[Нитонисе]

Есть такая схема.



Несущая способность по попречной силе определяется так:

Q = Qb * Qsw

Qb рассчитывается в зависимости от расстояния до наиболее опасного сечения. В нормах указано, что наиболее опасным сечением является сечение на расстоянии равном расстоянию до сосредоточеной силы. Если же действует равномерно распределнная нагрузка, то по выражению:

Корень квадратный(Mb/q)

А если действует и сосредоточеная сила и нагрузка? Первое сечение, которое напрашиваетя в расчет - сечение под сосредоточеной силой. Но ближе к опоре внутренние поперечные усилия возрастают и их надо бы тоже проверить. Как задаться размером проекции наклонного сечения?
Как эту проекцию определять в случае равномерно распределенной нагрузки, действующей только на части пролета?

[Евгений, Екатеринбург]

Здраствуйте!

Сообщение от Нитонисе Несущая способность по попречной силе определяется так: Q = Qb * Qsw

только Q = Qb + Qsw

Сообщение от Нитонисе А если действует и сосредоточеная сила и нагрузка

проверить ряд наклонных сечений. Можете проверить все до точки где Q=0 шагом 50мм.

Сообщение от Нитонисе Первое сечение, которое напрашиваетя в расчет - сечение под сосредоточеной силой

сечения проверяются не под, а наклонные.

Сообщение от Нитонисе Как эту проекцию определять в случае равномерно распределенной нагрузки, действующей только на части пролета?

точно также - проверкой ряда наклонных сечений.
Добавлено:
А в Ваших нормах сказано что можно пользоваться программой СКАД (или что там) для определения внутренних усилий?

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург только Q = Qb + Qsw

Ну да. Это опечатка. Кстати в наших нормах добавлено третье слагаемое:

"Vs,inc — сумма проекций на нормаль к продольной оси элемента предельных усилий в отгибах, пересекающих опасную наклонную трещину"

А вот про определение проекции наклонного сечения - не сказано ничего вообще.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург проверить ряд наклонных сечений. Можете проверить все до точки где Q=0 шагом 50мм.

Это хорошая идея.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург сечения проверяются не под, а наклонные.

Ну, я просто неграмотно выразился, но по сути имел ввиду то же что и вы.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург А в Ваших нормах сказано что можно пользоваться программой СКАД (или что там) для определения внутренних усилий?

Ничего не сказано о СКАДе. И ни о каких других расчетных программах конкретно. А вот в общем указано, что можно и нужно ииспользовать современные методы расчета конструкций в том числе пользуясь МКЭ, в том числе пользуясь компьютерным счетом.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе Кстати в наших нормах добавлено третье слагаемое: "Vs,inc — сумма проекций на нормаль к продольной оси элемента предельных усилий в отгибах, пересекающих опасную наклонную трещину"

Это секретное слагаемое, в российских нормах его еще нет.
зато есть это:

В общем случае задаются рядом наклонных сечений с расстоянием от опоры не превышающем расстояния до точки с наибольшем изгибающим моментом и не более 3h0

[Нитонисе]

Вот такая балка.



Необходимо проверить пролетную часть на поперечную силу. Я так понимаю что при определении несущей способности и в частности ее составляющей Qb, проекцию наклонной трещины нужно брать от левой опоры, если эпюра Q положительна и от правой опоры, если эпюра Q отрицательна. В данном случае эпюра Q идет от нуля до -8.

Правильно ли будет определять несущую способность сечения на расстоянии, скажем, полметра от левой опоры, считая Qb=Mb/c, где с=3.5 метра (откладываю от правой опоры)?

Самое трудное - это дать простой ответ на простой вопрос.
Без Нитонисё на форуме было-бы скучно.
Евгений! Вы не праввы! В Российских нормах этого слагаемого УЖЕ нет!

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург зато есть это:

Такого нет. Зато есть



И это не 3ho.

[Евгений, Екатеринбург]

Проверять прочность наклонных сечений нужно от всех опор с ненулевой реакцией. В Вашем случае левая опора нулевая. Соответствено проверять надо только от правой. Вычислять проекцию опасного наклонного сечения по обычным правилам:

Сообщение от Нитонисе Корень квадратный(Mb/q)

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Вычислять проекцию опасного наклонного сечения по обычным правилам:

Это если у вас приложена такая красивая нагрузка. А если нагрузка сложная и представляет комбинацию сосредоточеных сил и различных равномерно-распределенных нагрузок на различных участках пролета? Понятно что в случае снипа длина проекции ограничивается (ф2/ф3)*h0, но у нас в СНб такого положения нет. Сказано что с - это длина проекции опасного сечения и не сказано как его определять. Будет ли корректным в этом случае считать длину проекции именно так как я выше указал?

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от bahil Евгений! Вы не праввы! В Российских нормах этого слагаемого УЖЕ нет!

В Ваших может быть и нет, в моих есть.

Сообщение от Нитонисе Такого нет. Зато есть

И опять же в моих нормах так как я написал - только что посмотрел еще раз.
Вы смотрите пособие к СНиП 2.03.01-84*. Там было 3,33h0 (для тяжелого бетона). Все течет, все меняется.

Сообщение от Нитонисе А если нагрузка сложная и представляет комбинацию сосредоточеных сил и различных равномерно-распределенных нагрузок на различных участках пролета?

Ну тогда по общему случаю.

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Ну тогда по общему случаю.

То есть определяя несущую способность на расстоянии 0.5 метра от левой опоры принимаем длину проекции наклонного сечения 3.5 метра?

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе То есть определяя несущую способность на расстоянии 0.5 метра от левой опоры принимаем длину проекции наклонного сечения 3.5 метра

задайтесь рядом наклонных сечений так как я написал с расстоянием не более 3h0. Оттого что живете Вы в Белоруссии законы физики не меняются.
Может у Вас есть ограничение на Qb,min? это тоже самое.
Необходимо найти самое опасное наклонное сечение. Чтобы не искать его перебором всех сечений для наиболее простых случаев в нормах выведены соответствующие формулы. Если случай непростой, то надо перебирать сечения.

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург задайтесь рядом наклонных сечений так как я написал с расстоянием не более 3h0. Оттого что живете Вы в Белоруссии законы физики не меняются.

Я против законов физики ничего и не имею. В ваших нормах есть обоснование этого 3h0? Поделитесь физическим смыслом этой величины.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе В ваших нормах есть обоснование этого 3h0? Поделитесь физическим смыслом этой величины.

Принято полагать что
Qb=Mb/c где
Mb=1,5Rbt*b*ho^2
Раньше было не 1,5 а 2,0 для тяжелого бетона при наличии хомутов и 1,5 при отсутствии, что вызывало проблему типа: при наличии хомутов получается Qb>Q, т.е. хомуты не требуются, а при отсутствии Qb<b, т.е хомуты требуются. И эта недосказанность, а также желание повысить надежность заставило оставить только 1,5. Но мы отвлеклись.
Также по результатам экспериментов было установлено, что Qb имеет некоторое минимальное значение:
Qb,min=0,5*Rbt*b*ho. Раньше в нормах было 0,6, но как мне пояснили это была политика - опыт никогда 0,6 не показывал - 0,55; 0,5, но не 0,6. Но мы опять отвлеклись.
Если подставить получаем
Cmax=Mb/Qb,min.
Что раньше давало 3,33h0, а теперь дает 3h0.

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Что раньше давало 3,33h0, а теперь дает 3h0.

В таком случае у нас это будет 5h0. Потому что при определении Мb у нас множитель для тяжелого бетона - 2. А минимальная несущая способность бетона без арматуры равна 0.4*Rbt*b*h0. Однако что это за минимальная несущая способность? Почему значение несущей способности бетона при удалении от опоры уменьшается?

Поправлюсь. Все же не 5h0, а 3.33h0.
Однако все же пока не совсем понятно, почему с удалением от опоры усилие воспринимаемое бетоном уменьшается?

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе Однако что это за минимальная несущая способность?

Формула для Qb не выведена, а подобрана соответствующей эксперименту, поэтому имеет границы применимости. Ну не может же быть так что при очень большом С даже ребенок балку сломает? Поэтому и есть некоторое ограничение.

Сообщение от Нитонисе Почему значение несущей способности бетона при удалении от опоры уменьшается?

Единого мнения нет до сих пор даже у ученых.
Думаю потому что направляющий косинус (т.е. проекция) главных растягивающих напряжений становится больше, т.е. главные растягивающие напряжения становятся "более вертикальными".

Сообщение от Нитонисе минимальная несущая способность бетона без арматуры равна 0.4*Rbt*b*h0

Круто. Впрочем по нашим нормам одно из самых высоких Qb, в Еврокоде меньше. Хотя у американцев больше. Вообще этот показатель по разным нормам в разы отличается и от разных показателей зависит, так что все это гадание на кофейной гуще.

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Круто. Впрочем по нашим нормам одно из самых высоких Qb, в Еврокоде меньше. Хотя у американцев больше. Вообще этот показатель по разным нормам в разы отличается и от разных показателей зависит, так что все это гадание на кофейной гуще.

Я выше уже поправился. 0.4*Rbt*b*h0 - это когда мы считаем элемент без поперечного армирования. А когда есть арматура и она ставится по расчету, то минимальное усилие воспринимаемое тяжелым бетоном 0.6*Rbt*b*h0.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе 0.4*Rbt*b*h0 - это когда мы считаем элемент без поперечного армирования. А когда есть арматура и она ставится по расчету, то минимальное усилие воспринимаемое тяжелым бетоном 0.6*Rbt*b*h0.

И что вы будете делать в ситуации когда Q=0,5*Rbt*b*h0? Поставите хомуты - получится что не требуются, не поставите, получите что требуются...
Когда у меня такое в курсовом получилось, мне очень уважаемый преподаватель сказал не ставить хомуты, не знаю прав он был или нет, хотя его слова ни тогда ни сейчас не принято подвергать сомнению.

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург И что вы будете делать в ситуации когда Q=0,5*Rbt*b*h0? Поставите хомуты - получится что не требуются, не поставите, получите что требуются...

Как же не требуются? Если расчет без поперечной арматуры показывает что бетона не достаточно, значит однозначно требуются.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе Как же не требуются? Если расчет без поперечной арматуры показывает что бетона не достаточно, значит однозначно требуются

Но ведь расчет с хомутами покажет что бетона достаточно, т.е. не требуются? :-). Это уже умозаключение, что надо руководствоваться более надежным решением, но в нормах про данную неопределенность ведь нет ничего?

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Но ведь расчет с хомутами покажет что бетона достаточно, т.е. не требуются? :-). Это уже умозаключение, что надо руководствоваться более надежным решением, но в нормах про данную неопределенность ведь нет ничего?

Где-то в нормах есть, точно не помню где, но где-то читал, хотя может это применительно не к строительству, а к какой-то другой сфере, но если провести анналогии со строительством, то то положение звучит так - "Если в нормах есть противоречащие положения, то необходимо руководствоваться теми из них, которые обеспечивают бОльшую надежность". Это логично и именно этим принципом я руководствуюсь.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург И что вы будете делать в ситуации когда Q=0,5*Rbt*b*h0?

правильный ответ - ставить в соотв. с конструктивными требованиями. Вообще не ставить нельзя, за исключением нескольких случаев, которые к данному не относятся.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от Нитонисе Это логично и именно этим принципом я руководствуюсь

И это правильно.
Но вот Вам еще загадки:
А если вышли новые нормы которые позволяют то что старые не позволяли? Стоит руководствоваться более жесткими старыми или менее жесткими, но новыми. Единого мнения нет - даже некоторые эксперты полагают что более жесткими.
А если новые более жесткие и в соответствии с ними конструкции не проходят, а по старым проходят и простояли 20 лет? Надо кидаться их усиливать?
А если по новым нормам не удовлетворяются только конструктивные требования, например максимальный шаг хомутов, а по старым такого не было?
Однозначных ответов быть не может, т.к. мир несущих конструкций разнообразен и не может быть описан едиными нормами на все случаи жизни. Позавчера Вы не знали как посчитать нормальное сечение, а сегодня у Вас в арсенале уже несколько вариантов, так что все течет, все меняется.
Cheap, в некоторых случаях можно и вообще не ставить, почему это они сюда не относятся (например сплошные плиты любой высоты), а если ставятся по конструктивным требованиям, но не удовлетворяют 0,25Rbt*b?
А еще раньше было что если ставишь хомуты, то полки тавровых учитываешь, а если не ставишь не учитываешь, тоже можно было попасть в затруднение. А еще раньше было что хомуты ставить надо на четверть пролета, а теперь нет.
Я ведь не говорю что правильно не ставить, я говорю что в нормах есть ловушки для неокрепших умов.

[Нитонисе]

Евгений, Екатеринбург, это вовсе не загадки. Если есть действующие нормы - я буду именно ими руководствоваться, вне зависимости от того что требовали старые.
И если старые конструкции, которые я проектировал по старым нормам, новым нормам уже не отвечают - я никуда не кинусь их усиливать, потому что эти конструкции запроектированы в соответствии с действующими на тот момент нормами.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург некоторых случаях можно и вообще не ставить, почему это они сюда не относятся (например сплошные плиты любой высоты

в общем-то пункт 8.3.11 моей любимой сп-шки 52-101-2003 расписывает подобные случаи, которые я неаккуратно отнес "не к данному". Конечно, может автор и плиту считает по балочной схеме, все бывает)

Сообщение от Евгений, Екатеринбург а если ставятся по конструктивным требованиям, но не удовлетворяют 0,25Rbt*b

То есть удовлетворяют, Вы имеете в виду?
Если я Вас правильно понял, то вопрос звучит так "Что делать, если мы не учли в расчете поперечную арматуру, поставили ее в соотв. с конструктивными требованиями, но условие пункта 6.2.34
qsw>0.25Rbt*b выполняется и мы должны учесть поперечную арматуру расчетом?"
1. Ответ вижу такой - оставляем чисто конструктивное армирование
2. Начинаем по формуле 6.66 (надо же, какой номер у нее!)) проверять ряд расчетных наклонных сечений и быстро убеждаемся для для всех них условие 6.66 выполняется, и, мало того, даже только Qb достаточно для обеспечения прочности сечения (у нас ведь Q=0,5*Rbt*b*h0 из поста 22)
3. Идем к пункту 8.3.11 и по абазацу
"В балках и ребрах высотой 150 мм и более, а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более,
на участках элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, следует
предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 0 0,75h и не более 500 мм." убеждаемся что все у нас хорошо."
В результате таких несколько искуственных действий у нас.
1.Расчетом обеспечивается прочность элеметна при работе на попречную силу
2. Расчетом учтена поперечная арматрура, то есть показано, что ее достаточно (несмотря на то, что достаточно даже одного бетона)

Ну как, сдал бы я Вам экзамен?

а то, что Шаг поперечной арматуры, учитываемой в расчете, должен быть не больше Rbt*b*ho*ho/Q, так при нарушении этого требования расчет производят
из условия (6.66) принимая усилия Qsw равными нулю. Как ни крути, все равно в п. 8.3.11 приходим))

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Я ведь не говорю что правильно не ставить, я говорю что в нормах есть ловушки для неокрепших умов.

Сегодня с начальником спорили как считать осадку фундамента по СНиП. Так и не пришли к общему мнению, хотя картинки нарисованы и обозначения подписаны, выходило, что мы оба правы, только, если по моему считать, то осадка будет гораздо больше, чем если считать по моему начальнику. Такие вот чудеса. Как-нибудь подниму эту задачу на форуме, на первый взгляд тривиальную, но только на первый

[baryshnikoff]

Сообщение от cheap Если я Вас правильно понял

наоборот: если конструктивно установленная поперечная арматура может воспринять меньше 25% от величины воспринимаемой бетоном.

[cheap]

baryshnikoff,
при нарушении этого требования расчет производятиз условия (6.66) принимая усилия Qsw равным нулю. Все равно прочность обеспечена, один ведь бетон "тянет" в нашем случае
В чем суть вопроса тогда?

[Pete]

Наиболее опасными явлются наклонные трещины с проекцией в интервале h0=< c <=2h0

[cheap]

а если на расстоянии 3ho приложена сосредоточеная сила?)

[Евгений, Екатеринбург]

cheap, все Ваши рассуждения проистекают из СП52-101-2003, в нем-то как раз и нет разночтения, а в СНиП 2.03.01-84* и как выяснилось в СНБ есть.

Сообщение от cheap делать, если мы не учли в расчете поперечную арматуру, поставили ее в соотв. с конструктивными требованиями, но условие пункта 6.2.34 qsw>0.25Rbt*b выполняется и мы должны учесть поперечную арматуру расчетом

Не должны, а можем учесть.
Вопрос в том что есть формула СНиП 2.03.01-84* которая относится к учитываемым в расчете хомутам (про конструктивность хомутов эта формула не говорит), но если считать по этой формуле то хомуты не требуются. И есть формула (№84 по моему) для расчета без хомутов, по которой эти хомуты требуются. И с учетом тавровых полок (повышающий коэффициент фиf, увеличение до 1,5). Для учета полок требуются надежно заанкеренные хомуты, но если поставить, то хомуты не требуются так как достаточно одного бетона.

Сообщение от cheap Все равно прочность обеспечена, один ведь бетон "тянет" в нашем случае

Для одного бетона по СНиП формула 84 и тогда один бетон "не тянет" - замкнутый круг получается.
Ваш ответ надежный, и в этом смысле правильный, но не имеет под собой буквы СНиПа (я не придираюсь, а так - развлекаюсь ведь загадками). Сейчас эти разночтения убрали и вопросов не возникает.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Сейчас эти разночтения убрали и вопросов не возникает.

На то в НИИЖБе ученые умы и сидят) Залесов А.С. в частности

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Для одного бетона по СНиП формула 84 и тогда один бетон "не тянет" - замкнутый круг получается.

Q<1.5Rbt*b*ho^2/c - для тяжелого бетона - формула 84 СНиП вырождается в формулу 6.66 СП. Разве нет?
+Qb,min=0.6Rbt*b*ho
а у нас Q=0.5Rbt*b*ho (ну, или в случае СНиП 0.6)
Опять таки "тянет" все)
Я, наверное, где-то какое-то логическое звено упускаю.
PS. Сам пока не успел попробовать, но руки "уже чешутся" ансисом и солидом 65 получить опасную проекцию наклонной трещины. Не пробовали получить и сравнить с нормами? Аналогично с расчетом пространственного сечения на кручение.

Offtop: Судя по темам автор изучает жбк... скоро пойдут вопросы из следующих глав!
Вспомнил как нас учили - определять трещины исходя из опорной рекакции - она в любом случае сосредоточенная сила. Хотя мне кажется это несколько странным, тк весь расчет построен исключительно на опытах...

[-=Xaoc=-]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург cheap, все Ваши рассуждения проистекают из СП52-101-2003, в нем-то как раз и нет разночтения, а в СНиП 2.03.01-84* и как выяснилось в СНБ есть.

СНиП 2.03.01-84* отметен с 1.03.2004

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Вопрос в том что есть формула СНиП 2.03.01-84* которая относится к учитываемым в расчете хомутам (про конструктивность хомутов эта формула не говорит), но если считать по этой формуле то хомуты не требуются.

Дело в том, что выделять отдельно поперечную силу, воспринимаемую бетоном в формуле определния несущей способности с учетом поперечной арматуры - не следует. Это не самостоятельная величина. Она показывает какую поперечную силу может воспринять бетон при наличии арматуры. Как только вы арматуру убрали - бетон ту же силу воспринять не может. То есть получается некое косвенное влияние армирования на несущую способность бетона.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap На то в НИИЖБе ученые умы и сидят) Залесов А.С. в частности

Да А.С. Залесов король железобетона.
Только и нам без ума не гоже проектировать.

Сообщение от cheap Опять таки "тянет" все) Я, наверное, где-то какое-то логическое звено упускаю.

Вопрос вот в чем:
Предположим что С=2,2ho (ну допустим сила там сосредоточенная приложена).
И сравните теперь результаты по формуле 76 и 84.

Сообщение от cheap PS. Сам пока не успел попробовать, но руки "уже чешутся" ансисом и солидом 65 получить опасную проекцию наклонной трещины. Не пробовали получить и сравнить с нормами? Аналогично с расчетом пространственного сечения на кручение.

Боюсь браться за такую задачу - достоверные опытные данные отсутствуют (у меня), а со СНиПом в данном случае сравнимать не имеет смысла - СНиП дает не "правильное" решение, а гарантированное, особенно при кручении. Так что калибровать модель не получится. С изгибом-то только для балки решил, следующее за что возьмусь это плиты.

Сообщение от -=Xaoc=- СНиП 2.03.01-84* отметен с 1.03.2004

Да мы тут развлекаемся на тему неточности в нормативной документации, а не ищем конкретный ответ по нормам.

Сообщение от Нитонисе показывает какую поперечную силу может воспринять бетон при наличии арматуры. Как только вы арматуру убрали - бетон ту же силу воспринять не может.

это не имеет никакого физического смысла, т.к. до образования трещин арматура практически не работает и бетон "не знает" что арматура в нем вообще есть. Сравните момент сопротивления простого сечения бетона и приведенного с учетом арматуры.

[-=Xaoc=-]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Да мы тут развлекаемся на тему неточности в нормативной документации, а не ищем конкретный ответ по нормам.

Вот именно это и происходит в постах Нитонисе.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от -=Xaoc=- Вот именно это и происходит в постах Нитонисе.

Он-то как раз свято верит в нормы и хочет их знать, а понимать не хочет, а я хочу его веру пораскачивать чуть-чуть :-). У него уже тень сомнения закралась - надо только последний клин забить.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Да мы тут развлекаемся на тему неточности в нормативной документации, а не ищем конкретный ответ по нормам.

... в рабочее время

Сообщение от Евгений, Екатеринбург И сравните теперь результаты по формуле 76 и 84.

по 76
Qb=0.9Rbt*b*h0
по 84
Qb=0.68Rbt*b*h0
Происходит это из-за разницы в коэффициентах фибетона2 и фибетона4. В СПшке они равны между собой и равны 1.5
Но как бы там ни было, в обоих расчетах по СНиП (без учета поп. ар-ры и с ее учетом) Qb не меньше 0.6Rbtbho (или 0.5 в СП) (п. 3.31 и п 3.32)
все равно, "тянет"

Сообщение от Евгений, Екатеринбург СНиП дает не "правильное" решение, а гарантированное

Золотые слова!
Но все равно, опасную расчетную трещину в Ансис, боюсь об заклад, получить можно, для короткой балки (при соблюдении принципа Сен-Венана) Имею в виду, что не настолько короткой, чтобы считать ее массивным телом или балкой-стенкой.
Численное решение, конечно, соответствия СП не даст, но характер разрушения покажет, вероятно, весьма похожий на правду.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap Qb=0.9Rbt*b*h0 по 84 Qb=0.68Rbt*b*h0 ... Но как бы там ни было, в обоих расчетах по СНиП (без учета поп. ар-ры и с ее учетом) Qb не меньше 0.6Rbtbho (или 0.5 в СП) (п. 3.31 и п 3.32) все равно, "тянет

Правильно, но ведь у Вас получилось не меньше, значит корректировать не надо? Значит если бы у Вас было Q=0,8*Rbt*b*h0 то и возникает указанная неопределенность.

Сообщение от cheap Численное решение, конечно, соответствия СП не даст, но характер разрушения покажет, вероятно, весьма похожий на правду

Направление трещин совпадает, но это я и без Ансиса мог сказать.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Значит если бы у Вас было Q=0,8*Rbt*b*h0 то и возникает указанная неопределенность

Наконец-то понял, о чем Вы.

Кстати, что такое Qb,min=0.5 Rbt*b*ho (по СП)? это Qb=1.5Rbt*b*ho^2/c для с=3*h0
Исходя из этого делаю вывод, что проверять сечения с величиной проекции с>3ho не имеет смысла из-за ограничения Qb величиной Qb,min и Qsw величиной Qsw=0.75*qsw*2h0 (п.6.2.34).

Выходит, что если Q>0.5Rbt*b*ho в наклонном сечении с с=3ho, то ставить хомуты надо. А все промежуточные "надо или не надо" опредялются проверкой каждого отдельного сечения.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Направление трещин совпадает, но это я и без Ансиса мог сказать.

Причина появлений наклонных трещин (да и любых других трещин, вызванных силовыми воздействиями, за исключением разрушения сжатой зоны бетона) - главные растягивающие напряжения в изгибаемом элементе. Кто помнит сопромат хоть немного, тот без труда нарисует их идеализированные траектории в шарнирной балке под равномерной нагрузкой. Трещины от растяжения бетона возникают на площадках, нормальных направлению этих напряжений.
Именно поэтому Вы и без Ансиса все можете сказать, но..
1. Действительно ли наклонная трещина прямолинейна, или имеет определенную кривизну (видел видео краш-тестов балок, идеально прямых наклонных трещин не видел. Может, это, конечно обусловлено крупным заполнителем бетона)
2. Как влияет попречная арматура на форму и длину проекции наклонной трещины?
3. Как влияет вид поперечной арматуры (отгибы или хомуты) на вопрос 2?

Это, конечно все словоблудие, переливание из пустого в порожнее, для развлечения больше, нежели чем для практической выгоды.
Хотя есть одна тема для численного, а затем и натурного исследования интересная -
раздавить по поперечной силе две балки - одну, армированную хомутами, другую - отгибами. При этом балки спроектировать так, чтобы по поперечной силе по нормам они несли одну и ту же нагрузку. Сравнить предельные нагрузки из численного эксперимента, провести эксперимент натурный, сделать выводы о том, какой вариант более надежный, дать кое-какие рекомендации, учесть опыт зарубежных коллег- вот уже и целый диссер к.т.н.а почти))) На простой обыденной задаче, между прочим)

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap Кстати, что такое Qb,min=0.5 Rbt*b*ho (по СП)? это Qb=1.5Rbt*b*ho^2/c для с=3*h0

Да, я об этом выше писал.

Сообщение от cheap 1. Действительно ли наклонная трещина прямолинейна, или имеет определенную кривизну (видел видео краш-тестов балок, идеально прямых наклонных трещин не видел. Может, это, конечно обусловлено крупным заполнителем бетона)

и без Ансис и в Ансис главные напряжения образуют арки, так что трещины криволинейны.

Сообщение от cheap 2. Как влияет попречная арматура на форму и длину проекции наклонной трещины?

На длину и форму никак, но на то какая из всех трещин будет опасной (т.е. в каких хомутах будет больше напряжение) повлияет.

Сообщение от cheap 3. Как влияет вид поперечной арматуры (отгибы или хомуты) на вопрос 2?

Никак - вместо разных напряжений в хомутах появится одно в отгибе.

Повторюсь - браться за такое в Ансис без опыта расчета изгибаемых не очень хорошее дело, и без опыта экспериментов тоже, т.к. сильно будут влиять константы типа доли касательных усилий передаваемых через открытые и закрытые трещины, а они у разных исследователей очень сильно разнятся.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Никак - вместо разных напряжений в хомутах появится одно в отгибе.

Усилия по хомутам по длине трещины распределены неравномерно (отсюда растут ноги у Rsw=Rs*0.8)
Отгиб - тоже поперечная арматура, в расчете сопротивление у него тоже Rsw. А что, если расчетная наклонная трещина пересекает только один отгиб? Он тоже будет работать с Rsw? По нормам - да, а по правде - неизвестно. Неизвестно также, равно ли действительное среднее напряжение в хомутах Rsw в стадии разрушения.
+все, это нагружено системой эмпирических коэффициентов
0.75*qsw*c, а для продавливания вообще 0.8*qsw*u
Нужно ли для отгибов, например, учитывать эти 0.75 и 0.8 при расчете на попречную силу и на продавливание соответственно? Я - учитываю. Уверен, что найдутся инженеры, которые считают, что учитывать не надо, или просто не знают, что есть такие коэффициенты, потому что лень внимательно читать. А пробел в теории расчета элементов на поперечную силу с отгибами остается в наших нормах, почему-то его предпочитают обходить стороной.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Повторюсь - браться за такое в Ансис без опыта расчета изгибаемых не очень хорошее дело, и без опыта экспериментов тоже

Ну, скажем "опыта расчета" у нас найдется. По крайней мере, так многие про себя любимых думают))) А эксперимент, в котором измерят "доли касательных усилий передаваемых через открытые и закрытые трещины" в нашем городе вряд ли можно поставить. Последний визит в испытательный цех УралНИИАС оставил лишь легкую грусть на душе. Интересно то, что заниматься наукой очень хочется, но в наших условиях это либо плохо обусловленный численный эксперимент, либо переезд туда, где заниматься наукой можно свободно и где за это платят деньги. Это не РФ). Такие же у нас выходят ктны- решение какой-нибудь задачи в МКЭ и ничего нового.

[Нитонисе]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург Он-то как раз свято верит в нормы и хочет их знать, а понимать не хочет

Какие-то у вас формулировки странные. Вероятно они происходят от того, что нормы у вас по свей сути не нормы, а рекомендации. В Беларуси же нормы являются законом. Ну а если не выполнять закон - известно где можно очутиться. Потому пока СНб не дало команду "фас" на теории того или иного ученого деятеля - мне будет все равно что там эти деятели понапридумывали. Я стремлюсь придерживаться исключительно тех теорий и предпосылок к расчету, которые упомянуты в СНБ. Все остальное - от лукавого и меня не интересует. А вот в тех теориях и предпосылках к расчету, которые заложены в СНБ - хочу разбираться досконально. Ко всему прочему это моя обязанность.

[-=Xaoc=-]

Сообщение от Нитонисе Какие-то у вас формулировки странные. Вероятно они происходят от того, что нормы у вас по свей сути не нормы, а рекомендации.

да уж ... если бы Вы хоть немного разобрались то не говорили бы так. Нормы как были "у нас", т.е. для Вас это "заграница" ,так и остались. Нормы носят рекомендательный характер, потому чтоб снять ответственность с государства и перенести ее на застройщика (проектировщика)- это всего лишь юридический вопрос. Т.к. раньше если все сделано по нормам и рухнуло, то ответственность на государстве, а сейчас на застройщике (проектировщике).

[Нитонисе]

Сообщение от -=Xaoc=- Т.к. раньше если все сделано по нормам и рухнуло, то ответственность на государстве, а сейчас на застройщике (проектировщике).

Вот именно поэтому я стремлюсь следовать нормам с предельно возможным для меня буквоедством. Если бы это мне не гарантировало спокойствие вплане того что я что-то сделал не так, за что мне придтся отвечать, то я бы гораздо больше интресовался реальной работой конструкций. Сейчас же меня волнует гораздо больше как работает конструкция по СНБ, а уж как она реально работает - пусть заботит составителей СНБ. Надо отметить, что я считаю такой подход правильным. Нормодатель придумал нормы, государство их утвердило как руководство к действию, рядовые инженеры их реализовали. Если же проектировать под полную ответственность проктировщика, то это нужно иметь очень качественный инженерный состав. Халтурщиков не должно быть, проектированием должны заниматься очень сильные спецы. А вот достигнуть того, чтобы на проектных работах были заняты только высококласные спецы - невозможно. Работы больше чем спецов, потому менее сильным проектировщикам нужны нормы, которые явным образом регламентируют их деятельность.

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap Нужно ли для отгибов, например, учитывать эти 0.75 и 0.8 при расчете на попречную силу и на продавливание соответственно?

У меня одного в пособии к СП написано про отгибы? А то уже второй человек говорит что нету. Конечно надо - в пособии так и написано.

Сообщение от cheap Ну, скажем "опыта расчета" у нас найдется

У Вас есть опыт расчета 65-ми? приходите, посмотрим, очень интересно.

Сообщение от cheap А эксперимент, в котором измерят "доли касательных усилий передаваемых через открытые и закрытые трещины" в нашем городе вряд ли можно поставить

Ставить его бесполезно - их много проведено, но только результаты сильно разнятся, оттого и в нормах такая чехарда с коэффициентами - то для бетона вместо "всегда 0,6" делают определение через с, но с 0,6, потом вместо 0,6 делают 0,5. То для хомутов резко появляется 0,75, хотя 0,8 уже учли один раз.
В НИИАСе кстати Сергей Павлов заведует испытательным центром - замечательный человек, как и его отец - В.В. Павлов.

[4 и 6]

Евгений, Екатеринбург
Offtop: а что это за легендарное пособие к СП?
спасибо

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от 4 и 6 Offtop: а что это за легендарное пособие к СП? спасибо

Да вроде обычное пособие к СП52-101-2003 (один из самых первых печатных экземпляров кстати). Разве что с автографом и печатью.

[4 и 6]

Offtop:
Я об полном официальном названии интересуюсь.
спасибо.

Разве что с автографом и печатью.

печать библиотеки? ворованное?

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от 4 и 6 Offtop: Я об полном официальном названии интересуюсь. спасибо. Цитата: Разве что с автографом и печатью. печать библиотеки? ворованное?

Все ворованые книжки я потом возвращаю или передаю тем кому они больше нужны.

[cheap]

Сообщение от Евгений, Екатеринбург У меня одного в пособии к СП написано про отгибы? А то уже второй человек говорит что нету. Конечно надо - в пособии так и написано.

в пособии нет ни слова о продавливании с отгибами. Да и потом, документ этот сделан, что называется "для демонстрации примеров расчета"+уточнение некоторых положений. Ссылаться все равно на СП в расчетах надо при обосновании проектных решений. Хотя, нужно это только для прохождения экспертизы, да и то, если потребуют)

Сообщение от Евгений, Екатеринбург У Вас есть опыт расчета 65-ми? приходите, посмотрим, очень интересно.

Ах вы про расчет 65? Просто по тексту Вашему понял, что Вы другое что-то имели в виду) Ну, будет опыт скоро))) пока только смелости набираюсь да начальные шаги в ансисе делаю+копаем понемногу саму теорию железобетона+ с кем проконсультироваться есть в расчетах 65. Не пропадем. Будет результат интересный- дам знать. Хоть опытом поделитесь, и то полезно будет, может я чем полезным буду Вам, тоже не исключено.
Да и потом, уверены ли Вы, что в отношении изгибаемых Вы получили "решение, очень близкое к действительности". Как Вы производите верификацию? Как доказать правильность машинного решения вообще?

[Евгений, Екатеринбург]

Сообщение от cheap в пособии нет ни слова о продавливании с отгибами.

О продавливании в пособии нет, но про 0,75 при расчете на поперечную силу есть. Про продавливание я читал в одном автореферате, но этот человек просто подогнал под 0,8 - не могло так четко сойтись, а это очень нечестно - не люблю я этого.

Сообщение от cheap пока только смелости набираюсь да начальные шаги в ансисе делаю

дорогу осилит идущий. Успехов, чем смогу готов помочь.

Сообщение от cheap с кем проконсультироваться есть в расчетах 65

В городе? Кто?

Сообщение от cheap Да и потом, уверены ли Вы, что в отношении изгибаемых Вы получили "решение, очень близкое к действительности"

Конечно, я же сначала статически определимую балку посчитал, в которой момент пластического шарнира вычисляется "вручную" однозначно.

Сообщение от Евгений, Екатеринбург У меня одного в пособии к СП написано про отгибы? А то уже второй человек говорит что нету. Конечно надо - в пособии так и написано

Евгений, Вы будете смеяться, в пособии отгибы есть, а в СП НЕТ!