[092]

Произвожу расчет на продавливание. Колонна 60см на 70см. Располагается у края плиты. Нагрузка с перекрытия 27т. Момент по х 9.8тм (среднее значение), по у 0.5тм. Расчетная высота 0.185м. Бетон В25. Если колонна располагается в середине плиты, то Wb.x = (a + h0)((a + h0)/3 + b + h0), Wb.у = (b + h0)((b + h0)/3 + a + h0). А как определяется момент если колонна располагается у края плиты?

[Leonid555]

Посмотрите вот это http://dwg.ru/dnl/2010

[092]

А если у меня предельный воспринимаемый момент получился меньше момента который реально возникает? Необходимо увеличить сечение колонны?

[Leonid555]

Сообщение от 092 А если у меня предельный воспринимаемый момент получился меньше момента который реально возникает? Необходимо увеличить сечение колонны?

Варианты ваших действий:
1) Увеличить сечение колонны
2) Сделать явную капитель
3) Сделать скрытую капитель (с применением поперечной арматуры или жестких элементов проката)
4) Поставить балки
и т.д.

[092]

О спасибо за ответ. Но я немного другое имел ввиду. У меня момент 4.9тм, а предельный момент воспринимаемый бетоном 4.5тм. У меня получается что не проходит по одному только моменту. Если считать без учета момента то запас прочности 36%. А по расчету получается что момент еще бобавляет 110% в худшую сторону...


Момент возникающий в колонне можно получить только из программы лира например?

092, момент не может прибавить 110%, он не может внести вклад больший, чем продольная сила.

[SergeyKonstr]

Сообщение от 092 А по расчету получается что момент еще бобавляет 110% в худшую сторону

Не а.
Момент добавляет 100-36=64 процента.

[092]

Просто очень большой момент получился. Я сейчас выложу подробный расчет в ворде.

А момент в колонне я могу только из лиры взять?
Т.е если продольная сила добавляет 64%. А момент превышает предельный момент в 1.1раза, т.е. на 110%, то необходимо считать, что момент не может добавить больше 64%? А где это в СП есть?

[Meksik]

Не верно определен момент
Mx = (8.87т + 1.08т)/2 = 9.835тм
http://dwg.ru/dnl/5653

[092]

Не 1.08, а 10.8

[Meksik]

Сообщение от 092 Не 1.08, а 10.8

Тогда и пишите 10.8

[SergeyKonstr]

Сообщение от 092 А где это в СП есть?

п. 6.2.46

Продавливающая сила - разность усилий нижележащей и вышележащей колонны.

[092]

Я имею ввиду где в сп написанно что момент деленный на предельный момент не может быть больше чем продальная сила деленная на предельную силу?
"Тогда и пишите 10.8" извините, ошибся

[SergeyKonstr]

Ну говорю, п. 6.2.46, в самом конце.

[092]

О, спасибо! Нашел!
А момент можно только из расчетных программ определить?

[SergeyKonstr]

Почему.
Считайте вручную каркас и определяйте.

[kulvazab]

Сообщение от SergeyKonstr Считайте вручную каркас и определяйте

Во-первых - это раз
во-вторых - это 2
и в-третьих - это 3
Хороший человек SergeyKonstr.

Сообщение от 092 момент еще бобавляет 110% в худшую сторону...

[092]

Сообщение от Meksik Тогда и пишите 10.8

А почему программа ищет максимальный момент воспринимаемый бетоном по наибольшему значению момента сопротивления?
Из научно-технического расчета НИИЖБа. Формула 3.17 и 3.18. В расчете учитывается наименьшее значение W. А в экселевской программе почему-то наибольшее?

092, в расчете учитывается не наименьшее или наибольшее значение момента сопротивления, а то, которое с "догружаемой" стороны. Противоположную сторону момент разгружает.

[Meksik]

Ал-й, благодарю, что ответили за меня в моё отсутствие

[Makson]

Сообщение от 092 Просто очень большой момент получился. Я сейчас выложу подробный расчет в ворде. А момент в колонне я могу только из лиры взять? Т.е если продольная сила добавляет 64%. А момент превышает предельный момент в 1.1раза, т.е. на 110%, то необходимо считать, что момент не может добавить больше 64%? А где это в СП есть?

Mx1/Mbx,ult + My/Mby,ult не должно быть больше F/Fult согласно пособию к СП

[vimax]

Делаю расчет на продавливание по проге Meksik, усилия беру из ЛИРЫ. Возник вопрос: какой максимальный изгибающий момент Мy,sup+int будет в узле 147 (см. рис.)

[Meksik]

Что значит какой максимальный?
С колонн передается 23.2+20.4*=43.6т*м

[vimax]

В ЛИРЕ 23.2 со знаком "+", а 20.4 со знаком "-". Если эти значения подставить в вашу прогу, тогда Мy,sup+int =2,8

[Meksik]

Оба момента направлены в одну сторону- т.е. складываются. А вот знак равнодействующего момента будет зависеть от того, как он расположен по отношению к свободному краю плиты, и куда направлена продавливающая сила. Как правило получается знак "+". Правила знаков можно увидеть в подсказке...

[troja]

Сообщение от Meksik Что значит какой максимальный? С колонн передается 23.2+20.4*=43.6т*м

Уважаемый, а на основании чего вы утверждаете, что изгибающие моменты, действующие в колоннах, "передаются" на плиту перекрытия? Какое они вообще имеют отношение к плите?

[efwl]

Сообщение от troja а на основании чего вы утверждаете, что изгибающие моменты, действующие в колоннах, "передаются" на плиту перекрытия?

а куда они передаются?

[Armin]

Сообщение от troja Уважаемый, а на основании чего вы утверждаете, что изгибающие моменты, действующие в колоннах, "передаются" на плиту перекрытия? Какое они вообще имеют отношение к плите?

Утверждает он на основании Научно-технического отчёта "Разработка методики расчета и конструирования монолитных железобетонных безбалочных перекрытий, фундаментных плит и ростверков". Москва 2002 г.
Допустим рис. 2.1 стр. 20 и расшифровка M к формуле (2.1) стр. 16.

M - сосредоточенный момент от внешней нагрузки, действующий на плиту в месте сопряжения с колонной.

В примечаниях к формуле (2.2) стр. 16 это в явном виде прописано (М1 и М2).

Mloc=M1+M2±Mq. M1 и M2 - моменты в колоннах над плитой и под плитой у граней перекрытия.

Т.е. над плитой по низу стержня (колонна в расчётной схеме) и под плитой по верху стержня берёт моменты, складывает (если надо ещё и Mq учитывает) и пилит пополам. Типа вторая половина учитывается при расчёте на изгиб плиты в зоне продавливания (см. отчёт стр. 17 перед формулой (2.4)).

[troja]

Сообщение от efwl а куда они передаются?

Если не ошибаюсь, то на сжатую часть сечения колонн и растянутую арматуру в противоположной части сечения внецентренносжатых колонн. Если бы этих изгибающих моментов не было бы, были бы центральносжатые колонны, но какое значение это имеет к надёжности примыкания плит перекрытий к этим колоннам? Не кажется ли вам, что для плит перекрытий совершенно не имеет значения тип колонн?

[Armin]

Сообщение от troja Если не ошибаюсь, то на сжатую часть сечения колонн и растянутую арматуру в противоположной части сечения внецентренносжатых колонн.

Задействуя при этом приопорный участок плиты перекрытия.
Узел в монолите "как-бы жёсткий". Соответственно при повороте опорного узла колонны должно поворачиваться и перекрытие.
Вроде как мои мысли подтвержадются статьёй Силантьева А.С. (см. вложение).

Не кажется ли вам, что для плит перекрытий совершенно не имеет значения тип колонн?

Перекрытие толщиной 800 мм и колонна 300х300 мм.
Перекрытие толщиной 160 мм и колонна 800х800 мм.
Есть подозрения, что влияние одного на другое будет разное (перекрытия на колонну или наоборот).

Это сродни заделки перемычки в сборной железобетонной панели в простенок.
Мощная перемычка (пусть высотой 1000 мм) заделанная в тонкий простенок 200 мм, будет поворачивать простенок и узел сопряжения с простенком при расчёте самой перемычки будет податливым или вообще условно можем принять его шарнирным.
И наоборот, тонкая перемычка над проёмом (пусть высотой 200 мм) заделанная в простенок шириной 1000 мм и более.
В данном случае резонно принять жёсткий узел сопряжения с простенком при расчёте перемычки.
Как-то так.
Всё вышесказанное чисто ИМХО.

[efwl]

Сообщение от troja Не кажется ли вам, что для плит перекрытий совершенно не имеет значения тип колонн?

вы думаете, что там шарнир (в плите)?

[troja]

Сообщение от efwl вы думаете, что там шарнир (в плите)?

Можете себе представить, что совершенно так не думаю. А вот реально думаю об абсурдности навязанного проектировщикам расчёта на так называемое "продавливание" узлов стыка колонн с безбалочными перекрытиями с учётом не только вертикальной нагрузки от плиты, но и с учётом изгибающих моментов, действующих в колоннах каркаса. При этом сразу оговорюсь, что в каких то случаях, довольно редких, такой расчёт логичен и закономерен. Ну например когда на стойку, заделанную в фундаментную плиту, действуют вертикальная и горизонтальная нагрузки. В этом случае действительно может произойти именно продавливание без кавычек фундаментной плиты в случае недостатка её прочности и в этом случае расчётная формула НИИЖБа реально применима. Но она совершенно не должна распространяться на расчёт каркасов с безбалочными перекрытиями. Десятки лет расчёт плит выполнялся по простой формуле с учётом только обрушающей вертикальной нагрузки и надёжность этого метода подтверждёна практикой.

[efwl]

Сообщение от troja А вот реально думаю об абсурдности навязанного проектировщикам расчёта на так называемое "продавливание" узлов стыка колонн с безбалочными перекрытиями с учётом не только вертикальной нагрузки от плиты, но и с учётом изгибающих моментов, действующих в колоннах каркаса.

а откуда в колоннах момент? (допустим ветра нет)

[troja]

Ну во первых ветер должен быть, но если даже его нет, то изгибающие моменты в колоннах будут из уравновешения жёстких узлов рамы.

[efwl]

Сообщение от troja изгибающие моменты в колоннах будут из уравновешения жёстких узлов рамы.

вот именно. ну значит будет плита момент воспринимать? или, по вашему, они как-то по другому уравновешиваются?

[troja]

Здесь случай типа что первично, яйцо или курица. Первично на плиту действуют вертикальные нагрузки (собственный вес, полезная нагрузка и т.д.), в ней возникают изгибающие моменты.Из за жёсткости узла сочленения плиты с колоннами в последних возникают тоже изгибающие усилия в добавление к действующим вертикальным усилиям. И почему эти моменты в колоннах надо использовать при расчёте плит перекрытий на "продавливание"? При расчёте колонн эти моменты надо учитывать, но какое эти моменты имеют отношение к плите, если они сами являются следствием работы плиты на вертикальную нагрузку? Абсурд, да и только.

[efwl]

Сообщение от troja При расчёте колонн эти моменты надо учитывать, но какое эти моменты имеют отношение к плите, если они сами являются следствием работы плиты на вертикальную нагрузку? Абсурд, да и только.

иэдеваетесь? да?

[troja]

Абсолютно нет. Где это вы увидели элементы издевательства?

[efwl]

Сообщение от troja Абсолютно нет. Где это вы увидели элементы издевательства?

да кто вас знает. плита воспринимает момент, действующий в узле (а не в колонне, отдельно взятой)
по средством работы на срез, напряжения от которой добавляются к напр от поперечной силы

[troja]

Уважаемый, плита воспринимает моменты, действующие "в плите", а не в каком то узле, который при правильном проектировании находится в уравновешенном состоянии. Для восприятия этих моментов подбирается правильно марка бетона и арматура то ли верхняя, то ли нижняя. А ещё в плите действуют поперечные силы, которые равны вертикальной нагрузке на плиту. Вот они то и стремятся "срезать" плиту и в случае недостаточной толщины плиты, недостаточной прочности бетона, недостаточного поперечного армирования в зоне этого срезания бывают обрушения. Но причём здесь изгибающие моменты в соседней колонне?

[efwl]

Сообщение от troja Но причём здесь изгибающие моменты в соседней колонне?

а, так они соседи, а я думал, что родственники. хорошо поставим вопрос по другому:
откуда на эп. моментов (в колонне) скачек в узле?

[troja]

Ну это так мы и до таблицы умножения доберёмся. Мне про скачок в эпюре неинтересно. Мне интересно следующее: десять лет тому назад НИИЖБ подсунул проектировщикам совершенно "сырую" методику расчёта безбалочных плит, предположительно чтобы освоить деньги на НТотчёт, а всё проектное сообщество с этим соглашается безропотно. А НИИЖБ продолжает эту туфту перепечатывать из норматива в норматив и хоть бы хны. Вот недавно в СП опять тоже без изменений перепечатали. И вот бедный 092 мучается с вопросом, как ему определить изгибающие моменты в крайних колоннах при расчёте плиты на продавливание и не задаётся вопросом, а зачем ему эти моменты?

[andsan]

А в Eurocode тоже НИИЖБ подсунул?

[efwl]

Сообщение от troja Ну это так мы и до таблицы умножения доберёмся.

а чем плоха методика ниижб? ничего сложного нет, так куда, по вашему, момент девается?
плита-то поворачивается вокруг колонны

[troja]

Сообщение от andsan А в Eurocode тоже НИИЖБ подсунул?

Да вряд ли, скорее всего до еврокода им дотянуться не удалось. А какое отношение имеет к еврокоду методика расчёта безбалочных плит, придуманная НИИЖБом? Разве они совпадают? Неужели у них тоже момент сопротивления в см2, а моменты инерции в см3?

[andsan]

Сообщение от troja Разве они совпадают

Не совпадают, но моменты учитываются. W тоже в см2. Только в Еврокоде его не называют "момент сопротивления коробчатого или кольцевого сечения с толщиной стенок равной единице". И расчетные случаи для центральных, крайних, угловых колонн различают.

По существу вопроса. Думаю Вы согласитеь, что НДС колонны и НДС примыкающего участка плиты взаимосвязаны. Если в одном случае в колонне отсутствует момент, а в другом, при прочих равных условиях, - присутствует, то и усилия в плите (M,Q) будут другими. Можно определять поперечные силы в плите по усилиям в колонне, что и предлагается в методике СП. Можно интегровать касательные напряжения по поверхности продавливание в плите. Определить усилия в стержневом элементе проще.

[efwl]

Сообщение от troja Неужели у них тоже момент сопротивления в см2, а моменты инерции в см3?

опять шутите? вы считаете, что напряжения вызванные моментом не добавляются к напр. вызванным
поперечной силой? да, действительно интересно

[Armin]

Создал тему по продавливанию.
Думаю, будет интересно.

[Romka]

troja

Момент=фикция. Его нет в природе. Есть продольная сила, приложенная с определенным эксцентриситетом. Вот эта эксцентренность делает нагружение расчетного контура неравномерным. Вспомните эпюру напряжений для внецентренно нагруженного фундамента, где крайние волокна нагружены больше и напряжения в них больше, чем среднее давление.

А вот почему СП не разрешает, чтобы влияние от момента было больше, чем от продольной силы - не ясно. Это может быть волевым решением, фактом, доказанным экспериментально или математически выведенным доказательством. ХЗ

[troja]

Сообщение от andsan Не совпадают, но моменты учитываются. W тоже в см2. Только в Еврокоде его не называют "момент сопротивления коробчатого или кольцевого сечения с толщиной стенок равной единице". И расчетные случаи для центральных, крайних, угловых колонн различают. По существу вопроса. Думаю Вы согласитеь, что НДС колонны и НДС примыкающего участка плиты взаимосвязаны. Если в одном случае в колонне отсутствует момент, а в другом, при прочих равных условиях, - присутствует, то и усилия в плите (M,Q) будут другими. Можно определять поперечные силы в плите по усилиям в колонне, что и предлагается в методике СП. Можно интегровать касательные напряжения по поверхности продавливание в плите. Определить усилия в стержневом элементе проще.

Интересно насчёт W тоже в см2. По этой логике и площадь надо измерять в см. Но это в порядке шутки. По серьёзному конечно же согласен, что НДС колонн и плит взаимосвязаны. Я согласен с тем, что при наличии в колоннах дополнительных М (например от ветра) в плите усилия будут несколько другими, чем если этих М не будет. Возможно, что это каким то образом усугубит сопротивление плиты от продавливания. Но стоило ли коренным образом менять методику расчёта, существовавшую до 2003 года и в принципе себя оправдавшую? Ради того, чтобы сказать, что вот у нас тоже как в еврокоде? Возможно какие то уточнения и стоило сделать, но не таким образом, во всяком случае применительно к безбалочным перекрытиям. Что касается продавливания фундаментных конструкций, то ради бога; в какой то степени и плит покрытия это может касаться.

[andsan]

Сообщение от troja дополнительных М (например от ветра)

Не только от ветра- разные пролеты, различная нагрузка. В еврокоде есть термин - влияние неуравновешенного момента.
Методики расчетов соответствуют практике проектирования. Вы встречали старые методики расчета плоских монолитных плит (без балок и капителей)? Приведу пример из "Руководства по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций". Безбалочное перекрытие - это плоская плита с капителью (на крайний случай с мет. воротником), конечно в этом случае учет моментов не очень актуален.
.

[efwl]

Сообщение от andsan старые методики расчета плоских монолитных плит (без балок и капителей)?

и/или консолей

[troja]

Уважаемый andsan, с случаем неуравновешенного момента согласен, но рамный узел каркаса разве можно назвать неуравновешенным? В своём посте (кажется 31) я приводил случай, когда учёт изгибающего момента не только возможен, но и необходим (стойка с горизонтальными и вертикальными нагрузками, заделанная в фунд. плиту). Но какое это имеет отношение к безбалочной плите перекрытия многоэтажного здания? Здесь сам термин "продавливание" и то применим с громадной натяжкой. Кто тут кого продавливает? Верхняя колонна? Так она давит не на плиту, а на нижнюю колонну. Нижняя колонна? Так в ней усилия направлены совсем в другую сторону от плиты и продавить её она никак не способна. А в чём же проблема? А она в том, что плита перекрытия в строгом соответствии с законом всемирного тяготения стремится упасть вниз, обрушиться, отломиться от поддерживающих её колонн, а этого желательно исключить с помощью правильного расчёта. На мой непритязательный взгляд методика старого СНиПа (2.03.01-84) вполне с этим справлялась, хотя и без учёта моментов в колоннах. Парадокс ситуации в том, что если произвести проверку по новой методе сотен, а возможно тысяч ранее построенных зданий, то обнаружится, что практически все они "не проходят" на так наз продавливание, что их якобы срочно надо усиливать, хотя они в эксплуатации уже не один десяток лет и никаких признаков аварийности в них не наблюдается. Что то от НИИЖБа на этот счёт никакого мнения слышать не приходилось. Вот и возникает вопрос: а почему до 2002 года можно было моменты в колоннах не учитывать при проектировании плит перекрытий, а сейчас почему то необходимо?. Или всё таки можно не учитывать? Или не надо их учитывать?

[efwl]

Сообщение от troja Кто тут кого продавливает?

troja, плита перемещается вниз с поворотом относительно участка плиты, примыкающего к колонне,
ограниченного контуром призмы продавливания. если представить, что плита остается на месте, а колонна
перемещается вверх- то полная аналогия с фунд

Offtop: я то думал, что вы можете пояснить смысл расчета изложенного в старых снип

[andsan]

Сообщение от troja почему до 2002 года можно было моменты в колоннах не учитывать

А почему снговая нагрузка раньше была 140, а теперь 180 кг/м2(III район) и что теперь делать со старыми крышами, "срочно надо усиливать"? Я считаю, что учет моментов вполне обоснован, хотя требования норм, на мой взгляд завышены.
В любом случае, как бы мы не относились к нормам, их следует выполнять.

[troja]

Сообщение от andsan А почему снговая нагрузка раньше была 140, а теперь 180 кг/м2(III район) и что теперь делать со старыми крышами, "срочно надо усиливать"? Я считаю, что учет моментов вполне обоснован, хотя требования норм, на мой взгляд завышены. В любом случае, как бы мы не относились к нормам, их следует выполнять.

Ну от снеговой нагрузки стропила могут сломаться, но здание то устоит, так что пример несколько некорректный. Согласен, что нормы надо выполнять, но нормы не должны быть бестолковыми, в этом состоит моя претензия к разработчикам норм. В данном случае изменения в нормы внесены недостаточно проработанными, как мне кажется. Выше я уже писал о том, что большое количество зданий с безбалочными перекрытиями спроектированы без учёта моментов в колоннах, построены и нормально эксплуатируются. Но жизнь сейчас динамичная, часто меняются арендаторы и другие пользователи помещений, меняются назначение и технологическая начинка и иногда выполняется повторная проверка конструкций на новые нагрузки. И нередко возникает ситуация, когда у проверяющих получается по современной методике расчёта результат отрицательный, хотя по старой методике всё ОК. И как тут быть? Выполнять большой объём бесполезных работ по усилению?

[efwl]

Сообщение от troja хотя по старой методике всё ОК.

у меня вызывает сомнение универсальность формулы, на которую вы ссылаетесь
в дополнение к тому, что выложил andsan

[troja]

Сообщение от efwl у меня вызывает сомнение универсальность формулы, на которую вы ссылаетесь в дополнение к тому, что выложил andsan

Уважаемый efwl, полагаю, что вы ещё довольно молодой специалист (и слава богу), поэтому не в курсе этой формулы, просто вы её не знаете, а знаете расчётные формулы в современном варианте. Поэтому вам и непонятно как можно сомневаться в правильности той или иной формулы из действующего снипа. Мне пришлось пользоваться и теми и этими вариантами расчёта безбалочных плит на продавливание в течение весьма продолжительной проектной деятельности и поэтому у меня постепенно созрело неприятие нынешнего варианта. Я считаю его сырым, опрометчиво внедрённым в практику проектирования безбалочных перекрытий каркасов.

[efwl]

Сообщение от troja просто вы её не знаете,

чуть ниже, по приведенному мною тексту есть этот расчет, но каких-то более подробных коментариев
по поводу ее применения не встречал. на счет новых норм- может вы и правы
на счет той формулы, мне было бы интересно узнать область ее применения
если был не корректен- извините

[yarrus77]

Сообщение от Armin Создал тему по продавливанию.

Добавлю от себя.
Armin выложил вторым пунктом статью Карпенко. Часть споров она утихомирит.

[troja]

Сообщение от yarrus77 Добавлю от себя. Armin выложил вторым пунктом статью Карпенко. Часть споров она утихомирит.

К сожалению статья господ Карпенко ничего не проясняет в спорах, во всяком случае не выглядит убедительной. Ну где они находят в колоннах ж-б каркаса силу, направленную вверх? Не ерунда ли это, если не выражаться погрубее? однозначно усилия в колоннах направлены строго вниз и какие бы стрелки вверх кто либо не рисовал, от этого они своего направления не поменяют. В узле многоэтажного здания верхняя колонна давит на нижнюю, нижняя на более нижнюю, а всё остальное "от лукавого". Во вторых, показывая узел каркаса, показывают М в колоннах, но почему то не показывают моменты, действующие в приопорной зоне плит перекрытий, примыкающих к колонне. Они то куда подевались? Уж ежели "вырезали " узел, так и обозначьте все усилия, которые там действуют, а не выборочно и картина уравновешенности узла будет выглядеть совсем по другому, а сомнения в правильности использования моментов в колоннах для расчёта "продавливания" перекрытия будут выглядеть более обоснованными. В третьих весьма сомнительны утверждения о том, что в расчётах на продавливание надо учитывать половину от суммы верхнего и нижнего моментов. Почему половину, а не треть или наоборот три четверти? каким инструментом это было измерено? И почему соотношение М продавливающего и удерживающего надо принимать не более соотношения F продавливания (раньше), или не более половины (сейчас по новому СП)? Очень сырыми и малообоснованными выглядят все эти новые методики расчёта так наз. "продавливания" безбалочных перекрытий.

[Saha]

Сообщение от troja К сожалению статья господ Карпенко ничего не проясняет в спорах, во всяком случае не выглядит убедительной. Ну где они находят в колоннах ж-б каркаса силу, направленную вверх? Не ерунда ли это, если не выражаться погрубее? однозначно усилия в колоннах направлены строго вниз и какие бы стрелки вверх кто либо не рисовал, от этого они своего направления не поменяют. В узле многоэтажного здания верхняя колонна давит на нижнюю, нижняя на более нижнюю, а всё остальное "от лукавого". Во вторых, показывая узел каркаса, показывают М в колоннах, но почему то не показывают моменты, действующие в приопорной зоне плит перекрытий, примыкающих к колонне. Они то куда подевались? Уж ежели "вырезали " узел, так и обозначьте все усилия, которые там действуют, а не выборочно и картина уравновешенности узла будет выглядеть совсем по другому, а сомнения в правильности использования моментов в колоннах для расчёта "продавливания" перекрытия будут выглядеть более обоснованными. В третьих весьма сомнительны утверждения о том, что в расчётах на продавливание надо учитывать половину от суммы верхнего и нижнего моментов. Почему половину, а не треть или наоборот три четверти? каким инструментом это было измерено? И почему соотношение М продавливающего и удерживающего надо принимать не более соотношения F продавливания (раньше), или не более половины (сейчас по новому СП)? Очень сырыми и малообоснованными выглядят все эти новые методики расчёта так наз. "продавливания" безбалочных перекрытий.

Ответы на ваши вопросы есть в книге Кодыша и Теркина, если интересно могу скинуть.

[Alex_26]

Saha если вы о расчете ЖБК, то было бы очень приятно - давно хочу почитать!