, а что должно быть, кроме указанного уменьшения длины расчетного контура?

Я извиняюсь, насчет проемов, там это указано.

----- добавлено через ~4 мин. -----
Как может быть по СТО больше, если у вас фиксированный коэффициент увеличения поперечной силы, меньше или равно 1.5...

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Как может быть по СТО больше, если у вас фиксированный коэффициент увеличения поперечной силы, меньше или равно 1.5...

Сравните на досуге

[Ziabz]

Сделал 2 расчета: по еврокоду и СТО. Оба расчета для внутренних колонн нестандартной схемы. Оценивал коэффициент Бетту и напряженное состояние по касательным напряжением(на срез). Получил разные результаты. Коэффициент Wi с еврокода не соответствует моменту сопротивления из СП.
Как и предполагал ранее; СТО завышает может завысить прочность на срез в нестандартных схемах, однако для простых стандартных - там все ОК, хотя для расчета стандартных схем, о которых писал ранее, СТО содержит довольно много лишней информации.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от maks-ufa Правильно или нет, но тогда и СП63 в топку.

Я вот начинаю понимать, почему они ввели ограничение на < 0.5F в СП (8.95 вторая часть формулы).
Ввел силу среза 1 тонну и по 100т *м два момента по обоим направлением в Эспри, расчет проходит . Формула выводит неадекватные оценки при малой силе среза...

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур Вот я и говорю, прогресс в ж/б невозможен априори. Муть жуткая, не поддающаяся инженерной систематизации.

Отчего же? Тот же самый расчет на продавливание - 'это не что иное как N/A+M/W

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант ...расчет на продавливание - 'это не что иное как N/A+M/W

Вот такая примитивная "систематизация" только и доступна. Путем дальнейшей добработки напильником через различные коэффициенты/соотношения так, чтобы совсем мимо не получилось.
Любые дороги вымощены благими N/A+M/W. Смотри хотя бы п.262.

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Формула выводит неадекватные оценки при малой силе среза...

А все таки, если отбросить еврокод, так как с практической точки зрения нам еврокод не нужен, и сравнить только СТО и СП63. И там и там ограничения по моменту. Где большее зло?
С учетом того, что по СП63 дома стоят))

[Ильнур]

Сообщение от maks-ufa ... Где большее зло?...

Зло в самом композите. Бетон сам по себе неадекватный с точки зрения Гука материал, еще в него фсунули стальных стержней. Получился еж с ужом.

[Ziabz]

Сообщение от maks-ufa А все таки, если отбросить еврокод, так как с практической точки зрения нам еврокод не нужен, и сравнить только СТО и СП63. И там и там ограничения по моменту. Где большее зло? С учетом того, что по СП63 дома стоят))

Если я не ошибаюсь, СП ограничивает моменты для того, чтобы его формулы были верные.

А вот СТО, ограничивая Бетту, может завысить прочность по срезу, однако если в СТО ввести ограничение по схемам, тогда там расчет будет совпадать с еврокодовским. СТО сравнивал с еврокодом потому, что методика расчета по СТО из него.

Обе нормы можно так же сравнить с реальным МКЭ расчетом, чтобы наглядно все видеть на картинке.

[maks-ufa]

Сообщение от Ziabz Если я не ошибаюсь, СП ограничивает моменты для того, чтобы его формулы были верные. А вот СТО, ограничивая Бетту, может завысить прочность по срезу, однако если в СТО ввести ограничение по схемам, тогда там расчет будет совпадать с еврокодовским. СТО сравнивал с еврокодом потому, что методика расчета по СТО из него.

Ну в СП63 складываем и ограничиваем одно из слагаемых, а в СТО умножаем и ограничиваем множитель. Суть ограничения не меняется. Если и там и там не ограничивать, то бетонное сечение будет значительно больше.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ziabz Обе нормы можно так же сравнить с реальным МКЭ расчетом

И как это Вы себе предсталяете реальный МКЭ расчет?

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант И как это Вы себе представляете реальный МКЭ расчет?

Примерно вот так: