[Lheu]

у меня просто крик ... подскажите .. если знаете .. где можно подглянуть расчет ребристой панели ребрами вверх? ...

[str02]

была целая серия типовых плит покрытия ребрами вверх. Сей час уже не помню номеров. Мне кажется узлы были в Шерешевском И.А. "Промышленные здания"

[4 и 6]

Л.Е. Линович "Расчет и конструирование частей гражданских зданий". Киев-1972г.
стр.490-498.
ЗЫ Там пример расчета и конструирования, есть еще таблица, чтобы не считать))

[Lheu]

Пасиб! .... попробую .. попытаюсь .. найти то что посоветовали ) ... надеюсь повезет ... )

[Т@тьян@]

люди!!!! помогите, пожалуйста, если кто-то расчитывал ребристую плиту ребрами вверх, вышлите мне пример или хотя бы ссылку где его можно посмотреть. заранее благодарю моего спасителя :cry:

[DEM]

А вчем проблема то посчитайте сперва плиту между ребрами, поотм балку.

[Т@тьян@]

если все было бы так просто, я бы не просила помощи у людей, я просто столько уже насчитала, что выгляжу примерно так :shock:
Если все таки не сложно пришлите хоть какой-нить пример, pleaseeeeeeeeeee

[Simonoff]

А если это монолит , как в расчет учесть шов бетонирования между плитой и ребром ???

[DEM]

Сообщение от Simonoff А если это монолит , как в расчет учесть шов бетонирования между плитой и ребром ???

Эго нет т.к. такие плиты заливаются за один раз :wink:

[Simonoff]

Это понятно , что такие плиты должны бытонироваться за один раз , т е без швов бетонирования ...

Но рассказывали , что строители сначало бетонируют плиту , потом ставят опалубку (прямо на плиту) для ребер (балок) , и аж потом бетонируют . При этом получается шов бетонирования .

Так как же все таки учесть в расчете этот шов бетонирования ???

[DEM]

Объясните на что он влияет и я вам скажу кто вы.
Перед последующем бетонированием, шов должны очистить от цемпленки.
Елси ожидаются большие нагрузки то можно выполнть штрабление шва.
Сейчас начнут предлагать различные составы, для обеспечения совместной рабты "старого" и "нового" бетона, но я считаю это лишним.

[Simonoff]

ЯТД , что при изгибе перекрытия (или покрытия) между плитой и ребром возникают усилия сдвига , и приходятся они как раз по шву бетонирования . Или я не прав ???

Сообщение от DEM Объясните на что он влияет и я вам скажу кто вы.

Интересно будет узнать о себе что то новое ...

Сообщение от DEM Перед последующем бетонированием, шов должны очистить от цемпленки.

Я думаю это знают все , но на стройке зачастую этого никто не делает .

[DEM]

1. Усилия сдвига будет воспринимать поперечка + сцепление бетона с бетоном.
2. Ну это делают ПЛОХИЕ ДЯДИ

[Simonoff]

Сообщение от DEM 1. Усилия сдвига будет воспринимать поперечка + сцепление бетона с бетоном.

На счет поперечной арматуры полностью с ВАМИ согласен (но тогда поперечная ар-ра будет работать как нагель , и ее площадь надо будет подбирать из условия этой работы) , а вот на счет сцепления старого и нового бетона ....???

Сообщение от DEM 2. Ну это делают ПЛОХИЕ ДЯДИ

Этот плохой дядя вчера был геникологом , а сегодня бьет ебя в грудь , что он строитель седьмого разряда ... хотя разрядов всего шесть.
К сожалению это наша суровая действительность ...

[DEM]

Ну знаете ли если хотите можете считать в соответствии с расчетом составных балок (посмотрите любое пособие по деревяшкам).
Я предпочитаю в такие дебри не влазить, и если уж есть большие моменты то сделаю примечание о штраблении бетона.
Но в плитах такого делать не буду. Лаадно Я понимаю когда монолитная подкрановая балка высотов 1,5-2 метра бетонируется в 2 этапа или монолитная плита высотой 400 мм с балками высотой 600 мм, то вот в этих случаях, ввожу дополнительные рекомендации по штраблению.

[Simonoff]

Сообщение от DEM монолитная плита высотой 400 мм с балками высотой 600 мм

Я имел в виду именно такую плиту ...

Сообщение от DEM то вот в этих случаях, ввожу дополнительные рекомендации по штраблению.

А в расчет ВЫ принимаете плиту без шва с балкой , я так понимаю . Но с дополнительными рекомендациями в производство работ . Может ВЫ и правы !!! , но тогда надо тщательно следить за нашими гавриками ...

Думаю ко всему сразу на пару диаметров поперечку надо взять больше , да и шаг сделать чуток гуще . И можно спать спокойно !!!

P.S. Но все же думаю смоделировать работу такого узла объемными елементами (сам себя проверить) с учетом шва бетонирования ...
Может действительно мои опасения напрасны .
Но ведь на защите проекта в экспертизе , эксперт именно на счет шва бетонирования спросил ??? К чему бы ЭТО ???

[DEM]

Ну так и введите допмероприятия

[Simonoff]

Сообщение от DEM Ну так и введите допмероприятия

Не хочу показаться назойливым , но может посоветуете чего нибудь ...

[Simonoff]

Ну например приобрести автомат , и с ним ездить на стройку ...


В случае чего - растрелять беспощадно ....
шутка конечно .

[DEM]

Обеспечить следует следующие мероприятия.
1. Выполнить штрабление бетона(тип штрабы подберете сами в зависимости от типа балок), по окончании бетонирования выполнить снятие цемпленки.
2. Выполнить освидетельствование бетонных поверхностей и арматуры перед последующим бетонированием.
3. Как вариант штрабления можете ввести доп. поперечную арматуру диаметр 16-25мм с шагом 150-200(там уж сами, что нить придумаете надо смотреть конструкцию балки).

[Simonoff]

2 DEM
За разъяснения - большое дембельское СПАСИБО !!!

[Denbad]

1. Есть пособие к СНиП 2.03.01-84 "Проектирование железобетонных сборно-монолитных конструкций" в нем раздел "Расчет прочности контактных швов" там вполне доступно расписано как посчитать совместную работу старого и нового бетона.
2. Если по расчету потребуется насечка поверхности и/или дополнительная армирование на сдвиг объясните строителям/инвесторам что "чудесов не бывает", сэкономили на опалубке перевернув ребра - раскашеливайтесь на производстве работ и материалах.

[Simonoff]

2Denbad
За разъяснения - большое дембельское СПАСИБО !!!

[EUDGEN]

Lheu

... подскажите .. если знаете .. где можно подглянуть расчет ребристой панели ребрами вверх? ...

1. Вот фрагмент сделанный в СКАДе.
2. Проблем как бы нет, ну разве что учет шва бетонирования и топологию (габарит) ребра, контактируемый с телом плиты.
Кстати, тема "Рерами вниз..." на форуме есть. Там, правда, н.д. проблемы...
3. По поводу шва бетонирования: проблема несколько преувеличина - ось эпюры напряжений для таврового изгибаемого сечения нах-ся близко у линии шва...Сдвиг по шву бетонирования незначителен с удерживающей парой AS1 + AS2 и трением бетона по бетону, да и поперечка (нагели) помогают.
4. А качество работ - так оно д.б. на всех этапах...
[ATTACH]1178110025.jpg[/ATTACH]

[Simonoff]

2EUDGEN У ВАС ребро задано стержнем , а плита пластинами .

??условие примыкания стержня к плите??

жесткие вставки или АЖТ ?
У меня АЖТ чего то глючат ...

P.S. Может кинете схемку , а я ее объемниками наберу ???

[EUDGEN]

Simonoff

У ВАС ребро задано стержнем , а плита пластинами . ??условие примыкания стержня к плите?? жесткие вставки или АЖТ ?

1. Процесс моделирования, к сожалению, неоднозначен, и это не есть беда, но надо четко представлять:
а). чего мы добиваемся от моделирования;
б). что с чем сопоставляем;
в). и наконец, уверены ли мы, что в реальности, конструкция именно так и работает?
2. Точнее всего моделируется одиночный стержень - его поведение строго аналитическое (легко проверяется по формулам и подтверждается экспериментально). Моделируя стержень объемниками мы сразу попадаем в зависимость от размеров сетки, граничных условий, схемы приложения нагрузок и т.п.
Так и надо поступить: посчитать две модели и сопоставить, хотябы по перемещениям.
3. Далее - модель плиты плоской и набранной объемниками. Сопоставление и выводы.
4. И наконец, плита с ребром-стержнем на жестких вставках (АЖТ не пользуюсь по причине непонимания сей опции) и плита с ребром в объемниках. Сопоставляем, удивляемся, возмущаемся, но удовлетворены действом .
5. Все выше сказанное относительно просто вплоть до рез-тов армирования...и до попыток учета нелинейности.
6. Верно высказались Сергей Д, novinkovи др. коллеги на теме http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=13129

ТОЧНОСТЬ РЕЗУЛЬТАТОВ НЕ МОЖЕТ БЫТЬ ВЫШЕ ТОЧНОСТИ ИСХОДНЫХ ДАННЫХ

Сказано просто, но очень верно....талантливые, черт побери .
PS
А тест-схему соорудить минутное дело, а главное: схемка д.б. простой и однозначно трактуемой.
К сожалению тема с учетом нелинейности пока заброшена...лично я еще не созрел для ее реанимаации , жду новые силы...

[makyha]

Сообщение от Т@тьян@ если все было бы так просто, я бы не просила помощи у людей, я просто столько уже насчитала, что выгляжу примерно так :shock: Если все таки не сложно пришлите хоть какой-нить пример, pleaseeeeeeeeeee

Т@тьян@- я так полагаю вы уже нашли этот расчет, не могли бы вы со мной им поделиться

[MiCHEL777]

При обследовании здания 50х годов также столкнулись с корытными плитами ребрами вверх.
В данных плитах не выполняется конструктивное требование к поперечной арматуре по шагу h0/2=200/2=100<150 мм, поэтому считаем Qsw=0.
Очень критичен расчет по поперечной силе и возник вопрос.
Вопрос при расчете Qb на поперечку какую ширину продольного ребра взять в расчет? Верхнюю, нижнюю, среднюю?
Вроде как трещина начинается из нижней зоны где большая ширина ребра, с другой стороны где то на форумах писали что надо брать по сжатой зоне
а это верхняя часть ребра. В учебнике Линовича на 490 странице есть подобный расчет и он берет верхнюю ширину ребра но может он делает так в запас.

[gorbun]

Сообщение от MiCHEL777 При обследовании здания 50х годов также столкнулись с корытными плитами ребрами вверх. В данных плитах не выполняется конструктивное требование к поперечной арматуре по шагу h0/2=200/2=100<150 мм, поэтому считаем Qsw=0. Очень критичен расчет по поперечной силе и возник вопрос. Вопрос при расчете Qb на поперечку какую ширину продольного ребра взять в расчет? Верхнюю, нижнюю, среднюю? Вроде как трещина начинается из нижней зоны где большая ширина ребра, с другой стороны где то на форумах писали что надо брать по сжатой зоне а это верхняя часть ребра. В учебнике Линовича на 490 странице есть подобный расчет и он берет верхнюю ширину ребра но может он делает так в запас.

Берите площадь сжатого сечения.
По верхней ширине ребра естественно в запас будет

[MiCHEL777]

Еще один вопрос к знатокам по расчету на поперечную силу.
У Гарбусенко в вопросах и ответах по расчету ЖБК (во вложении) написано что поперечную силу на ригель при опирании элементов на нижнюю полку надо брать прямо у опоры не вычитая расстояние до края наклонного сечения и следовательно снижение Q. Можно ли взять этот принцип и для корытных плит?
В СП63 расчет на поперечку выполняется либо по формуле 8.56 либо по 8.60 но тогда вопрос как учитывается то что Q берется максимальным в формуле 8.60.
По разным формулам получатся разные результаты расчет.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 В СП63 расчет на поперечку выполняется либо по формуле 8.56 либо по 8.60 но тогда вопрос как учитывается то что Q берется максимальным в формуле 8.60.

Не максимальным. Берется в нормальном сечении с эпюры Q с учетом всех нагрузок (в верху и внизу). Это отличие от определения Q в наклонном сечении.

[MiCHEL777]

Я так понимаю что формулы 8.56 и 8.60 должны сходится.
В формуле 8.56 расчет ведется через проекцию и при удалении от опоры поперечная сила берется в нормальном сечении которое соответствует крайней точке наклонного сечения. То есть Q=Qmax-qc. Таким образом учитывается уменьшенное значение Q при возрастании проекции с. НО!!! в случае передачи нагрузки через нижнюю полку (как в случае с корытными плитами) согласно Гарбусенко Q=Qmax.
В формуле 8.60 расчет ведется в каждом конкретном сечении и на расстоянии от опоры 2.5h0 мы сравниваем 0.5Rbth0 с поперечкой в конкретном сечении.

В общем в случае корытной плиты по формуле 8.56 мы получим соотношение с Qmax
а по формуле 8.60 с пониженным значением Q.
Как так?
Кстати в старых нормах вообще считалось если Q<Rbt b h (1956) то поперечная арматура не нужна, что не соответствует современным нормам.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Я так понимаю что формулы 8.56 и 8.60 должны сходится.

Чего вдруг. Если бы сходились, то выбрали бы одну.
Не будут на сей момент сходится метода расчета на предельные усилия в наклонном сечении и на срез в нормальном сечении.

Сообщение от MiCHEL777 Как так?

Как то так.

[MiCHEL777]

Подскажите по рисунку как кому кажется правильнее?

[MiCHEL777]

Насчет среза:
Где то в старых нормах вроде видел длинную формулу Qb как на последней странице в DOC1, интересно откуда она.
Но все эти расчеты на поперечку предваряет выполнение условия 3.18 СНиП 1954 (прикладываю страницу) и скорее
всего дальнейшие расчеты во многих случаях уже не проводились.

[SergeyKonstr]

Вариант 2, поскольку по варианту 3 наклонная трещина образовалась, она разбила опорную зону на два блока, в одном блоке осталась опорная реакция, в другом все остальные нагрузки.
Про 1956 год во вложении.

[MiCHEL777]

Спасибо за ответ. Проблема в том что вариант два не вяжется с несущей способностью плит приведенной в серии.
в посте 28 приведена несущая способность плиты 1300 кг/м2. Что соответствует Q = qbl/2 = 1300 1.6 3.5/2 = 3640 кг
А у нас согласно варианту №2 всего Qb = 2300 кг то есть перегрузка 156%.
Но ведь серию разрабатывали советские специалисты.Они лучше нас знали сколько несут плиты и испытывали их и так далее. Как так?
Ответ есть - они ориентировались на условие 3.18 из 35 поста.
Вопрос: как сейчас адекватно оценить несущую способность плиты по поперечной силе?

[SergeyKonstr]

А что, поперечной арматуры нет?
Насколько помню, мы советские специалисты, всегда ее ставили.

[MiCHEL777]

Поперечная арматура есть. Но она конструктивная потому что выполняется условие 3.18 и по расчету она не нужна.
И это согласуется с тем что она не удовлетворяет современным требованиям.
Согласно современным требованиям шаг поперечной арматуры должен быть не менее 0.5h0 то есть 0.5 200 = 100 мм,
а фактически и согласно серии арматура установлена с шагом 150 и 200 мм то есть мы не можем ее учитывать
в расчете (требование 8.1.33 СП 63) и Qsw=0.

[SergeyKonstr]

Ну если про раньше говорить, то в формуле 8.61 было бы Qb1=0,6*7,65*30*20=2754 >Q на расстоянии 2,5*ho от опоры =2600, наклонной трещины нет, разделения блоков нет, нижняя нагрузка не отрывается от балки.

[MiCHEL777]

Так сначала проверялось условие 3.18 это и в примерах расчетов в литературе есть.
Сначала конструктор вычислял Q = Rbh = 7.65 20 30 = 4600 кг
Смотрел что получившееся 4600 больше Qmax = 3600 кг и все! - расчет закончен.

----- добавлено через ~5 мин. -----
Если считать по формуле 8.61 то это да будет ближе к установленной серией несущей способности и наверное к реальности.
Это будет третий вариант с рисунка. Наверное расчет по нему наиболее адекватен. Две с чем то тонны на удалении от опоры это
близко к серии. Просто сомнение в том что это не вяжется с формулой 8.57 где мы те же две с чем то тонны должны соотносить с Qmax.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Так сначала проверялось условие 3.18 это и в примерах расчетов в литературе есть. Сначала конструктор вычислял Q = Rbh = 7.65 20 30 = 4600 кг Смотрел что получившееся 4600 больше Qmax = 3600 кг и все! - расчет закончен.

Во вложениях я вам давал пояснения, что эта формула не подтверждена.

Сообщение от MiCHEL777 Просто сомнение в том что это не вяжется с формулой 8.57 где мы те же две с чем то тонны должны соотносить с Qma

Так сначала нужно определить, будет наклонная трещина или нет, т.е. держит бетон или раскалывается.

[MiCHEL777]

В нормативных документах есть способ определения этого?

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 В нормативных документах есть способ определения этого?

Такие вопросы мне не нравятся.

[MiCHEL777]

Сергей не обижайтесь. Просто хочу понять как правильно поступить в расчете на основании нормативных документов.
Спасибо за выписки из анализа норм, это часть какой то большой работы по исследованию расчетов на поперечную силу?
Согласно нормативным документам рассчитывается наклонное сечение, фактором образования трещин не оперируют.
Может я чего то не понимаю есть какие то условия при которых не надо считать наклонное сечение?
Как Вы думаете правильнее считать? По формуле 8.56 или по формуле 8.60?

[Бахил]

Сообщение от MiCHEL777 По формуле 8.56 или по формуле 8.60?

Если проходит по 8.60, то по 8.56 подавно пройдёт.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Сергей не обижайтесь.

Я уже давно не обижаюсь. Не тот возраст.
Просто когда говорят, что тки пальцем в нормы, то считаю, что чел. просто не хочет понять суть происходящего.

Сообщение от MiCHEL777 Просто хочу понять как правильно поступить в расчете на основании нормативных документов.

Минимально что может воспринять бетонное сечение в любом месте сейчас по нормам 0,5*Rbt*b*ho, если в любом сечении Q меньше этого значения, то бетон держит поперечную силу и наклонных трещин нет. это значение корректируется в зависимости от положения сечения относительно опоры. Вот и определяйте сначала, держит бетон или нет, т.е есть наклонная трещина или нет.

Сообщение от MiCHEL777 это часть какой то большой работы по исследованию расчетов на поперечную силу?

Нет. Это пишут те, кто составлял СП 63 от ОАО "ЦНИИ пром зданий".

Сообщение от MiCHEL777 Согласно нормативным документам рассчитывается наклонное сечение, фактором образования трещин не оперируют.

Как же это так. См вложение.

Сообщение от MiCHEL777 Как Вы думаете правильнее считать? По формуле 8.56 или по формуле 8.60?

Правильнее не знаю. Я бы посчитал по обоим.

[MiCHEL777]

"Если проходит по 8.60, то по 8.56 подавно пройдёт"

Так в том то и дело что нет. Посмотрите еще раз рисунок с тремя вариантами.
По варианту 2 (формула 8.56) Qmax = 3640, Qb = 2300. Перегрузка 158%
По варианту 3 (формула 8.60) Q = 2600, Qb = 2300. Перегрузка 113%

----- добавлено через ~11 мин. -----
"Я бы посчитал по обоим"
Так мы это сразу и сделали. Проблема в том , что если считать по 8.56
то плита не проходит даже на несущую способность установленную серией.
Если считать что расчет по 8.56 адекватен то надо по идее выполнять усиление плит
(которые спокойно стоят себе без дефектов и нагружены согласно серии и так
наверное по всей стране).

[Бахил]

Ошибочка по ф. 8.56

[MiCHEL777]

Сообщение от Бахил Ошибочка по ф. 8.56

ага

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Так мы это сразу и сделали. Проблема в том , что если считать по 8.56 то плита не проходит даже на несущую способность установленную серией.

Да не так вы сделали.
Вы сразу еще не зная, раскололи балку наклонной трещиной, а на то, что только бетон может держать Q , и не раскалывать балку, вам начхать.

[MiCHEL777]

Ну вообще говорят что микротрещины в бетоне есть всегда.
Так мы же и обсуждаем сколько может держать бетон.
Минимального значения 0.5 Rbt b h не хватает для восприятия нагрузки по серии.
Другие значения Qb рассчитываются через проекцию.
Предложите как посчитать восприятие только бетоном по другому по нормативным документам?
То что по устаревшим документам можно обосновать несущую способность это понятно - вариант 1.

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Ну вообще говорят что микротрещины в бетоне есть всегда.

Вы о чем, уважаемый?

Сообщение от MiCHEL777 Минимального значения 0.5 Rbt b h не хватает для восприятия нагрузки по серии.

Берите год выпуска серии и рассчитывайте по тем нормам.
Хотя 1,5*7,65*20*20*30/(2,5*20)=2754 > 2600 тоже пойдет.

[Бахил]

О чём спор? По ф. 8.57

по ф. 8.61

Читать СНиП полностью, а не только формулы.

[MiCHEL777]

Q = 2754 неплохо но Q на опоре = 3640 кг (при серийном нагружении) то есть плита по этому расчету не проходит.
А почему в знаменателе взяли 2.5h0? Вроде в пособии к СП 63 говорится что в общем случае надо брать 3h0.

[Бахил]

Сообщение от MiCHEL777 А почему в числителе взяли 2.5h0?

Действительно: почему? 1h0! Если без арматуры.
Срочно в школу!

[SergeyKonstr]

Сообщение от MiCHEL777 Q = 2754 неплохо но Q на опоре = 3640 кг (при серийном нагружении) то есть плита по этому расчету не проходит.

Видно, то что я писал в 51 посте, вы не поняли.

Сообщение от MiCHEL777 А почему в числителе взяли 2.5h0? Вроде в пособии к СП 63 говорится что в общем случае надо брать 3h0.

Потому что с эпюры "Q" на этом расстоянии есть значение Q. Хотите на других расстояниях, считайте.

Ну да ладно.

[MiCHEL777]

Сообщение от Бахил О чём спор? По ф. 8.57 по ф. 8.61 Читать СНиП полностью, а не только формулы.

По формуле 8.57 1.5 Rbt b h0 будет при С=h0, что для проекции не предел.
И прочитайте пожалуйста ранее по теме, то что в одном случае берется Qmax, а в другом - по эпюре