[SergeyMetallist]

Здравствуйте, уважаемые форумчане. В ряде источников встречал информацию о том, что с0 (проекция наклонной трещины, исходя из которой считается сопротивление хомутов поперечной силе) изменяется от h0 до 2h0. Однако в СП по железобетону написан только верхний предел (с0<2h0). В итоге, если считать по СП участок балки на опоре, то прочность ограничивается 2,5Rbth0b в независимости от того, сколько поперечной арматуры и с каким шагом мы поставили в приопорной зоне. Если же взять h0<c0<2h0, то какое то значение поперечки будет учтено в любом случае и вполне можно добится прочности выше, чем 2.5Rbth0b. Хотелось бы прояснить данную ситуацию и выслушать Вашии мнения по этому поводу. Заранее спасибо за ответы

[GIP]

Не совсем понял вопроса, давайте лучше разберем конкретный пример.

Сообщение от SergeyMetallist В итоге, если считать по СП участок балки на опоре, то прочность ограничивается 2,5Rbth0b в независимости от того, сколько поперечной арматуры и с каким шагом мы поставили в приопорной зоне

Это проверка для элементов без поперечной арматуры или МАХ значения Qb, остальное берем Qsw

Сообщение от SergeyMetallist Если же взять h0<c0<2h0, то какое то значение поперечки будет учтено в любом случае и вполне можно добится прочности выше, чем 2.5Rbth0b

Значение С0 = С принимается по точкам приложения сосредоточенных сил и по формуле в п.3.32 пособия или для распределенной по формуле наихудшего положения C. Где вы взяли ограничения h0<C, такое ограничение есть при проверке по бетонной полосе между наклонными сечениями, но его нет в проверках по наклонным сечениям

P.S. ссылки на пособие к СП 52-101-2003

[SergeyMetallist]

Сообщение от GIP Где вы взяли ограничения h0<C, такое ограничение есть при проверке по бетонной полосе между наклонными сечениями, но его нет в проверках по наклонным сечениям

Ну, например: Гарбусенко "Основы расчета железобетона в вопросах и ответах" пункт 87 стр.44; методичка техсофта по статике 2011 (есть на их сайте в разделе поддержка--> пособия стр. 167);наконец, СНиП 2.03.01-84* БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ п.3.31 ниже формулы 79

Сообщение от GIP Это проверка для элементов без поперечной арматуры или МАХ значения Qb, остальное берем Qsw Значение С0 = С принимается по точкам приложения сосредоточенных сил и по формуле в п.3.32 пособия или для распределенной по формуле наихудшего положения C. Где вы взяли ограничения h0<C, такое ограничение есть при проверке по бетонной полосе между наклонными сечениями, но его нет в проверках по наклонным сечениям P.S. ссылки на пособие к СП 52-101-2003

Если в соответствие с п.6.2.34 СП 52-101-2003 проводить расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению для ряда сечений при расстоянии от опоры 0<c<3h, то при c = 0(непосредственно у опоры) прочность элемента будет определятся лишь Qb, поскольку Qsw = фиsw*qsw*c=0 (поскольку с=0) независимо от значения qsw (даже если стоят хомуты диаметром 20 мм с шагом 50 мм). Это если не учитывать, что с>h0. Но в СП про это ни слова...

3.32. При проверке условия (3.44) в общем случае задаются рядом наклонных сечений при различных значениях с, не превышающих расстояние от опоры до сечения с максимальным изгибающим моментом и не более 3h0.
При действии на элемент сосредоточенных сил значения с принимают равными расстояниям от опоры до точек приложения этих сил (черт. 3.10), а также равными но не меньше h0, если это значение меньше расстояния от опоры до 1-го груза.
При расчете элемента на действие равномерно распределенной нагрузки q невыгоднейшее значение с принимают равным , а если при этом < или >2, следует принимать , где значение q1 определяют следующим образом:
а) если действует сплошная равномерно распределенная нагрузка q, q1 = q;
б) если нагрузка q включает в себя временную нагрузку, которая приводится к эквивалентной по моменту равномерно распределенной нагрузке qv (т.е. когда эпюра моментов М от принятой в расчете нагрузки qv всегда огибает эпюру М от любой фактической временной нагрузки), q1 = q - 0,5qv.
При этом в условии (3.44) значение Q принимают равным Qwax – q1c, где Qmax - поперечная сила в опорном сечении.

Блин, формулы не передаются ведь... Но по тексту есть искомая фраза...

Т.е. для случая сосредоточенных сил расписано что Вы хотите, а для распределенной нагрузки - эта фраза опускается т.к. есть способ найти невыгодное положение c, а не подбирать его от 0 до 3h0... Хотя интересно - может ли по расчету с выйти меньше h0? )

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist Если в соответствие с п.6.2.34 СП 52-101-2003 проводить расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению для ряда сечений при расстоянии от опоры 0<c<3h, то при c = 0(непосредственно у опоры) прочность элемента будет определятся лишь Qb, поскольку Qsw = фиsw*qsw*c=0 (поскольку с=0) независимо от значения qsw (даже если стоят хомуты диаметром 20 мм с шагом 50 мм). Это если не учитывать, что с>h0. Но в СП про это ни слова...

если проверяете прочность по наклонным сечениям непосредственно на опоре при С=0, то конечно хомуты вам ничего не дадут, ведь с=0 ! И прочность будет определятся конечно только Qb=2,5Rbth0b. Или я опять не догнал вашего вопроса

Сообщение от SergeyMetallist Ну, например: Гарбусенко "Основы расчета железобетона в вопросах и ответах" пункт 87 стр.44; методичка техсофта по статике 2011 (есть на их сайте в разделе поддержка--> пособия стр. 167);наконец, СНиП 2.03.01-84* БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ п.3.31 ниже формулы 79

в этом списке нет СП !

[SergeyMetallist]

GIP, Алексей, я сейчас говорю именно про СП как про основной документ по расчету ЖБ. Пособие его может только дополнять, но никак не противоречить. Итак открываем СП и хотим посчитать прочность наклонных сечений из условия Q<Qb+Qsw. Задаемся рядом сечений (c=0, c=0.1 м, с=0,2 м....) считаем Qb и Qsw. Рассмотрим сечение на опоре Qb=2.5Rbt*h0*b, Qsw = 0. Получается, что Q<Qb+Qsw=2.5Rbt*h0*b. Т.е. если имеется сечение 400х200 мм из бетона В15 с h0=360 мм, то максимальная поперечная сила на опоре не должна превышать Q=2,5*0.36м*0.2 м* 750 кПа= 135 кН = 13,5 т. Однако если такое сечение почитать, например, в Арбате, то вполне можно добится, чтобы данное сечение несло 18 т, см. вложение (именно за счет хомутов, которые вроде как учитываться не должны). Т.е. Арбат учитывает сопротивление не только бетона, но и хомутов.
Судя по тому, что написано в справке по статике от техсофта (h0<c<2h0), поперечка там тоже учитывается в любом случае. Не знаю, как в дало обстоит в лире, может Алексей подскажет, он вроде ее пользователь... Таким образом програмные софты видимо вводят таки ограничение с>h0, хотя в СП этого нет.
В пособии данное ограничение присутствует для случая загружения сосредоточенными силами. А поскольку распределенную нагрузку можно заменить конечным числом сосредоточенных сил без существенной потери качества результатов, то можно утверждать, что это ограничение верно и в общем случае (трещина не может быть прямой, она всегда будет наклонной и соответственно вовлечет часть поперечной арматуры в работу). НО В СП ТО ЭТОГО НЕТ! И там не сказано, что приведенную методику можно использовать только совместно с пособием. Т.е. посчитв строго по СП получаем ошибочные результаты... Хорошо хоть в запас...

P.S. Алексей, есть подозрение, что п. 3.32 в части распределенной нагрузке относится к однопролетной балке, где Q одинакова на обеих опорах. Верны ли данные рассуждения для неразрезных разнопролетных балок, ведь в этом случае, ИМХО, должна учитываться не только величина q, но и распределение внутренних усилий Q в балке? А если на балку действуют и сосредоточненные силы и распределенные нагрузки, причем распределенные неравномерно приложены по длине и переменны по значению, как тогда с искать? Поэтому и решил написать общий случай перебора всех сечений в соответствии с СП, осталось с граничными условиями определится...

А эту статью читали?

[SergeyMetallist]

Ал-й, спасибо за статью, крайне познавательно. Я так понял, что при разнопролетных неразрезных балках, формула п.3.32 не точна, но погрешность невелика. Жаль, что автор не прокоментировал тот факт, что в новом СП убрали нижнюю границу с для арматуры(с<h0), а просто констатировал данный факт (мол раньше было данное ограничение, теперь сняли). Это ведь еще один запас. Поэтому вопрос поста №1 увыостается открытым... Сам склоняюсь к тому, что ограничение все же приниматьо нужно. Т.е. принимать Qswmin=фиsw*qsw*ho, рассматривая расчетные сечения не от опоры, а от h0. Это подтверждает и пособие, предлагая принимать с>h0 для случая нагружения сосредоточенными силами. Тем более расчетные програмные комплексы это ограничение вводят (иначе как, например, Арбат учтет поперечку в расчете, если он не обладает информацией, насколько близко от опоры находится рассматриваемое сечение). У кого еще какие мнения по этому поводу есть?

P.S. После прочтения статьи возник еще один интетесный вопрос. В ней автор привел пример расчета балки по СП и старому сНиП. Получилось, что сечение, проходящее по старом нормам, требует значительного усиления по новым (двойной расход арматуры). Но как же тогда быть с многочисленными советскими сериями на сборные балки? Ведь они же вполне могут не пройти по новым нормам. И что все сносить, а серии больше не применять? Или же пересчитывать все серии и заниматься усилением серийных балок?
P.P.S. А вообще, я так понял, у наших норм устоялась стойкая традиция от издания к изданию запасы и расход конструкций увеличивать. Страннная такая традиция... Мне казалось, должно быть наоборот.

Сообщение от SergeyMetallist P.S. После прочтения статьи возник еще один интетесный вопрос. В ней автор привел пример расчета балки по СП и старому сНиП. Получилось, что сечение, проходящее по старом нормам, требует значительного усиления по новым (двойной расход арматуры). Но как же тогда быть с многочисленными советскими сериями на сборные балки? Ведь они же вполне могут не пройти по новым нормам. И что все сносить, а серии больше не применять? Или же пересчитывать все серии и заниматься усилением серийных балок? P.P.S. А вообще, я так понял, у наших норм устоялась стойкая традиция от издания к изданию запасы и расход конструкций увеличивать. Страннная такая традиция... Мне казалось, должно быть наоборот.

Вроде как идея увеличения запасов в нормах - это борьба с упавшим качеством строительства, она даже оправдывает себя - не раз был свидетелем, когда именно запасы спасали конструкцию от строителей...
Серии не пойдут против норм, увы и даже доводилось участвовать в подгонке одного сборного элемента под требования новых норм... Но все еще действует пособие к старому СНиП, так-что если что - можно работать с ним, а что будет в обязательных новых нормах (2011-го года) - пока не ясно...

[SergeyMetallist]

А Вы думаете, что после ввода норм 2011 (хотя похоже уже 2012, год то уж кончается) пособие к сНиП 84 отменят?

Сообщение от SergeyMetallist А Вы думаете, что после ввода норм 2011 (хотя похоже уже 2012, год то уж кончается) пособие к сНиП 84 отменят?

Пока просто следим со стороны =) Будем консультироваться, как только введут... Ведь, к примеру, если введут СНиП РААСН, то как раз наоборот отменится все, что связанно с СП 52-101-2003 )

[SergeyMetallist]

Может всенародное голосование устроить? Я думаю СНиП РААСН победит с большим отрывом)))

[Экс]

А почему в расчетах не учитывается продольная арматура? Ведь при точечной нагрузке рядом с опорой, при небольшом моменте будем иметь легкое продольное армирование и усиленное поперечное. В этом случае возможен срез между соседними хомутами. И наоборот, при значительном моменте возможна ситуация почти продольной трещины...
Может поэтому величина С остается всегдашней страшной загадкой? Из-за неучета продольного армирования?
Это ж очевидная ерунда - вот такие формулы для С, ну и , соответственно, для Q без учета продольной арматуры, да еще вопрос - напряженной или нет! Все расчеты - плюс-минус лапоть с предварительным ковырянием в носу и закатыванием глаз в потолок. Странно, право...

Сообщение от SergeyMetallist Может всенародное голосование устроить? Я думаю СНиП РААСН победит с большим отрывом)))

Ну не знаю - не знаю... В том же СНиПе РААСН - применение модели Карпенко для расчета плит - обязательно - получается придется выкинуть все программы с методом Вуда (Микрофе, Старк, Сивил-Фем, Робот)?
Да и деформационная модель - настолько удобно, особенно для усиления... Я был-бы за разумное объединение, а главное - за отсутствие косяков и опечаток, как во всех актуализированных документах ))

[SergeyMetallist]

Ну микрофе то, думаю, быстро адаптируются. Будет там расчет по двум методам: и Карпенко и Вуда.

Осталось подождать что будет... На своего рода семинаре, где спорили РААСН и НИИЖБ по поводу нового СНиП - ни к чему толком не пришли, но решили работать сообща и создать образцовый документ, лучший из всех актуализированных СНиПов... Ну ждем...

[SergeyMetallist]

...

[Экс]

И действительно! http://dwg.ru/dnl/5986

Как страшно жить...

Экс, Вам хочется учесть непременно работу продольной арматуры на срез? Так в ряде норм это сделано... И есть сравнения с экспериментами как наших норм, так и прочих. Откройте любую диссертацию на эти темы и убедитесь. По сути для каждого расчетного случая вернее оказываются те или иные нормы... И зачастую неправы бывают нормы с учетом продольного армирования - все таки процесс точного решения этой задачи до сих пор идет.

[Экс]

Сообщение от Ал-й Экс, Вам хочется ...?

Мне просто очень непонятны безбашенные допуски при расчетах... Да еще и когда оставлены
узаконенные СНиПами вот такие очевидные расчетные дырки. Я когда только первый раз
разбирался с наклонной трещиной - думал в книге печатка - нет учета продольного армирования. Сразу в глаза ведь лезет. Но нет.. Оказывается это узаконено..
Понимаете, я не могу переварить огромные погрешности расчетов. Ведь люди живут , работают там... Ладно статика . А в сейсмике вообще все расчеты - мыльные пузыри. Неглядя на все эти Лиры СКАДы, Мономахи...
Может вообще подход расчета наклонных сечений неверен?

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist GIP, Алексей, я сейчас говорю именно про СП как про основной документ по расчету ЖБ. Пособие его может только дополнять, но никак не противоречить. Итак открываем СП и хотим посчитать прочность наклонных сечений из условия Q<Qb+Qsw. Задаемся рядом сечений (c=0, c=0.1 м, с=0,2 м....) считаем Qb и Qsw. Рассмотрим сечение на опоре Qb=2.5Rbt*h0*b, Qsw = 0. Получается, что Q<Qb+Qsw=2.5Rbt*h0*b. Т.е. если имеется сечение 400х200 мм из бетона В15 с h0=360 мм, то максимальная поперечная сила на опоре не должна превышать Q=2,5*0.36м*0.2 м* 750 кПа= 135 кН = 13,5 т. Однако если такое сечение почитать, например, в Арбате, то вполне можно добится, чтобы данное сечение несло 18 т, см. вложение (именно за счет хомутов, которые вроде как учитываться не должны). Т.е. Арбат учитывает сопротивление не только бетона, но и хомутов.

Использовать программу сопротивления сечений в качестве доказательства совершенно не корректно. Программа не знает где именно находится ваше сечение, и задавая поперечную арматуры вы принудительно указываете программе учитывать ее в проверках, отсюда результат. Попробуйте получить такойже результат проводя экспертизу балки в Арбате. Никто не запрежает вам брать С0 меньше h0, просто при малых значениях C0 значение Qsw будет маленькое (Qsw = 0.75*qsw*C0), т.е. чем меньше С0, тем меньше толку от поперечки. Что касается ограничения по С0<h0, то оно есть для случая, когда дейсвуют сосредоточенные силы и вы обязаны проверить сечение с С0 = корень (Mb/0.75/qsw), и если С0 по формуле меньше h0, а ближайшая сила дальше, то С0 в данном случае принимается С0=h0. Предлагаю все-таки рассмотреть конкретный пример, чтобы расставить все точки над i.


P.S. Не забывайте, что есть конструктивные требования МАХ допустимого шага для хомутов 0.5h0
При одновременном действии сосредоточенных сил и распределенной нужно делать проверки и для сосредоточенных и для распределенной

[SergeyMetallist]

GIP, Арбат считает на поперечку одинаково и в сопротивление сечений и в экспертизе балки (т.е. в обоих случаях расстояние до опоры не учитывается). По поводу необходимости ограничения с>h0 по ходу дисскуссии разобрался сам, надеюсь в новую редакцию сНиПа его все-таки введут (ведь было же оно в старом сНиПе, наблюдалось в ходе многочисленных эспериментов (ну не ломалась балка на опоре по нормальному сечению, только по наклонному)...А тут бац и исключили...) , дабы не путать людей. Всем спасибо за высказанные мнения. Единственное оправдание СП - такой случай, когда сечение не проходит на опоре по сопротивлению бетона достаточно редок при практических расчетах...

P.S. Приведя пример расчета в Арбате, я хотел показать, что если не вводить ограничение с0>h, то в данном конкретном примере Арбат считает неправильно, причем ошибка идет не в запас.

[GIP]

Да, к примеру погонял расчет балки с вашими данными (не в Арбате), расчет четко по СП, получаются неадекватные результаты:

загрузил балку распределенной нагрузкой, так чтобы на опоре было 18т, заданое вами поперчное армирование проходит,
потом загрузил символической сосредоточенной нагрузкой (50 кг) с привязкой менее h0, очень близко к опоре - сечение сразу перестает резко нести нагрузку - провал в несущей способности, т.е. заставил программу делать проверку с С0<h0 и вот результат Qsw стремится к нулю - балка не несет

[GIP]

Еще раз посмотрел пособие к старому СНиП :
Qsw= qsw* C0,
где С0 - длина проекции наклонной трещины на продольную ось элемента, принимаемая равной:
С0 = корень(Mb/qsw), но не более С и не более 2h0 , а также не менее h0, если C>h0,
Т.е. ограничение С0>h0 , работает, если сила приложена дальше h0 и соответственно С тоже больше h0. А если сила приложена на расстоянии с<h0, то ограничение С0>h0 не работает, т.е. прихожу к выводу, что в старом СНиПе тоже самое, что и в новом СП, тока в новом СП :
Qsw=0.75* qsw* C0, где
С0 - длина проекции наклонной трещины, принимаемая равной С, но не более 2h0
В итоге ограничения по С0 абсолютно одинаковые что в СП, что в СНиП

[SergeyMetallist]

Сообщение от GIP Т.е. ограничение С0>h0 , работает, если сила приложена дальше h0 и соответственно С тоже больше h0.

В этом случае не требуется никаких ограничений. Если сила приложена на расстоянии больше чем h0, с какой стати мы будем брать с0<h0 Имеется ввиду, если с<h0, берем с0=h0. А в сНиПе банальная опечатка, подтверждение чего можно найте во многих источниках (некоторые уже приводил, также можете почитать статью, выложенную Алексеем в данной теме). Впрочем, если не верите, можете оставаться при своем мнении и считать, что от поперечной силы балки может разрушится по нормальному сечению. Ваше право...

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist В этом случае не требуется никаких ограничений. Если сила приложена на расстоянии больше чем h0, с какой стати мы будем брать с0<h0

вы не поняли - речь идет про СниП, где Со не берется, а вычисляется по формуле, в отличие от СП, поэтому ваш комментарий абсолютно не понятен. По формуле С0 может получиться меньше h0. СНиП является официальным документом, и мне не известно официальных источников, где указана опечатка, о которой вы говорите, если вас не затруднит прошу указать на источник. В статье Алексея по этому поводу ничего нет.

[SergeyMetallist]

Сообщение от GIP В статье Алексея по этому поводу ничего нет.

стр. 13, первый столбец, второй абзац

Официальных подтверждений, увы, не нашел, подтверждений в технической литературе - сколько угодно...

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist стр. 13, первый столбец, второй абзац Официальных подтверждений, увы, не нашел, подтверждений в технической литературе - сколько угодно...

Да, есть там такое, но указано как факт, без комментариев откуда, хотя если внимательно читать СНиП, то ограичение С0>=h0, работает при С>h0. А вот интересно, в этой же статье стр.14 первый столбец, третий абзац указно, что Сmin >=0.6h0, откуда эта цифра ? 0.6h0

[SergeyMetallist]

Это для бетонных сечений без поперечки. сmin=0.6h0 следует из ограничения Qb=1.5Rbt*ho^2*b/c<2,5Rbt*ho*b, тогда с>1.5h0/2.5=0.6h0

P.S. Филосовско-риторический вопрос следующего характера: допустим есть бетонная балка со значительной срезающей силой, так что усилие в бетоне получается больше, чем 2.5Rbt*h0*b. Так вот, если допустить, что ограничения с0>h нет и проверка осуществляется в опорном сечении, то сколько бы поперечки мы в балку не заложили, она все равно треснет по сечению, перпендикулярному ее оси, а заложенная арматура в работу не включится. Я Вас правильно понимаю?

P.P.S. Сами вроде писали про в одном из постов про парадоксы, когда от силы 50 кг балка перестает нести... И все равно продолжаете отстаивать свою точку зрения. Может еще кто-нибудь выскажется по этому поводу (Ал-й, возвращайтесь в тему )

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist Это для бетонных сечений без поперечки. сmin=0.6h0 следует из ограничения Qb=1.5Rbt*ho^2*b/c<2,5Rbt*ho*b, тогда с>1.5h0/2.5=0.6h0

Да, точно, обычно просто берешь 2.5 Rbt b h0, с=0.6h0 как-то вылетело из памяти ), это все для Qb....

Сообщение от SergeyMetallist P.S. Филосовско-риторический вопрос следующего характера: допустим есть бетонная балка со значительной срезающей силой, так что усилие в бетоне получается больше, чем 2.5Rbt*h0*b. Так вот, если допустить, что ограничения с0>h нет и проверка осуществляется в опорном сечении, то сколько бы поперечки мы в балку не заложили, она все равно треснет по сечению, перпендикулярному ее оси, а заложенная арматура в работу не включится. Я Вас правильно понимаю?

Получается в данном случае нужно увеличивать класс бетона или размеры сечения, но никак не поперчку

Сообщение от SergeyMetallist P.P.S. Сами вроде писали про в одном из постов про парадоксы, когда от силы 50 кг балка перестает нести... И все равно продолжаете отстаивать свою точку зрения.

Да нет, я разбираюсь как правильно считать по СП, чтобы при разборке полетов до меня не докапались, например в экспертизе ), не могу же я ссылаться на статьи в журналах !

[SergeyMetallist]

Сообщение от GIP Получается в данном случае нужно увеличивать класс бетона или размеры сечения, но никак не поперчку Да нет, я разбираюсь как правильно считать по СП, чтобы при разборке полетов до меня не докапались, например в экспертизе ), не могу же я ссылаться на статьи в журналах !

Если строго по СП - правда на Вашей стоороне, спору нет. Но в реальности хорошо заармированная балка НИКОГДА не разрушится по нормальному сечению, соответственно поперечка в работу включится. Т.е. в СП очередное вранье... Хорошо хоть случай экзотический (на моей памяти еще не было таких ситуаций, чтобы на опоре усилие превышало 2,5Rbt*ho*b)

[GIP]

А вот вам пример как нужно осторожно верить тому, что пишут в журналах :

Возьмем к примеру все туже статью Алексея )), таблица 8 на стр.12, где дан расчет по СП (колонка справа), подбирая хомуты
автор статьт получил хомуты с шагом 100мм, посчитаем этот пример строго по пособию к СП, где в отличие от самого СП все подробно расписано и пособие к СП самому СП не противоречит, и вот результат СЕЧЕНИЕ НЕ НЕСЕТ :

Определяем усилие в хомутах qsw на единицу длины по формуле 3.48
qsw=Rsw*Asw/Sw=286,71кг/см
Выполняем проверку условия 3.49 qsw>=0.25*Rbt*b
Условие (3.49) выполняется qsw>=0.25*Rbt*b=40,5кг/см
Хомуты в расчете учитываем полностью
По формуле 3.46 вычисляем Мb=1.5*Rbt*b*h0*h0=514188,0кг*см
Вычисляем значение С=корень(Мb/q)=75,6см (по п.3.32 пособия)
Проверяем условие С<2*h0/(1-0.5*qsw/Rbt/b)=799,4см
Условие выполняется. Вычисляем С по формуле С=корень(Mb/(0.75*qsw+q))
С=41,1см (не превышает 0.6h0 !)
Расчетное значение силы в наклонном сечении с длиной проекции С от опоры Q=Qmax-q*C=23304,9кг
Вычисляем значение поперечной силы Qb, воспринимаемой бетоном в наклонном сечении по формуле 3.45
Qb=Mb/С=12523,7395кг
Выполняем проверку Qb<=2.5*Rbt*b*h0=18630,0кг
Проверка выполняется
Выполняем проверку Qb>=0.5*Rbt*b*h0=3726,0кг
Проверка выполняется
Принимаем длину проекции наклонной трещины С0=С=41,05707см
Выполняем проверку С0<=2*h0
Проверка выполняется
Вычисляем значение поперечной силы Qsw, воспринимаемой хомутами в наклонном сечении по формуле 3.47
Qsw=0.75*qsw*C0=8828,60356кг
Проверяем прочность наклонного сечения по формуле 3.44
Q<=Qb+Qsw=21352,34306кг
Проверка не выполняется. Прочность сечения не обеспечена

во вложенном файле более подробно )

[SergeyMetallist]

Сообщение от GIP А вот вам пример как нужно осторожно верить тому, что пишут в журналах :

Осторожно нужно ко всему относится. В том числе к тому, что пишут в нормах. По поводу Вашего поста - не могли бы Вы указать, где ошибка у автора (в расчете по СП)

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist Осторожно нужно ко всему относится. В том числе к тому, что пишут в нормах. По поводу Вашего поста - не могли бы Вы указать, где ошибка у автора (в расчете по СП)

В определении значения С. При действии только распределенной нагрузки наихудшее значение С заранее известно и вычисляется по формуле, помимо этого корректируется при выполнении некоторых проверок.

[SergeyMetallist]

В СП расписан общий случай (перебираешь все с, ищешь наихудшие). Если пособие этому противоречит, то это еще один глюк норм К слову сказать в своей эксельке реализовал общую методику, описанную в СНиП, не открывая пособие

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist В СП расписан общий случай (перебираешь все с, ищешь наихудшие). Если пособие этому противоречит, то это еще один глюк норм К слову сказать в своей эксельке реализовал общую методику, описанную в СНиП, не открывая пособие

нет никакого противоречия. Автор статьи не смог самостоятельно найти наихудшее значение С, для этого в пособии и приведена формула наихудшего значения С при равномерно распределенной, чтобы ничего не перебирать. Посчитал и все. противоречий нет, на то оно и пособие, что там все разжовано, работь на мой взгляд с СП (СНиП) при существующем пособии на мой взгляд не продуманно, много времени экономишь....например на поиске наихудшего значения С

P.S. Надо эксельку на СП переделывать )

[SergeyMetallist]

Сообщение от GIP много времени экономишь....например на поиске наихудшего значения С

Кому экономишь?Экселю? Ему, чтобы все варианты перебрать доли секунды надо А если нагрузка не равномерно распределенная? Если, помимо распределенной(причем не равномерно!) есть и силы и моменты, приложенные произвольным образом? Лучше уж реализовать общий случай и качестве исходный данных заводить эпюру Q, чем выполнять многочисленне проверки и условия пособия для каких-то частных случаеав...

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist Кому экономишь?Экселю?Ему, чтобы все варианты перебрать доли секунды надо

Не все же так считают ), многие вручную практикуются ). А вы уверены, что ваше творение в экселе правильно ищет наихудшее значение ?

[SergeyMetallist]

Нет, конечно. Я ж ко всему критично подхожу. Несколько раз сверял со статикой (творение техсофта), вроде совпадает. Еще раз повторю, что методика СП хороша тем, что там реализован общий случай не зависимо от того, какие нагрузки и в каком месте приложены

[rogerfederer]

В мостовом снипе хорошая методика: там вам учет и продольной арматуры, и срезающего усилия.

[SergeyMetallist]

GIP, совершенно случайно наткнулся на расчет по прочности ж/б сечений в СП 27.13330.2011 БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ, ПРЕДНАЗНАЧЕННЫЕ ДЛЯ РАБОТЫ В УСЛОВИЯХ ВОЗДЕЙСТВИЯ ПОВЫШЕННЫХ И ВЫСОКИХ ТЕМПЕРАТУР (п.7.24). Так вот методика точь в точь как в обычном ж/б сНиПе, с той лишь разницей, что ограничение с>h0 в ней присутствует.

SergeyMetallist, к слову, в проекте актуализированного СНиПа, который висит на сайте Минрегиона (ссыль - http://www.minregion.ru/tehreg/482/485/1301.html ) ограничение также вернули...

[GIP]

Сообщение от SergeyMetallist GIP, совершенно случайно наткнулся на расчет по прочности ж/б сечений в СП 27.13330.2011 БЕТОННЫЕ И ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ КОНСТРУКЦИИ, ПРЕДНАЗНАЧЕННЫЕ ДЛЯ РАБОТЫ В УСЛОВИЯХ ВОЗДЕЙСТВИЯ ПОВЫШЕННЫХ И ВЫСОКИХ ТЕМПЕРАТУР (п.7.24). Так вот методика точь в точь как в обычном ж/б сНиПе, с той лишь разницей, что ограничение с>h0 в ней присутствует.

OK, приму к сведению )